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ESTRUCTURA:

1. INTRODUCCIÓN

La estructura objeto de estudio consiste en una estructura de dos pórticos rígidos

a dos aguas, donde en uno de ellos se encuentra una entreplanta en sus dos primeros

vanos. Por su gran longitud hay que diseñar además una junta de dilatación que divida

la nave en dos partes.

Como guía para su cálculo se han considerado las normativas: NBE AE 88

Acciones en la Edificación, NBE EA 95 Estructuras de acero en edificación, Normas

Tecnológicas NTE concretamente Estructuras de Acero, así como la consulta de EHE

para consultar diferentes coeficientes. También he consultado el libro de D. Ramón

Argüelles Álvarez, “La estructura metálica”.

2. DATOS GENERALES DE LA OBRA

o Luz total: 25 m. cada pórtico.

o Separación entre pórticos: 5,70 m.

o Número de pórticos: 15

o Altura de pilares: 6,00 m.

o Altura de cumbrera: 8,50 m.

o Ángulo de cubierta: 11,31º.

o Pendiente de faldones: 20 %.

o Longitud de faldones: 12.747 m.

o Zona eólica: W.

o Situación topográfica: Normal

o Altitud topográfica: 100 m.

o Porcentaje de huecos: Menos del 33% de huecos.

3. CALCULO DE CORREAS:

Se consideran como piezas trabajando a flexión aquellas barras de la estructura

en las que los esfuerzos más importantes son los provocados por el momento flector,

bien porque sólo reciban cargas transversales, bien porque se prescinda de posibles

esfuerzos de tracción o compresión cuando éstos son poco importantes.

Se les denomina generalmente vigas y están situados en posición habitualmente

horizontal en la estructura; se encargan de soportar y transmitir a los pilares cargas

verticales casi siempre de tipo gravitatorio.

La separación entre pórticos es de 5,70 m y esa será la separación entre apoyos

para el cálculo de las correas. Éstas se estudian como vigas continuas apoyadas de dos

vanos ya que si se proyectasen como vigas biapoyadas aumentaría la deformación

necesitando perfiles mayores para cumplir la limitación de flecha impuesta en norma.

De más longitud no se suelen utilizar por complejidad en el transporte y montaje de las

mismas.

3.1 ACCIONES ADOPTADAS EN EL CÁLCULO:

La valoración de las acciones sobre la nave se realizará de acuerdo a lo

establecido en la norma NBE AE – 88.

Cargas gravitatorias Concarga: Se compone de peso propio y carga permanente. Estas cargas actúan

verticalmente.

Peso propio: carga debida al peso del perfil que se considere. Se predimensiona

con un perfil ZF – 180 x 2.0 cuyo peso es de qPp =4.13 kg/m.

Carga permanente: carga debida al peso de todos los elementos constructivos

que soporta la correa.

- Peso de la cubierta, panel de sandwich de fijación rígida……........ 12 kg/m2

- Peso del falso techo………………………………………………... 14 kg/m2

Σ 26 kg/m2

Para considerar la carga por metro lineal multiplicamos por la separación entre

correas:

mkgmmkgqCp /4,364,1·/26 2 ==

Sobrecarga: carga cuya magnitud y posición puede ser variable a lo largo del

tiempo, consideraremos la sobrecarga de uso y la sobrecarga de nieve. Estas cargas

actúan verticalmente.

Sobrecarga de uso.

Sobrecarga de nieve: es la sobrecarga debida al peso de la nieve. En Lucena,

situada a una altitud topográfica de 100 m sobre el nivel del mar, corresponde una

carga de nieve de 40 kg/m2. La sobrecarga de nieve sobre la superficie de cubierta,

que presenta una pendiente del 16.67 %, es:

40 kg/m2 · cos 9.462 = 39,455 kg/m2

Consideramos la carga por metro lineal multiplicamos por la separación entre

correas:

qN = 39,455 kg/m2 · 1,3 m = 51.29 kg/m

Acciones del viento

Los valores de la carga de viento en kg/m2 sobre cada plano de cubierta son “m”

a barlovento y “n” a sotavento, se obtienen en función de la zona eólica, situación

m n

topográfica, altura de coronación, tipo de edificación e inclinación de la cubierta. En

este caso los valores son los siguientes:

o Zona eólica = W

o Situación topográfica = normal

o H = 8,50 m

o α = 11.31º

o Menos del 33% de huecos

Según la NTE: Contamos con dos hipótesis de carga:

HIPÓTESIS A HIPÓTESIS B

m N m n

-0.35 -13 -38.65 -51

⎩⎨⎧

−=−=

→−kg/m9,16kg/m455.0

SOTAVENTO

BARLOVENTO

qq

AHipótesis

⎩⎨⎧

−=−=

→−kg/m3,66

kg/m245.50

SOTAVENTO

BARLOVENTO

qq

BHipótesis

Según la NBE – AE – 88:

kg/m13−=BARLOVENTOq

kg/m26−=SOTAVENTOq

En vista de las diferentes hipótesis que resultan, se escoge la más desfavorable y

teniendo en cuenta que las cargas de viento cuando son negativas empujan a la cubierta

hacia arriba, concluyo que la más desfavorable es: qv = kg/m3,66−

m n

3.2 COMBINACIÓN DE ACCIONES

Los coeficientes de ponderación según la hipótesis de carga, la clase de acción y

el efecto favorable o desfavorable de la acción sobre la estabilidad o las tensiones se dan

en la NBE – EA 95 (Tabla 3.1.5). En esta norma nos encontramos con el “Caso I” y

dentro de éste el más desfavorable es el “Caso IC” por considerar las tres acciones, que

anteriormente hemos tenido en cuenta, simultáneamente.

ACCIONES DESFAVORABLE FAVORABLE

Carga Constante 1,33 1,00

Viento 1,50 0

Nieve 1,50 0

En primer lugar estudiaré la combinación más desfavorable sin tener en cuenta

la sobrecarga aislada de 100 kg, es decir, peso propio, carga permanente, nieve y viento,

y posteriormente peso propio, carga permanente y sobrecarga aislada.

En la primera combinación que vamos a estudiar (Pp + Cp + N + V) al actuar el

peso propio, carga permanente y carga de nieve verticalmente su resultante ponderada

qT (considerando los coeficientes de ponderación) se descompondrá en una componente

horizontal y en otra vertical.

º31.11senqq Tx ⋅=

º31.11cos⋅= Ty qq

ACCIÓN q (kg/m) qy (kg/m) qx (kg/m) qy (kg/m) PONDERADA

qx (kg/m) PONDERADA

Peso Propio 4,13 4,074 0,679 5,42 0,903

Carga

Permanente 33,8 33,34 5.556 44,34 7,39

Nieve 51,29 50,59 8,384 75,885 12,57

Viento -66,3 -65,39 -10,75 - -

Σ 125,65 20,86

Al elegir la cubierta de fijación rígida se simplifica el problema, ya que

pasamos de flexión esviada a flexión simple. Esto se debe a que la componente qx es

absorbida por la cubierta y dejando tan solo componente y.

( ) mkgLq

mxMx yT ⋅=⋅

=⋅

== 57,1278

85,265,1258

)85,2(22

( ) mkgLq

mxMx yT ⋅=⋅

=⋅

== 29,5108

7,565,1258

)8,5(22

3.3 COMPROBACIÓN DEL PERFIL

El perfil elegido para el predimensionamiento fue un ZF – 180 x 2.0 cuyos módulos

resistentes son:

o Wx = 32,6 cm3

o Wy = 7,18 cm3

El acero utilizado en toda la estructura será del tipo A37b que posee las

siguientes características:

Límite Elástico (σe) 2400 kg/cm2

Módulo de Elasticidad (E) 2100000 kg/cm2

M. Elasticidad Transversal (G) 810000 kg/cm2

Coeficiente de Poisson (υ) 0,30

3.3.1 COMPROBACIÓN A RESISTENCIA

Se tiene que cumplir la siguiente condición;

ux

x

WM

σσ ≤=*

*

223 /2400/3,1565

6,32/100·29,510* cmkgcmkg

cmmcmmkg

≤=⋅

=σ Cumple

3.3.2 COMPROBACIÓN A FLECHA

Como solo he considerado la componente qy, ya que la componente x la absorbe

la cubierta que es de fijación rígida y por tanto solo compruebo la flecha en el plano y-y.

La flecha en el centro del vano de una viga apoyada de sección constante,

constituida por un perfil simétrico de canto h y luz L puede calcularse mediante la

fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α Según NBE EA-95

donde:

o σ es la tensión máxima producida por el máximo momento flector característico

en kg/mm2.

o α es un coeficiente que depende de la clase de sustentación y del tipo de carga.

La carga uniformemente distribuida que actúa en el plano y-y es:

qyT = 88 kg/m

El momento flector máximo característico tendrá un valor:

( ) mkgLq

mxMx yT ⋅=⋅

=⋅

== 4.3578

7,5888

)8,5(22

El valor máximo de tensión será:

223 /96,10/33,1096

6,32/100·41,357 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ

Sabiendo que α = 0,415 la flecha en este plano será:

( ) mmmmf 21,818

70,596,10415,0)(2

=⋅

⋅≈

Según la NBE – EA 95, el valor máximo de la relación flecha/luz para vigas o

viguetas de cubierta bajo la acción de la carga característica es de 1/250:

004,000144,05700

21,82501

<=→<mmmm

Lf Cumple

3.3.3 COMPROBACIÓN DEL PERFIL DEBIDO A LA SOBRECARGA DE USO

Vamos a comprobar la viga sometida a una carga puntual de 100 kg actuando en

la posición más desfavorable (centro del vano) junto con la concarga. Aplicamos

superposición:

Estado I Estado II

ACCIÓN y – y x – x y – y

PONDERADA x – x

PONDERADA

Peso

Propio

4,13

kg/m

4,074

kg/m

0,679

kg/m

5,42

kg/m

0,903

kg/m

Carga

Permanente

33,8

kg/m

33,34

kg/m

5,556

kg/m

44,34

kg/m

7,39

kg/m

Σ 49,76 kg/m 8,3 kg/m

Sobrecarga

Aislada

100

kg

98,64

kg

16,44

kg

*148

kg

*24,66

kg

* Coeficiente de ponderación más desfavorable 1,50

A igual que antes la componentes x son absorbidas por la cubierta por ser de

fijación rígida.

Estado I Estado II

Estado I

mkgLPmxMx y ⋅=⋅⋅=⋅⋅== 68,8585,21486413

6413)85,2(

mkgLPmxMx y ⋅=⋅⋅=⋅⋅== 08,797,5148323

323)7,5(

Estado II

( ) mkgLq

mxMx yT ⋅=⋅

=⋅

== 52,508

85,276,498

)85,2(22

( ) mkgLq

mxMx yT ⋅=⋅

=⋅

== 08,2028

7,576,498

)7,5(22

Sumando ambos estados:

mkgmxMxT .2,136)85,2( ==

mkgmxMxT ⋅== 16,281)7,5(

3.3.3.1 COMPROBACIÓN A RESISTENCIA


ux

x

WM

σσ ≤=*

*

223 /2400/3,864

6,32/100·76,281* cmkgcmkg

cmmcmmkg

≤=⋅

=σ Cumple

3.3.3.2 COMPROBACIÓN A FLECHA

Como solo he considerado la componente qy, ya que la componente x la absorbe

la cubierta que es de fijación rígida y por tanto solo compruebo la flecha en el plano y-y.



fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

donde:


en kg/mm2.



qyT = 37,41 kg/m

P=100 kg


( ) mkgLPLq

mxMx yyT

T ⋅=⋅⋅+⋅

=⋅⋅+⋅

== 37.2057,5100323

87,541,37

323

8)8,5(

22


223 /3,6/97,629

6.32/100·37,205 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ

Sabiendo que α = 0,448 la flecha en este plano será:

( ) mmmmf 094,518

70,53,6448,0)(2

=⋅

⋅≈

Según la NBE – EA 95, el valor máximo de la relación flecha/luz para vigas o

viguetas de cubierta bajo la acción de la carga característica es de 1/250:

004,0000878,05800

094,52501

<=→<mmmm

Lf Cumple

Luego adoptamos un perfil ZF – 180 x 2.0 para las correas de cubierta.

RESULTADOS DE CYPE (GENERADOR DE PÓRTICOS)

Datos de la obra

Separación entre pórticos: 5.70 m. Con cerramiento en cubierta - Peso del cerramiento: 12.00 Kg/m2 - Sobrecarga del cerramiento: 40.00 Kg/m2 Con cerramiento en laterales - Peso del cerramiento: 0.00 Kg/m2

Normas y combinaciones

Perfiles conformados:EA-95 (MV110) Grupo de combinaciones:EA-95 Perfiles laminados:EA-95 (MV103) Grupo de combinaciones:EA-95 Desplazamientos Grupo de combinaciones:Acciones Caracteristicas

Datos de viento

Según N.T.E (España)

Zona Eólica: W Situación: Normal Porcentaje de huecos: Menos del 33% de huecos Hipótesis aplicadas: 1 - Hipótesis A izquierda. 2 - Hipótesis A derecha. 3 - Hipótesis B izquierda. 4 - Hipótesis B derecha.

Datos de nieve

Según N.T.E (España) Altitud topográfica: Altura comprendida entre 0 y 200 metros. Hipótesis aplicadas: 1 - Hipótesis nieve NTE

Aceros en perfiles

Tipo acero Acero Lim. elásticoKp/cm2

Módulo de elasticidad Kp/cm2

Aceros Conformados A37 2400 2100000

Datos de pórticos Pórtico Tipo exterior Geometría Tipo interior

1 Dos aguas Luz izquierda: 12.50 m.Luz derecha: 12.50 m. Alero izquierdo: 6.00 m.Alero derecho: 6.00 m. Altura cumbrera: 8.50 m.

Pórtico rígido

2 Dos aguas Luz izquierda: 12.50 m.Luz derecha: 12.50 m. Alero izquierdo: 6.00 m.Alero derecho: 6.00 m. Altura cumbrera: 8.50 m.

Pórtico rígido

Datos de correas de cubierta

Parámetros de cálculo Descripción de correas Límite flecha: L / 250 Número de vanos: Dos vanos Tipo de fijación: Fijación rígida

Tipo de perfil: ZF-180x2.0Separación: 1.40 m. Tipo de Acero: A37

Comprobación El perfil seleccionado cumple todas las comprobaciones.Porcentajes de aprovechamiento: - Tensión: 99.49 % - Flecha: 51.91 %

Medición de correas Tipo de correas Nº de correas Peso lineal Kg/m Peso superficial Kg/m2

Correas de cubierta 40 198.35 3.97

Cargas en barras

Barra Hipótesis Tipo Posición Valor Orientación Pilar Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.12 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Pilar Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.24 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Pilar Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.12 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Pilar Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.24 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00)

Cubierta Peso propio Uniforme --- 0.09 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Sobrecarga de uso Uniforme --- 0.23 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.07 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.01 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.29 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.20 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis nieve NTE Uniforme --- 0.22 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Peso propio Uniforme --- 0.09 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Sobrecarga de uso Uniforme --- 0.23 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.01 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.07 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.20 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.29 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis nieve NTE Uniforme --- 0.22 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00)

Pilar Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.24 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Pilar Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.12 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Pilar Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.24 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Pilar Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.12 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00)

Cubierta Peso propio Uniforme --- 0.09 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Sobrecarga de uso Uniforme --- 0.23 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.07 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.01 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.29 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.20 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis nieve NTE Uniforme --- 0.22 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Peso propio Uniforme --- 0.09 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Sobrecarga de uso Uniforme --- 0.23 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A izquierda. Uniforme --- 0.01 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, -1.00) Cubierta Hipótesis A derecha. Uniforme --- 0.07 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B izquierda. Uniforme --- 0.20 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis B derecha. Uniforme --- 0.29 Tn/m EXB: (0.00, 0.00, 1.00) Cubierta Hipótesis nieve NTE Uniforme --- 0.22 Tn/m EG: (0.00, 0.00, -1.00)

Descripción de las abreviaturas: EG : Ejes de la carga coincidentes con los globales de la estructura. EXB : Ejes de la carga en el plano de definición de la misma y con el eje X coincidente con la barra.

4. CÁLCULO DE LA ESCALERA

4.1. INTRODUCCIÓN

Se diseña una escalera metálica de 2 tramos rectos cruzados y de igual longitud,

con descansillo intermedio, para poner en contacto las oficinas (planta alta) con el

vestíbulo (planta baja).

Para el cálculo de las zancas de esta escalera se utiliza la NTE-EAZ, según la

cual ésta se define del tipo 1: “Zanca para escalera de dos tramos con meseta

intermedia”. Los datos necesarios para el cálculo se pueden apreciar en la figura.

En primer lugar determinaremos cuales van a ser las dimensiones de los

peldaños que componen las escaleras. Las “Normas técnicas para la accesibilidad y la

eliminación de barreras arquitectónicas, urbanísticas y en el transporte en Andalucía”

imponen que:

o La huella no ha de ser inferior a 27 centímetros.

o La tabica o contrahuella será menor a 18,5 centímetros.

Fijamos una tabica de 16 centímetros, por lo que la huella tendrá unas

dimensiones de:

cmtabicaHuella 3116263263 =⋅−=⋅−=

Teniendo en cuenta que la distancia entre solados es de 320 cm, el número de

peldaños que se colocará será igual a 10 por tramo.

Así los parámetros necesarios para el cálculo de las zancas son:

o Altura entre solados de plantas. A = 320 cm

o Pendiente del tramo inclinado. β = 0,52

o Longitud de la prolongación horizontal de la zanca en cada planta. D = 1,52 m

o Ancho del tramo igual a la longitud del descanso intermedio. I = 120 cm

o Ancho del ojo de la escalera. J = 10 cm

Según la citada norma, la longitud total de la zanca (L) será la suma de la

proyección horizontal del tramo inclinado de la zanca T, y de las características

geométricas de la zanca:

cmIDTL 58012031,15252,0

160=++=++=

4.1.1. BASES DE CÁLCULO

El proceso de cálculo de la NTE-EAZ analiza las zancas como elementos

lineales con las siguientes hipótesis en las condiciones de apoyo para escaleras de 2

tramos:

o Hipótesis I – Zanca apoyada en un extremo con articulación en los apoyos

correspondientes a ambas plantas

o Hipótesis II – Zanca articulada, tanto en un extremo como en los apoyos

correspondientes a ambas plantas

o Hipótesis III – Zanca biapoyada o biarticulada

Las cargas permanentes que se han considerado son, además del peso propio de

la zanca, las siguientes:

o Una carga debida al peso propio del tablero de valor 0,2 t/m

o Una carga debida al material de formación de peldaños cuya densidad es de 2,2 t/m3

o Una carga debida al peso propio del solado de valor 0,1 t/m2

Las sobrecargas de uso consideradas son 300, 400, 500 kg/m2. Para la

determinación de la sobrecarga de uso utilizamos la norma NBE – AE – 88, donde se

indica que para escaleras de edificios comerciales y oficinas privadas esta sobrecarga es

de 400 kg/m2.

El material utilizado es acero laminado de límite elástico de 2600 kg/cm2.

Se contemplan dos estados, siendo los coeficientes para el estado límite último

de 1,33 y 1,5 para la mayoración de las cargas permanentes y sobrecargas

respectivamente, y de 1 para la minoración de la resistencia del material. Para el estado

límite de servicio los coeficientes serán siempre 1 tanto para la mayoración de todas las

cargas como para la minoración de la resistencia del material.

La flecha considerada como máxima por ser una viga de menos de 5 m de

longitud es la de:

300Lf =

Para las características de nuestra escalera, los parámetros que quedan por

definir se obtendrán de las tablas 6 y 18.

En la tabla 6, partiendo del tipo de escalera y del tipo de perfil que elegimos

(IPN), para el ángulo de pendiente, la sobrecarga de uso, y la altura entre plantas, se

obtiene como perfil para la zanca un IPN-240.

En la tabla 18 se obtienen las reacciones que nos servirán para la determinación

de las cargas sobre los elementos que soportan estas zancas.

Así se obtienen unas reacciones de VI = 1500 kg y VD = 1500 kg en los apoyos

de arranque, desembarco y en los de meseta. Las uniones de las zancas a la estructura se

harán mediante apoyo en viga de acero tanto en el desembarco como en la meseta,

mientras que el arranque se realizará mediante apoyo en hormigón, determinándose a

continuación los parámetros correspondientes:

o Apoyo en viga de acero. El espesor de garganta G en mm de los cordones de

soldadura se determina en la Tabla 27 en función del tipo de perfil apoyado y de

su canto H en mm. La longitud del cordón de soldadura será la mitad de la

entrega de la viga más 20 mm.

H = 240 mm; IPN G = 4,5 mm

o Apoyo en hormigón. La longitud A, ancho B y espesor E en mm, de la placa de

anclaje, el espesor de garganta G en mm de los cordones de soldadura, el

número N, diámetro Ø y longitud L en mm de la armadura de anclaje, se

obtienen en la Tabla 33 en función del tipo de perfil y de su canto H en mm.

H = 240 mm; IPN

A= 210 mm; B= 120 mm; E= 14 mm; G= 5 mm; N= 2; Ø= 14 mm; L= 200 mm

La placa de anclaje será de acero laminado de dimensiones 210x120x14mm,

apoyando directamente el perfil sobre la placa. La chapa estará colocada previamente al

hormigonado y posteriormente nivelada y enrasada sobre el vertido del hormigón, de

resistencia característica 25 N/mm2.

Como no es necesaria chapa de apoyo de acero laminado, la zanca se soldará a la

placa de anclaje con una entrega igual 3·B/4 = 90 mm. La entrega de la zanca será como

mínimo de 2/3 del ala de la viga de apoyo.

4.1.2. CÁLCULO DE LA VIGA Y PILAR DE APOYO SOBRE LA QUE DESCANSA LA MESETA INTERMEDIA

Para apoyar las cuatro zancas que componen la meseta intermedia de la escalera

se dispone una viga que a su vez apoyará sobre un pilar de apoyo y sobre un pilar del

segundo pórtico.

Sobre ella actuarán el Peso propio de la misma (IPN-180) y las reacciones que se

originan como consecuencia del apoyo de las zancas:

P = 1500 kg

qPp = 21,90 kg/m

Se representa a continuación un esquema de cómo quedaría solicitada esta viga:

Apoyo fijo: pilar de apoyo. Apoyo móvil: pilar del pórtico.

A continuación utilizo el programa Metal 3D del paquete informático CYPE

para obtener la combinación de esfuerzos más desfavorable y así llevar a cabo el cálculo

de la viga definida con anterioridad.

Introducimos las cargas:

____________________________________________________________________________________ Barras Cargas ____________________________________________________________________________________ Hipót. Tipo P1 P2 L1(m) L2(m) Dirección ____________________________________________________________________________________ 1/2 1 (PP 1) Uniforme 0.022 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 0.050 - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 1.140 - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 1.350 - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 2.440 - ( 0.000, 0.000,-1.000) ____________________________________________________________________________________

Observando los resultados dados por el programa, comprobamos que la

combinación más desfavorable es:

____________________________________________________________________________________ Barras ESFUERZOS (EJES LOCALES) (Tn)(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 0 L 1/8 L 1/4 L 3/8 L 1/2 L 5/8 L 3/4 L 7/8 L 1 L ____________________________________________________________________________________ 1/2 Combinación 4 (Acero laminado): Sobrecarga (1.33 x PP1 + 1.5 x SC1) Tz -4.5544 -2.2953 -2.2862 -2.2771 -0.0180 2.2411 2.2502 2.2593 4.5184 My 0.0000 0.8311 1.5471 2.2600 2.7228 2.2488 1.5471 0.8424 0.0000 ____________________________________________________________________________________

El tipo de perfil que constituye la viga es un IPN-180 cuyos términos de sección

más relevantes son:

Wx = 161 cm3; h = 18 cm

Comprobación a resistencia


ux

x

WM

σσ ≤=*

*

Siendo la tensión máxima: ____________________________________________________________________________________Barras TENSIÓN MÁXIMA ____________________________________________________________________________________ TENS.(Tn/cm2) APROV.(%) Pos.(m) N(Tn) Ty(Tn) Tz(Tn) Mt(Tn·m) My(Tn·m) Mz(Tn·m) ____________________________________________________________________________________1/2 1.6900 65.00 1.250 0.0000 0.0000 -0.0180 0.0000 2.7228 0.0000 ____________________________________________________________________________________

22 /2600/18,1691161

100·1000·7228,2* cmkgcmkg ≤==σ Cumple

Comprobación a flecha

Según la NBE EA-95, el valor máximo de la relación flecha/luz para vigas de

hasta 5 m de luz y viguetas de forjado, que no soporten muros de fábrica, bajo la acción

de la carga característica es de 1/300:

mmLuzFlechaLuz

Flecha 33,83002500

3003001

==≤→≤

Según los datos dados por el programa, la flecha máxima absoluta aparecerá a

una distancia del apoyo fijo de 1,25 metros (centro del vano) y tendrá un valor de 3,65

mm. Luego se cumple esta comprobación.

CÁLCULO DEL PILAR SOBRE EL QUE APOYA LA VIGA:

La viga se considera apoyada en el pilar que se calcula ahora. Por tanto, la viga

transmitirá al pilar un esfuerzo axil que se considera centrado: ese esfuerzo de

compresión se corresponderá con el valor del cortante, de la viga anterior, en el apoyo

fijo.

A continuación se representa un esquema donde se pueden apreciar las cargas

que actúan sobre el pilar: además del Peso Propio del elemento resistente (HEB-120)

actúa un esfuerzo axil de compresión que, como se ha expuesto antes, representa el

valor de la reacción que aparece debido al apoyo sobre el pilar de la viga que soporta las

zancas de la escalera.

El valor de esas acciones es:

Peso propio: qPp = 26,7 kg/m

Sobrecarga: R* = 4,5544 t; R = 3,219 t = 3218,657 kg


Se considera que el pilar está sometido a compresión centrada por las cargas

definidas en el apartado anterior, con lo que se tendrá que cumplir la siguiente

condición:

uAN σσ ≤=

∗∗

El esfuerzo axil ponderado máximo N*, situado en la base del pilar, queda

definido por el siguiente valor:

N*= 1,33 · 26,7 · 1,60 + 1,5 · 3218,657 = 4884,803 kg

El valor de A hace referencia al área del perfil (HEB-120) con el que

inicialmente se está predimensionando el pilar:

A = 34cm2

Definidos los valores se comprueba si se cumple la condición de resistencia:

222

* /2600/671,14334

803,4884 cmkgcmkgcm

kg<==σ Cumple

Comprobación a Pandeo

En las piezas sometidas a compresión centrada ha de verificarse que:

uAN σωσ ≤⋅= ∗∗

- Cálculo del coeficiente ω:

El pandeo se producirá alrededor del eje de menor momento de inercia: al

tratarse de un perfil HEB-120 se cumple que Ix > Iy.

Por tanto el pandeo se producirá alrededor del eje Y, siendo el plano X-X donde

se estudiará dicho fenómeno.

En primer lugar se calculará la esbeltez mecánica λy de la pieza:

y

ky i

l=λ

Puesto que el pilar se considera como empotrado-apoyado, el coeficiente de

esbeltez β que le corresponde es de 0,7. Así la longitud de pandeo lk se calculará

mediante la siguiente expresión:

lk = β · l = 0,7 · 1,60 = 1,12 m

Con el valor de la esbeltez mecánica λy entramos en la tabla 3.2.7 de la NBE

EA-95 y determinamos el coeficiente ωy:

06,1601,3606,3

112=→=== y

y

ky i

lωλ

Vemos ahora si el perfil cumple la comprobación a pandeo:

22** /2600/291,1523406,1·803,4884· cmkgcmkg

AN y <===

ωσ Cumple

UNION DE LA VIGA DE APOYO DE LAS ZANCAS CON LOS DOS PILARES:

La viga se considera biapoyada. Por tanto, habrá que determinar las uniones con

los pilares:

Unión a pilar de apoyo:

Ayudándome de la NTE en su apartado EAV, apoyo en soporte de acero,

entrando en la Tabla 19 con el cortante mayorado T* en t, que tiene que resistir el

apoyo, se obtiene en mm, el lado A1 y espesor E1 del angular de apoyo, así como la

garganta G1 del cordón de soldadura de unión al soporte y el espesor mínimo que debe

tener el soporte. Si el espesor del soporte fuese inferior al obtenido, se entrará en la

Tabla con su espesor obteniéndose el angular de apoyo A1 E1, el cordón G1 y el valor de

T* máximo resistido por la unión. La diferencia T*-T* máximo se absorbe colocando

en prolongación del angular una chapa de apoyo del mismo espesor que el angular y de

longitud L que se obtiene en la Tabla 20 a partir de G1 y T*-T* máximo.

El ancho C del angular será la menor de las siguientes medidas:

o 0,8 del ancho del pilar.

o 1,2 del ala de la viga que sustente.

La chapa tendrá un ancho de C + 30 mm.

Para el caso que tenemos el pilar es un HEB-120 con un espesor e1 = 11 mm en

su ala y e = 6,5 mm en su alma. Por tanto el espesor menor del soporte es de 6,5 mm.

T* = 4,5544 t

Entrando en la Tabla 19:

o A1 = 50 mm

o E1 = 5 mm

o G1 = 3 mm

Y el espesor mínimo exigido al soporte es de 4,9 mm. Cumple.

El angular de atado de viga a soporte de lado A2 y espesor E2 en mm se obtiene

en la Tabla 21 en función del tipo de perfil y de su altura H en mm.

Para nuestro:

o A2 = 50 mm

o E2 = 5 mm

El cordón de soldadura G2 del angular de atado de viga a soporte se obtiene en la

Tabla 22 en función del espesor menor del soporte o de la viga:

o G2 = 3,25 mm

5. . CÁLCULO DEL FORJADO

5.1. INTRODUCCIÓN

Se proyecta un forjado sobre el que se instalarán las dependencias

administrativas y directivas, los aseos correspondientes, y un espacio para sala de

espera. Este forjado estará formado por vigas (jácenas) y viguetas: las primeras

apoyarán, dependiendo de la que se trate, entre los pilares y pilarillos del primer pórtico

o entre pilares de pórtico y pilares interiores que se dispondrán para tal fin, mientras que

las viguetas lo harán en las propias jácenas.

El forjado se formará a partir de viguetas metálicas con bovedillas de mortero y

la correspondiente capa de compresión, solería, etc.: ocupará los dos primeros pórticos

de la nave.

5.2. CÁLCULO DE LAS VIGUETAS DE FORJADO

Para realizar el cálculo de las viguetas de forjado, es necesario conocer la mayor

separación longitudinal entre jácenas (5,70 m) y la separación entre viguetas de forjado.

Entre viguetas se situarán bovedillas de mortero que conformarán el forjado y cuya

longitud es 65 cm. Por ello, para el cálculo de las viguetas se considerará una separación

entre ellas de 65 cm.

El dimensionamiento de las mismas se realizará considerando a las viguetas

como vigas de 5,70 m de longitud (distancia mayor entre jácenas) biapoyadas sobre las

jácenas.

Valoración de acciones adoptadas en el cálculo

La valoración de las acciones sobre la vigueta se realizará de acuerdo a lo

establecido en la norma NBE AE-88:

Acciones gravitatorias

Concarga:

o Peso propio: carga debida al peso del perfil que se considere. Predimensionamos

con un perfil IPN-240 cuyo peso es de 36,20 kg/m

o Carga permanente: carga debida al peso de todos los elementos constructivos que

soporta la vigueta. Diferenciamos los siguientes:

− Losa aligerada de hormigón armado: losa de 25 cm de canto formada por

bovedillas de mortero y capa de hormigón de compresión (5 cm de espesor).

320 kg/m2.

− Pavimento: constituido por terrazo sobre mortero con 5 cm de espesor total.

80 kg/m2.

− Falso techo: formado por losetas de escayola más elementos de fijación.

20 kg/m2.

Sobrecarga:

o Sobrecarga de uso: el valor para esta sobrecarga se obtiene considerando que la

actividad a desarrollar en la planta alta es similar a la de oficinas públicas y tiendas.

300 kg/m2.

o Sobrecarga de tabiquería: como la sobrecarga de uso es de 300 kg/m2, se tomará

como sobrecarga adicional de tabiquería la mitad del peso de ésta. 150 kg/m2.

o Sobrecarga aislada: se considera una carga aislada de 100 kg actuando en la

posición más desfavorable de la vigueta (centro del vano).

Hipótesis de carga y combinaciones consideradas


el efecto favorable o desfavorable de la misma sobre la estabilidad o las tensiones se

dan en la NBE EA-95. En esta norma nos encontramos con el “Caso I” y dentro de éste

el que corresponde, por considerar las acciones que anteriormente hemos tenido en

cuenta, es el “Caso Ia”.

Según se indica en la norma NBE AE-88 en su apartado 3.4, este elemento

resistente se calculará para resistir las sobrecargas anteriores actuando no

simultáneamente, es decir tendremos dos hipótesis de la siguiente manera.

a) Hipótesis A (Acciones gravitatorias + S. de uso + S. de tabiquería):

Las cargas por metro lineal de las acciones correspondientes a esta hipótesis son

las siguientes:

qPp = 36,20 kg/m

Cp= 320 + 80 + 20 = 420 kg/m2 qCp = 420 kg/m2 · 0,65 m = 273 kg/m

Suso = 300 kg/m2 qSuso = 300 kg/m2 · 0,65 m = 195 kg/m

Stabiquería = 150 kg/m2 qStabiquería = 150 kg/m2 · 0,65 m = 97,5 kg/m

Tanto Peso propio, Carga Permanente y las distintas Sobrecargas actúan en la

misma dirección y sentido por lo que no habrá distinción entre carga favorable o no: se

considera entonces que todas ejercen una acción desfavorable y, como consecuencia de

ello, habrá que aplicarles los coeficientes de ponderación correspondientes. El resultado

de la combinación de dichas cargas proporciona una carga uniformemente distribuida

sobre la vigueta:

q* = 1,33 · (36,20 + 273) + 1,5 · (195 + 97,5) = 849,986 kg/m

Tenemos una carga uniformemente distribuida q* que actúa sobre una viga de

5,70 m con lo que el momento que resulta será:

kg·m355270,5986,84981*

81 22

max =⋅⋅=⋅⋅= LqMf

b) Hipótesis B (Acciones gravitatorias + S. aislada):

El valor de las cargas que se consideran en esta hipótesis se representa a

continuación:

qPp = 36,20 kg/m

Cp= 320 + 80 + 20 = 420 kg/m2 qCp = 420 kg/m2 · 0,65 m = 273 kg/m

Saislada = 100 kg

Tanto Peso propio, Carga Permanente y la Sobrecarga aislada actúan en la




de la combinación de dichas cargas proporciona una carga uniformemente distribuida y

una carga puntual sobre la vigueta:

P* = 1,5 · 100 = 150 kg

q* = 1,33 · (36,20 + 273) = 411,236 kg/m

Tenemos una carga uniformemente distribuida q* y una carga puntual P* que

actúa sobre una viga de 5,70 m. Aplicando el Principio de Superposición

descomponemos el estado inicial en dos estados:

Estado I Estado II

Los momentos que resultan para cada estado son:

mkgLPMfEstadoI ·75,21370,515041*

41*

max =⋅⋅=⋅⋅=→

mkgLqMfEstadoII ·13,167070,5236,41181*

81 22*

max =⋅⋅=⋅⋅=→

El momento en el estado inicial será la suma de los obtenidos para cada estado:

mkgMfMfMf III ·88,1883*max

*max

*max =+=

Comprobación del perfil

El perfil elegido para el predimensionamiento es un IPN-240 cuyos términos de

sección más relevantes son:

Wx = 354 cm3; h = 24 cm


La comprobación a resistencia se ha de realizar tanto para la Hipótesis A como

la Hipótesis B:

Se tiene que cumplir la siguiente condición:

ux

x

WM

σσ ≤=*

*

223 /2600/4,1003

354/100·3552* cmkgcmkg

cmmcmmkgHipótesisA ≤=

⋅=→σ

223 /2600/17.532

354/100·88,1883* cmkgcmkg

cmmcmmkgHipótesisB ≤=

⋅=→σ

Cumplen ambas hipótesis




fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

donde:


en kg/mm2.



Hipótesis A q = 36,20 + 273 + 195 + 97,5 = 601,7 kg/m

Hipótesis B P = 100 kg

q = 36,20 + 273 = 309,2 kg/m


Hipótesis A ( ) mkgLqMx ⋅=⋅

=⋅

= 65,24438

7,57,6018

22

Hipótesis B ( ) mkgMx ·24,13988

7,52,3094

70,5100 2

=⋅

+⋅

=


Hipótesis A 223 /9,6/3,690

354/100·65,2443 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ

Hipótesis B 223 /95,3/98,394

354/100·24,1398 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ

Sabiendo que α = 1 la flecha en este plano será:

Hipótesis A ( ) mmmmf 34,924

70,5.9,61)(2

=⋅≈

Hipótesis B ( ) mmmmf 35,524

70,595,31)(2

=⋅

⋅≈

Según la NBE EA-95, el valor máximo de la relación flecha/luz para vigas y

viguetas de forjado, que soporten muros de fábrica, bajo la acción de la carga

característica es de 1/500:

Hipótesis A 002,000164,05700

34,95001

<=→<mmmm

Lf Cumple

Hipótesis B 002,0000939,05700

35,55001

<=→<mmmm

Lf Cumple

Unión Vigueta - Jácena

La unión entre vigueta y viga (jácena) es un apoyo simple sobre viga de acero.

Se llevará a cabo mediante la soldadura de la vigueta a la viga, en una longitud igual a

la entrega con garganta G determinada en Cálculo, mediante cordón continuo de

soldadura a ambos lados de la vigueta.

La entrega de la vigueta no será inferior a H/2 ni a la mitad del ala de la viga

reducida en 10 mm.

El espesor de garganta G en mm de los cordones de soldadura, se determina en

la Tabla 15, de la NTE Estructuras en su apartado EAV, en función del tipo de perfil

apoyado y de su canto H en mm.

IPN 240 G = 4,5 mm

5.3. CÁLCULO DE LAS JÁCENAS DEL FORJADO

Las jácenas son vigas que ayudan a soportar el forjado. Éstas sirven de apoyo a

las viguetas que componen el mismo forjado, a su vez las jácenas apoyan en los pilares,

bien los pilares de los pórticos, los pilarillos o bien unos pilares destinados a soportar

únicamente el forjado.

Para realizar el cálculo de las jácenas de forjado, es necesario conocer la

separación longitudinal entre soportes (6.25 m) y la zona de influencia de la jácena más

desfavorable (5,70 m).

El dimensionamiento de las mismas se realizará considerando a las jácenas como

vigas de 6.25 m de longitud (distancia entre soportes) biapoyadas sobre los soportes

correspondientes.


La valoración de las acciones sobre la jácena se realizará de acuerdo a lo



Concarga:


con un perfil IPN-380 cuyo peso es de 84 kg/m


soporta la jácena. Diferenciamos los siguientes:

− Peso de las viguetas: se calcula la carga superficial que influye sobre las

jácenas sabiendo que sobre cada una apoyan 15 viguetas (IPN-240).

36,20 kg/m · 15 viguetas · 1/(6,25 m) = 108,6 kg/m2

− Losa aligerada de hormigón armado: losa de 25 cm de canto formada

por bovedillas de mortero y capa de hormigón de compresión (5 cm de

espesor).

320 kg/m2

− Pavimento: constituido por terrazo sobre mortero con 5 cm de espesor

total.

80 kg/m2


20 kg/m2

Sobrecarga:



300 kg/m2


como sobrecarga adicional de tabiquería la mitad de ésta.

150 kg/m2


posición más desfavorable de la jácena (centro del vano).









simultáneamente, es decir tendremos dos hipótesis de la siguiente manera

a) Hipótesis A (Acciones gravitatorias + S. de uso + S. de tabiquería):


las siguientes:

qPp = 84 kg/m

Cp = (320 + 80 + 20) + 108,6 = 528,6 kg/m2 qCp = 528,6 · 5,70 = 3013,02 kg/m

Suso = 300 kg/m2 qSuso = 300 · 5,70 = 1710 kg/m

Stabiquería = 150 kg/m2 qStabiquería = 150 · 5,70 = 855 kg/m

Tanto Peso propio, Carga Permanente y las distintas Sobrecargas actúan en la




de la combinación de dichas cargas proporciona una carga uniformemente distribuida

sobre la jácena:

q* = 1,33 · (84 + 3065,88) + 1,5 · (1740 + 870) = 8104,34 kg/m

Tenemos una carga uniformemente distribuida q* que actúa sobre una viga de 5

m con lo que el momento que resulta será:

mkgLqMf ·064,25326534,810481*

81 22

max =⋅⋅=⋅⋅=



continuación:

qPp = 84 kg/m

Cp = (320 + 80 + 20) + 108,6 = 528,6 kg/m2 qCp = 528,6 · 5,70 = 3065,88 kg/m

PSaislada = 100 kg

Tanto Peso propio, Carga Permanente y la Sobrecarga aislada actúan en la




de la combinación de dichas cargas proporciona una carga uniformemente distribuida y

una carga puntual sobre la jácena:

q* = 1,33 · (84 + 3065,88) = 4189,34 kg/m

P* = 1,5 · 100 = 150 kg

Tenemos una carga uniformemente distribuida q* y una carga puntual P* que

actúa sobre una viga de 5 m. Aplicando el Principio de Superposición descomponemos

el estado inicial en dos estados:

Estado I Estado II

Los momentos que resultan para cada estado son:

mkgLPMfEstadoI ·5,187515041*

41*

max =⋅⋅=⋅⋅=→ (Carga puntual)

mkgLqMfEstadoII ·689,13091534,418981*

81 22*

max =⋅⋅=⋅⋅=→ (Carga distribuida)

El momento en el estado inicial será la suma de los obtenidos para cada estado:

mkgMfMfMf III ·189,13279689,130915,187*max

*max

*max =+=+=




Wx = 1260 cm3; h = 38 cm


La comprobación a resistencia se ha de realizar tanto para la Hipótesis A como

la Hipótesis B:


ux

x

WM

σσ ≤=*

*

223 /2600/005,2010

1260/100·064,25326* cmkgcmkg

cmmcmmkgHipótesisA ≤=

⋅=→σ

223 /2600/904,1053

1260/100·189,13279* cmkgcmkg

cmmcmmkgHipótesisB ≤=

⋅=→σ

Cumplen ambas hipótesis




fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

donde:


en kg/mm2.



Hipótesis A q = 84 + 3065,88 + 1740 + 870 = 5759,88 kg/m

Hipótesis B P = 100 kg

q = 84 + 3065,88 = 3149,88 kg/m


Hipótesis A ( ) mkgLqMx ⋅=⋅

=⋅

= 625,179998

588,57598

22

Hipótesis B ( ) mkgMx ·375,99688

588,31494

5100 2

=⋅

+⋅

=


Hipótesis A 223 /285,14/542,1428

1260/100·625,17999 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ

Hipótesis B 223 /911,7/141,791

1260/100·375,9968 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ


Hipótesis A ( ) mmmmf 398,938

5285,141)(2

=⋅

⋅≈

Hipótesis B ( ) mmmmf 205,538

5911,71)(2

=⋅

⋅≈




Hipótesis A 002,000188,05000

398,95001

<=→<mmmm

Lf Cumple

Hipótesis B 002,0001041,05000

205,55001

<=→<mmmm

Lf Cumple

Unión Jácena - Soportes

Las jácenas apoyarán sobre los soportes (pilarillos y pilares) de manera que la

unión entre estos elementos se realizará mediante cordón de soldadura con apoyo en

soporte de acero. Para poder calcular la unión necesito saber el perfil de los pilarillos y

pilares por tanto esta unión se determinará cuando se hayan calculado los perfiles

necesarios en su apartado correspondiente.

5.4. COMPROBACIÓN DE LA VIGA (JÁCENA) QUE SOPORTA LAS ZANCAS DE LA ESCALERA

Esta viga se dispondrá en sentido transversal a la nave, en el primer pórtico,

soportando además del peso del forjado las cargas que originan las zancas de la

escalera.

Para realizar el cálculo de esta viga, es necesario conocer la separación

longitudinal entre soportes (6.25 m) así como la zona de influencia del forjado sobre la

misma 5,70/2 = 2,85 m, la carga uniformemente distribuida del forjado q* se

considerará actuando sobre toda la viga, a pesar de tener el hueco de escalera, de esta

forma estaremos del lado de la seguridad. Las cargas que originan las zancas P* se

sitúan a la distancia que indica la siguiente figura.

Se dimensionará como una viga biapoyada de 6.25 m de longitud. Donde el

apoyo fijo es el pilarillo y el apoyo móvil del pilar del pórtico.


La valoración de las acciones sobre la jácena se realizará de acuerdo a lo



Concarga:


con un perfil IPN-380 cuyo peso es de 84 kg/m


soporta la jácena. Diferenciamos los siguientes:

− Peso de las viguetas: se calcula la carga superficial que influye sobre las

jácenas sabiendo que sobre cada una apoyan 8 viguetas (IPN-240).

36,20 kg/m · 8 viguetas · 1/(5 m) = 57,92 kg/m2

− Losa aligerada de hormigón armado: losa de 25 cm de canto formada

por bovedillas de mortero y capa de hormigón de compresión (5 cm de

espesor).

320 kg/m2

− Pavimento: constituido por terrazo sobre mortero con 5 cm de espesor

total.

80 kg/m2


20 kg/m2

Sobrecarga:

o Debida al apoyo de las zancas sobre la viga P = 1500 kg



300 kg/m2


como sobrecarga adicional de tabiquería la mitad de ésta.

150 kg/m2


posición más desfavorable de la jácena (centro del vano).









simultáneamente, es decir tendremos dos hipótesis de la siguiente manera

b) Hipótesis A (Acciones gravitatorias + S. de uso + S. de tabiquería):


las siguientes:

Peso propio:

qPp = 84 kg/m

Cp = (320 + 80 + 20) + 57,92 = 477,92 kg/m2 qCp = 477,92 · 2,9 = 1385,968 kg/m

Sobrecarga:

P = 1500 kg

Suso = 300 kg/m2 qSuso = 300 · 2,9 = 870 kg/m

Stabiquería = 150 kg/m2 qStabiquería = 150 · 2,9 = 435 kg/m




Introducimos las cargas: ____________________________________________________________________________________ Barras Cargas ____________________________________________________________________________________ Hipót. Tipo P1 P2 L1(m) L2(m) Dirección ____________________________________________________________________________________ 1/2 1 (PP 1) Uniforme 0.084 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 1 (PP 1) Uniforme 1.386 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Uniforme 0.870 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 2.550 - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 1.500 Tn - 3.640 - ( 0.000, 0.000,-1.000) 3 (SC 2) Uniforme 0.435 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) ____________________________________________________________________________________

Observando los resultados dados por el programa, comprobamos que la

combinación más desfavorable es: ____________________________________________________________________________________ Barras ESFUERZOS (EJES LOCALES) (Tn)(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 0 L 1/8 L 1/4 L 3/8 L 1/2 L 5/8 L 3/4 L 7/8 L 1 L ____________________________________________________________________________________ 1/2 Combinación 8 (Acero laminado): Sobrecarga (1.33 x PP1 + 1.5 x SC1 + 1.5 x SC2) Tz -11.4960 -9.0506 -6.6052 -4.1599 -1.7145 2.9809 7.6762 10.1216 12.5670 My 0.0000 6.3902 11.3133 14.6468 16.5131 15.4962 12.6520 7.0597 0.0001 ____________________________________________________________________________________

La flecha máxima absoluta dada por el programa está justamente en la mitad, a

2,5 m del apoyo fijo y vale 6,16 mm



continuación:

qPp = 84 kg/m

Cp = (320 + 80 + 20) + 57,92 = 477,92 kg/m2 qCp = 477,92 · 2,9 = 1385,968 kg/m

P = 1500 kg

PSaislada = 100 kg




Introducimos las cargas: ____________________________________________________________________________________ Barras Cargas ____________________________________________________________________________________ Hipót. Tipo P1 P2 L1(m) L2(m) Dirección ____________________________________________________________________________________ 1/2 1 (PP 1) Uniforme 0.084 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 1 (PP 1) Uniforme 1.386 Tn/m - - - ( 0.000, 0.000,-1.000) 2 (SC 1) Puntual 0.100 Tn - 2.500 - ( 0.000, 0.000,-1.000) ______________________________________________________________________

Observando los resultados dados por el programa, comprobamos que la combinación más desfavorable es:

____________________________________________________________________________________ Barras ESFUERZOS (EJES LOCALES) (Tn)(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 0 L 1/8 L 1/4 L 3/8 L 1/2 L 5/8 L 3/4 L 7/8 L 1 L ____________________________________________________________________________________ 1/2 Combinación 4 (Acero laminado): Sobrecarga (1.33 x PP1 + 1.5 x SC1) Tz -4.9627 -3.7408 -2.5189 -1.2969 -0.0750 1.2969 2.5189 3.7408 4.9627 My 0.0000 2.7046 4.6760 5.8532 6.2972 5.8532 4.6760 2.7046 0.0000 ____________________________________________________________________________________

La flecha máxima absoluta dada por el programa está justamente en la mitad, a

2,5 m del apoyo fijo y vale 2,56 mm

Comparando ambas hipótesis Hipótesis A:

____________________________________________________________________________________ Barras TENSIÓN MÁXIMA ____________________________________________________________________________________ TENS.(Tn/cm2) APROV.(%) Pos.(m) N(Tn) Ty(Tn) Tz(Tn) Mt(Tn·m) My(Tn·m) Mz(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 1/2 1.3067 50.26 2.500 0.0000 0.0000 -1.7145 0.0000 16.5131 0.0000 ____________________________________________________________________________________

Hipótesis B:

____________________________________________________________________________________ Barras TENSIÓN MÁXIMA ____________________________________________________________________________________ TENS.(Tn/cm2) APROV.(%) Pos.(m) N(Tn) Ty(Tn) Tz(Tn) Mt(Tn·m) My(Tn·m) Mz(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 1/2 0.4983 19.17 2.500 0.0000 0.0000 -0.0750 0.0000 6.2972 0.0000 ____________________________________________________________________________________

La Hipótesis A es más desfavorable.




Wx = 1260 cm3; h = 38 cm



ux

x

WM

σσ ≤=*

*

22 /2600/563,13101260

10010005131,16* cmkgcmkgHipótesisA ≤=⋅⋅

=→σ Cumple





5001

<Lf ; f < L/500; f < 5000/500; f < 10 mm fHipótesis A = 6,16 mm; Cumple

6. CÁLCULO DEL ENTRAMADO FRONTAL

El entramado frontal está compuesto por el primer pórtico, las jácenas del

forjado y los pilarillos. Las jácenas del forjado ya calculadas, en el apartado “cálculo del

forjado”, no soportan viento frontal ya que será absorbido totalmente por los pilarillos.

Por tanto, el entramado frontal queda dividido en distintos paños limitados

verticalmente por perfiles HEB (pilarillos) y horizontalmente por las jácenas IPN-380

quedando el cerramiento formado por bloques ligeros de hormigón.

Además se proyecta en los faldones de la cubierta una viga de contraviento

encargada de absorber las fuerzas del viento.

Para el cálculo se considera el entramado frontal delantero de la nave, ya que al

tener el forjado está sometido a mayores esfuerzos. El entramado trasero se considerará

con los mismos valores que el delantero, pero solo con pilarillos.

Entramado frontal más desfavorable, el delantero.

6.1. CÁLCULO DE LOS PILARILLOS

La presión del viento sobre la fachada es absorbida en su totalidad por los

pilarillos, por tanto se calcularan para soportar el empuje del viento, su peso propio y

los esfuerzos trasmitidos por las jácenas.

Por encima, los pilarillos coincidirán con las correas de cubierta, de ahí que se

calculen como piezas prismáticas apoyadas en su parte superior y empotradas en la

cimentación.

Se calculará el pilarillo más desfavorable, es decir el de mayor altura (8,50 m) y

el que recoge la acción del viento sobre más superficie de fachada (pilarillo central).


La valoración de las acciones sobre el pilarillo se realizará de acuerdo a lo



Concarga:


con un perfil HEB-200 cuyo peso es de 61,3 kg/m

o Carga permanente: en este caso la carga permanente la componen la acción del

forjado sobre el pilarillo. El momento que pudiera originarse en el pilarillo debido a

las pequeñas excentricidades de la carga del forjado, se considera despreciable por

la pequeña excentricidad. Si introducimos el problema planteado en el programa

informático Metal 3D de CYPE obtenemos las reacciones más desfavorables a las

que están sometidos los pilarillos.

Sobrecarga

Tras haber visto en el apartado “Cálculo del Forjado” que la combinación más

desfavorable para el forjado es acciones gravitatorias más sobrecarga de uso más

sobrecarga de tabiquería, se introducen en el programa estas tres hipótesis, y se obtienen

los siguientes resultados sin ponderar:

o Debido a las acciones gravitatorias: Rz = 8,1272 t

o Debido a la sobrecarga de uso: Rz = 6,2558 t

o Debido a la sobrecarga de tabiquería: Rz = 2,3866 t

Acción del viento

Para edificios de planta rectangular o combinación de rectángulos, se

considerará una presión p a barlovento y una succión s a sotavento, sobre cada metro

cuadrado de fachada del edificio, cuya suma q se obtiene en la tabla I de la NTE-ECV,

en función de la altura H del edificio considerada sobre el nivel del suelo, la zona eólica

considerada y la situación topográfica del emplazamiento del edificio. Para el cálculo

de la carga sobre acristalamientos u otras superficies en que pueda haber huecos

abiertos se tomará el valor de q.

o Zona eólica = W


o H = 6 + 2,5 = 8,50 m

q = 64,17 kg/m2

Los valores de p a barlovento y s a sotavento se exponen a continuación:

p = (2/3) · q = (2/3) · 64,17 = 42,78 kg/m2

s = (1/3) · q = (1/3) · 64,17 = 21,39 kg/m2

De ambos valores tomamos el más desfavorable que se corresponde con la

presión p a barlovento.

El pilarillo central es el que recoge la acción del viento sobre más superficie de

fachada, en concreto 5 metros.

La carga de viento que, por metro lineal, actuará sobre el pilarillo es:

qw = 42,78 kg/m2 · 5 m = 213,9 kg/m







En este caso se cuenta con dos Hipótesis de carga: una correspondiente a la

Concarga y otra a la acción del viento. La combinación más desfavorable se obtiene

aplicando a las cargas definidas con anterioridad los coeficientes de ponderación

desfavorables, distinguiendo entre las acciones constantes (1,33) y la acción del viento

(1,5).

Así, el valor definitivo de las acciones que actúan sobre el pilarillo será:

qPp* = 61,3 · 1,33 = 81,529 kg/m

R* = 8,1272 · 1,33 + 6,2558 · 1,5 + 2,3866 · 1,5 = 23,773 t = 23 772,776 kg

qw* = 213,9 · 1,5 = 320.85 kg/m





El perfil elegido para el predimensionamiento es un HEB-200 cuyos términos de


3570cmwx = cmix 548,=

2178 cmA ,=


En barras de sección constante solicitadas a compresión excéntrica se verificará

en todo punto:

uX

z wM

AN σσ ≤+=

***

Tanto el valor del axil, área, momento flector como el módulo resistente se

determinaron en apartados anteriores

22 /2600/749,726570

2358601,78

1,24442*** cmkgcmkgwM

AN

Xz ≤=+=+=σ Cumple

Comprobación a pandeo

Como se trata de una pieza de simetría doble (HEB-200), solicitada por una

compresión excéntrica contenida en un plano de simetría, en la que puede producirse

pandeo en dicho plano y estar impedido en el plano normal a éste por el cerramiento, se

ha de verificar:

uwM

AN σωσ ≤+⋅=

∗∗∗

En este caso M* corresponde al momento flector máximo ponderado en valor

absoluto en la parte central, la longitud 0,4·L de la pieza. Mediante el programa

Metal3D obtenemos el valor del momento en ese punto (5,125 m):

M* = 133 140 kg·cm

- Cálculo del coeficiente ω:

El pandeo se producirá alrededor del eje de menor momento de inercia: al

tratarse de un perfil HEB-200 se cumple que Ix > Iy. Por tanto el pandeo se produciría

alrededor del eje Y (plano de fachada).

Pero por estar impedido el pandeo en ese plano, debido al ceramiento, se

estudiará en el plano perpendicular a la fachada (plano X-X).

En primer lugar se calculará la esbeltez mecánica λx de la pieza:

x

kx i

l=λ

En el caso de compresión producida por la actuación de cargas puntuales

actuando en puntos intermedios de la pieza, la longitud de pandeo lk se calculará

mediante la siguiente expresión:

llk ⋅= β

El coeficiente de esbeltez β se obtiene:

Mientras que αi:

∑=

n

ii

ii

P

Pα

En la tabla 3.2.4.6 de la norma NBE EA-95 se recogen los valores de βi

2 en

función de la vinculación de la pieza y de la relación l1/l que define la posición de cada

una de las cargas puntuales.

Al tener solo una carga puntual Pi = ΣPi por tanto, α1= 1

l1/l = (8,2-2,77)/8,2 = 0,7 β12 = 0,1543

Por tanto el coeficiente de esbeltez β tendrá el siguiente valor:

393,01543,01211 =⋅=⋅= βαβ

La longitud de pandeo del pilar será:

mllk 221,32,8393,0 =⋅=⋅= β

Con el valor de la esbeltez mecánica λx entramos en la tabla 3.2.7 de la NBE EA-

95 y determinamos el coeficiente ωx:

3854,8

1,322===

x

kx i

lλ ωx= 1,07


445,568570

1331401,78

07,11,24442* =+⋅=σ kg/cm2 < 2600 kg/cm2 Cumple

∑ ⋅=n

ii1

2βαβ

UNION DE LAS JÁCENAS A LOS PILARILLOS:

La jácena se considera biapoyada. Por tanto, habrá que determinar las uniones

con los pilares:

Ayudándome de la NTE en su apartado EAV, apoyo en soporte de acero,

entrando en la Tabla 19 con el cortante mayorado T* en t, que tiene que resistir el

apoyo, se obtiene en mm, el lado A1 y espesor E1 del angular de apoyo, así como la

garganta G1 del cordón de soldadura de unión al soporte y el espesor mínimo que debe

tener el soporte. Si el espesor del soporte fuese inferior al obtenido, se entrará en la

Tabla con su espesor obteniéndose el angular de apoyo A1 E1, el cordón G1 y el valor de

T* máximo resistido por la unión. La diferencia T*-T* máximo se absorbe colocando

en prolongación del angular una chapa de apoyo del mismo espesor que el angular y de

longitud L que se obtiene en la Tabla 20 a partir de G1 y T*-T* máximo.

El ancho C del angular será la menor de las siguientes medidas:

o 0,8 del ancho del pilar.

o 1,2 del ala de la viga que sustente.

La chapa tendrá un ancho de C + 30 mm.

Para el caso que tenemos el pilarillo es un HEB-200 con un espesor e1 = 15 mm

en su ala y e = 9 mm en su alma. Por tanto el espesor menor del soporte es de 9 mm.

T* = R*/2 = 23,773/2 = 11,887 t

Entrando en la Tabla 19:

o A1 = 80 mm

o E1 = 8 mm

o G1 = 5 mm

Y el espesor mínimo del soporte es de 9 mm. El espesor mínimo exigido por la

tabla es 7,7 mm. Por tanto cumple.

El angular de atado de viga a soporte de lado A2 y espesor E2 en mm se obtiene

en la Tabla 21 en función del tipo de perfil y de su altura H en mm.

Para nuestro: Jácena IPN-380

o A2 = 100 mm

o E2 = 10 mm

El cordón de soldadura G2 del angular de atado de viga a soporte se obtiene en la

Tabla 22 en función del espesor menor del soporte o de la viga:

o G2 = 4,5 mm

6.2. CÁLCULO DE LA VIGA DE CONTRAVIENTO

Los Pilarillos como hemos visto se encuentran empotrados en la base y

apoyados en la cabeza. Este apoyo transmite una fuerza en el plano del faldón a una

viga en celosía que se coloca en éste y que suele triangularse en cruz de S. Andrés, y

cuya misión es absorber las presiones del viento.

Con esta disposición las correas constituyen los montantes de la viga, los

cordones los forman los dinteles del pórtico y las diagonales unos tirantes de perfil

cuadrado, los cuales se soldarán a las alas de las correas.

Esta viga formada en la cubierta no forma un sistema plano, por lo que habrá

que tener en cuenta la inclinación de los faldones. La viga contraviento inicial se

representa en el siguiente esquema, como es simétrica para su cálculo nos quedaremos

únicamente con la mitad:

La viga es hiperestática, por lo que para facilitar los cálculos, se prescinde de

una de las diagonales, con lo cual queda reducida a una viga isostática a efectos de

cálculo.

Las cargas que actúan sobre la celosía antes descrita son las reacciones que

aparecen debido al apoyo de los pilarillos, consecuencia del viento actuante sobre la

fachada frontal de la nave. Como el pilarillo se encuentra empotrado en su base y

apoyado en la cabeza, el valor de la reacción en el apoyo será LqW v ⋅⋅= *

83* .

A barlovento: qv*=42,447 kg/m2 · 1,5 = 63,671 kg/m2

A sotavento: qv*=21,223 kg/m2 · 1,5 = 31,835 kg/m2 (la figura para sotavento

es la misma solo que tienen sentido opuesto las fuerzas)

kgLqW vBARLOVENTO 467,48920,85,2671,6383

83 **

1 =⋅⋅⋅=⋅⋅=

kgLqW vBARLOVENTO 934,97820,85671,6383

83 **

2 =⋅⋅⋅=⋅⋅=

kgLqW vSOTAVENTO 728,24420,85,2835,3183

83 **

1 =⋅⋅⋅=⋅⋅=

kgLqW vSOTAVENTO 455,48920,85835,3183

83 **

2 =⋅⋅⋅=⋅⋅=

Los esfuerzos en las barras se determinan con la ayuda del programa Metal 3D

de CYPE, y se observa que, en las diagonales de la celosía, los esfuerzos máximos son:

A barlovento: N* = 1,965 t (tracción)

A sotavento: N* = 0,980 t (compresión)

Comprobación a Resistencia de las diagonales

El perfil con el que se predimensiona es un perfil hueco cuadrado #45.4, cuyos

términos de sección más significativos son los siguientes:

A = 6,01 cm2; ix = 1,63 cm

Como las barras que componen la viga de contraviento están sometidas a

compresión centrada, se ha de verificar la siguiente expresión:

uAN σσ ≤=

∗∗

La comprobación se realiza para la diagonal más desfavorable, con lo que:

N*TRACCIÓN = 1,965 t = 1965 kg

Definidos los valores se comprueba si se cumple la condición de resistencia:

22 /2600/955,32601,6

1965* cmkgcmkg <==σ Cumple

Comprobación a Pandeo

En las estructuras trianguladas los coeficientes β, según lo dispuesto en el

artículo 3.2.4.2 de la NBE EA-95, son los que figuran a continuación:

a) Pandeo en el plano de la estructura:

a. Caso 1. Cordón comprimido. β = 1

b. Caso 2. Diagonales extremas de las vigas de contorno trapecial. β = 1

c. Caso 3. Montantes y diagonales. β = 0,8

b) Pandeo perpendicular al plano de la estructura:

a. Caso 1. Cordón comprimido. β = 1

b. Caso 3. Montantes y diagonales. β = 1

Hay que tener en cuenta también que a la hora de su realización se pondrán dos

diagonales cruzadas, Cruz de San Andrés, por lo tanto la longitud de pandeo se

considera la mitad de la barra ya que normalmente se suele soldar en el punto de cruce.

Diagonales En las piezas sometidas a compresión centrada ha de verificarse que:

uAN σωσ ≤⋅= ∗∗

o Pandeo en el plano de la estructura: β = 0,8

En primer lugar se calculará la esbeltez mecánica λ de la pieza:

lk = β · l = ⎟⎟

⎠

⎞

⎜⎜

⎝

⎛ +⋅

2658,71

8,022

= 3,089 m

Con el valor de la esbeltez mecánica λ entramos en la tabla 3.2.7 de la NBE EA-

95 y determinamos el coeficiente ω:

15,619063,1921,308

=→=== ωλilk


22* /2600/829,100201,615,6·980·* cmkgcmkg

AN COMPRESIÓN <===

ωσ Cumple

o Pandeo perpendicular al plano de la estructura: β = 1

En primer lugar se calculará la esbeltez mecánica λ de la pieza:

lk = β · l = ⎟⎟

⎠

⎞

⎜⎜

⎝

⎛ +⋅

2658,71

122

= 3,862 m

Con el valor de la esbeltez mecánica λ entramos en la tabla 3.2.7 de la NBE EA-

95 y determinamos el coeficiente ω:

41,923763,1151,386

=→=== ωλilk


22* /2600/409,153401,641,9·980·* cmkgcmkg

AN COMPRESIÓN <===

ωσ Cumple

Montantes de la celosía, Correas ZF 180-2.0 Las correas de cubierta, al constituir los montantes de la viga contraviento, están

sometidas a esfuerzos adicionales que no han sido tenidos en cuenta a la hora de su

dimensionamiento. Por lo que se hace necesario realizar una comprobación de estas

correas añadiendo los esfuerzos adicionales a los que la viga contraviento les somete.

La correa más solicitada tiene los siguientes esfuerzos máximos de tracción y

compresión:

Compresión: )(211961* BarloventoBarrakgNC −→−=

Tracción: )(21980* SotaventoBarrakgNT −→=

En el dimensionamiento de las correas, obtuvimos el flector máximo al que

estaban sometidas ésta, y el cual tenía el siguiente valor:

( ) mkgLqM xmáx ⋅=⋅

=⋅

= 29,5108

7,565,1258

22**

Comprobación a resistencia:

En este caso, la tensión normal máxima a la que están sometidas las correas es

igual a:

ux

fMaxMax W

MA

Nσσ ≤+=

*max

**

Teniendo en cuenta las características de los perfiles ZF 180-2.0, y sustituyendo,

obtenemos:

A = 6.32 cm2 ; Ix = 302 cm4 ; Wx = 32.6 cm3; ix = 6.91 cm

223

2

2* /2400/41.2033

6.3210742,561

32.61961 cmkgcmkg

cmkgcm

cmkg

Max <=⋅

+=σ Cumple

Comprobación a pandeo:

Tal y como expliqué en el apartado dedicado al dimensionamiento de las

correas, la cubierta elegida se considera como infinitamente rígida en el plano de ésta,

por lo que no se producirá pandeo en este plano.

Por lo tanto, solo consideraremos el pandeo en el plano perpendicular al plano

de cubierta.

La tensión normal máxima, para la comprobación a pandeo, vendrá dada por la

siguiente expresión:

ux

xCMax W

MA

Nσωσ ≤+⋅=

*max

*max*

Teniendo en cuenta que las correas, en este caso, forman parte de una estructura

triangulada, el coeficiente de pandeo es de:

mL 70,51 =→=β

49,8291,6

57070,5170,5 ===→=⋅=⋅=cmcm

iLmmLL

x

KxK λβ

50,1=xω Sustituyendo, obtenemos:

223

2

2* /2400/13,2188

6,3210742,56150,1

32,61961 cmkgcmkg

cmkgcm

cmkg

Max <=⋅

+⋅=σ Cumple

7. CÁLCULO DEL ENTRAMADO LATERAL

Se dispone en el entramado lateral de vigas de atado que unen la cabeza de

pilares; correas laterales, encargadas de absorber el viento lateral y reducir los paños de

cerramiento; vigas cargaderas, encomendadas a soportar el peso de cerramiento que

queda por encima de ellas(en el caso de la existencia de puertas); y cruces de San

Andrés.

A continuación se representa un esquema de la nave:

7.1. CÁLCULO DE LA VIGA DE ATADO DE CABEZA DE PILARES

Estas vigas enlazarán las cabezas de pilares arriostrando la estructura en sentido

longitudinal. Trabajarán a flexión compuesta por estar solicitadas por una carga de

viento qw* en el plano Y-Y, y una carga Pp* en el plano X-X debida al peso propio del

perfil.

Se predimensiona con un perfil IPN-140. Así las cargas ponderadas que actúan

sobre estas vigas son:

Pp* (IPN-140) = 14,40 kg/m · 1,33 = 19,152 kg/m

qw* = 1,5 · (63,67 kg/m2 · 2/3) · [(6,20-2,77)/2] = 109,194 kg/m

Los momentos máximos en cada plano serán:

Plano x-x ( ) mkgLqMf Ppmáx ⋅=⋅⋅=⋅⋅= 534,8080,5152,1981

81 22**

Plano y-y ( ) mkgLqMf Wmáx ⋅=⋅⋅=⋅⋅= 161,45980,5194,10981

81 22**

Como observamos el viento es bastante más desfavorable que peso propio.



sección más relevantes son: 3981 cmwx ,=

37010 cmwy ,= cmix 615,= 23018 cmA ,=


En barras de sección constante solicitadas a flexión compuesta se verificará:

uy

y

x

xz w

MwM

σσ ≤+=**

*

Comprobamos si se cumple la expresión anterior:

22* /2600/309,131370,10

100534,809,81

100161,459 cmkgcmkgz ≤=⋅

+⋅

=σ Cumple




fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

Donde:

σ es la tensión máxima producida por el máximo momento flector característico

en kg/mm2.

α es un coeficiente que depende de la clase de sustentación y del tipo de carga


más de 5 m de luz, que no soporten muros de fábrica, bajo la acción de la carga


mmluzflechaluz

flecha 25,14400

5700400400

1==≤→≤

La flecha se calculará en el plano Y-Y, por encontrarse el plano X-X arriostrado

por el cerramiento:

La carga característica uniformemente distribuida que actúa en ese plano es:

qw = (63,67 kg/m2 · 2/3) · [(6,20-2,77)/2] = 72,796 kg/m


( ) mkgLqMf Wmáx ⋅=⋅⋅=⋅⋅= 64.29570,5796,7281

81 22


22 /61,3/3619,81

10064,295 mmkgcmkg ==⋅

=σ


( ) mmmmf 5,1438,814

70,561,312

<=⋅

⋅≈ Cumple

7.2. CÁLCULO DE LA CRUZ DE SAN ANDRÉS

Este arriostramiento que se organiza entre pilares ha de resistir las acciones que

transmiten las vigas de contraviento de los entramados frontales.

Así por ejemplo, en la figura siguiente se representan las fuerzas de barra

deducidas para el empuje R*:

Por tanto, la diagonal de la Cruz de San Andrés estará sometida a un esfuerzo de

tracción:

R* = 1957 kg

kgw

RN 641,2864º46,46cos

1957cos

** ===

Según el apartado 3.3.4 de la NBE EA-95, para cualquier pieza solicitada a

tracción centrada, se ha de cumplir:

2102,12600

641,2864*** cmAAANA

N

uu ≥→≤→≤→≤=

σσσ

Las diagonales estarán constituidas por perfiles huecos cuadrados acero:

tomando como referencia la Tabla 2.A2.2 de la NBE EA-95, elijo un perfil que cumpla

con la condición anterior.

2102,1 cmA ≥ # 40.2 (A = 2,90 cm2) Perfil hueco cuadrado.

No se comprueba a pandeo ya que solo trabajará a tracción, por esta razón se

colocan dos diagonales formando la Cruz de San Andrés, hay que añadir que además de

las diagonales tendremos todo un paño de bloques de hormigón que ayudan a arriostrar

los dos pórticos.

7.3. CÁLCULO DE LAS VIGAS CARGADERAS

Se trata de vigas que además de soportar parte del viento lateral, soportal el peso

del cerramiento que queda por encima de ellas. Estas vigas se encuentran justo encima

de las puertas de la nave, los portones no le transmiten cargas ya que son de puerta

corredera y no cuelgan de la viga.


La valoración de las acciones sobre las vigas cargaderas se realizará de acuerdo

a lo establecido en la norma NBE AE-88:


Concarga:


con un perfil IPN-280 cuyo peso es de 48 kg/m.


soporta la viga. Diferenciamos los siguientes:

- Revestimiento del cerramiento: la carga superficial que representa el

enfoscado aplicado al cerramiento se multiplicará por dos debido a que son

dos las caras a revestir. 20 kg/m2 · 2 = 40 kg/m2.

- Peso del cerramiento: formado por bloques ligeros de hormigón de 19 cm

de espesor. 1300 kg/m2.

Acciones del viento








o Zona eólica = W


o H = 6,00 + 2,5 = 8,50 m

q = 63,67 kg/m2


p = (2/3) · q = (2/3) · 63,67 = 42,447 kg/m2

s = (1/3) · q = (1/3) · 63,67 = 21,223 kg/m2









El valor de las acciones que actúan sobre la viga, se expone a continuación:

- Cargas en el plano de la fachada:

qPp (IPN – 280) = 48 kg/m

qEnfoscado = 40 kg/m2 · (6,0 – 4) m = 88 kg/m

qCerramiento = 1300 kg/m2 · 0,19 · (6,0 – 4) m = 543,4 kg/m

- Carga en el plano perpendicular a la fachada:

qViento = 42,447 kg/m2 · [(6,0 – 4)/2] m = 46,692 kg/m

La combinación más desfavorable se obtiene aplicando a las cargas definidas

con anterioridad los coeficientes de ponderación desfavorables que aparecen en la

primera de las dos columnas del “Caso Ia” (NBE EA- 95), distinguiendo entre las

acciones constantes (1,33) y la acción del viento (1,5). Como resultado de dicha

combinación resultan una carga qc* y una carga qv*:

qc* = 1,33 · (48 + 88 + 543,4) = 903,602 kg/m

qv* = 1,50 · 46,692 = 70,038 kg/m

Contamos así con una carga qc* que actúa en el plano Y-Y del perfil y una carga

qv* en el plano X-X:

Los momentos que resultan en cada plano son:

( ) mkgLqMf cyy ⋅=⋅⋅=⋅⋅=− 646,379970,5602,90381

81 22**

( ) mkgLqMf vxx ⋅=⋅⋅=⋅⋅=− 51,29470,5038,7081

81 22**




3542cmwx =

32061 cmwy ,= cmh 28=



uy

y

x

Xz w

Mw

Mσσ ≤+=

∗**

Tanto el valor del momento flector como los módulos resistentes se han

determinado con anterioridad:

22* /2600/267,118220,61

10051,294542

100646,3799 cmkgcmkgz <=⋅

+⋅

=σ Cumple




fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

Donde:

σ es la tensión máxima producida por el máximo momento flector característico

en kg/mm2.

α es un coeficiente que depende de la clase de sustentación y del tipo de carga




mmluzflechaluz

flecha 4,115005700

5005001

==≤→≤

La flecha se calculará en el plano más desfavorable (plano Y-Y):

La carga característica uniformemente distribuida que actúa sobre la jácena en el

plano Y-Y es:

qc = 48 + 88 + 543,4 = 679,4 kg/m


( ) mkgLqMf cyy ⋅=⋅⋅=⋅⋅=− 877,285670,54,67981

81 22


22 /271,5/099,527542

100877,2856 mmkgcmkg ==⋅

=σ


( ) mmmmf yy 4,11333,628

70,5271,512

<=⋅

⋅≈− Cumple

7.4. CÁLCULO DE LAS CORREAS LATERALES

Con objeto de disminuir los paños de cerramiento exterior se disponen correas

laterales las cuales se calculan como vigas isostáticas apoyadas en los pilares del pórtico

solicitados solamente por el empuje del viento, ya que al estar perfectamente

arriostradas en el plano vertical por los bloques de hormigón del cerramiento no sufre

deformación ninguna en este plano y por tanto solo se estudia su plano horizontal.


Acciones del viento








o Zona eólica = W


o H = 6,0 + 2,5= 8,50 m

q = 63,67 kg/m2


p = (2/3) · q = (2/3) · 63,67 = 42,447 kg/m2

s = (1/3) · q = (1/3) · 63,67 = 21,223 kg/m2









El valor de las acciones que actúan sobre la viga, se expone a continuación:

- Carga en el plano perpendicular a la fachada:

qViento = 42,447 kg/m2 · ( )⎥⎦⎤

⎢⎣⎡ +

− 77,22

77,220,6 m = 190,375 kg/m

La combinación más desfavorable se obtiene aplicando a las cargas definidas

con anterioridad los coeficientes de ponderación desfavorables que aparecen en la

primera de las dos columnas del “Caso Ia” (NBE EA- 95), la acción del viento (1,5).

qv* = 1,50 · 190,375 = 285,562 kg/m

El momento que resulta es:

( ) mkgLqMf vyy ⋅=⋅⋅=⋅⋅=− 788,120070,5562,28581

81 22**


El perfil elegido para el predimensionamiento es un IPN-240, para que puedan

encajar perfectamente los bloques de hormigón en su alma, los términos de sección más

relevantes son:

wx = 354 cm3

h = 24 cm



ux

x

WM

σσ ≤=*

*

223 /2600/206,339

354/100·788,1200* cmkgcmkg

cmmcmmkg

≤=⋅

=σ Cumple




fórmula siguiente:

)()()()(

222

cmhmLmmkgmmf ⋅

≈σ

α

donde:


en kg/mm2.



qViento = 42,447 kg/m2 · ( )⎥⎦⎤

⎢⎣⎡ +

− 8,22

8,20,6 m = 190,375 kg/m


( ) mkgLqMx ⋅=⋅

=⋅

= 527,8008

7,5 190,3758

22


223 /261,2/138,226

354/100·527,800 mmkgcmkg

cmmcmmkg

==⋅

=σ


( ) mmmmf 17,324

70,5261,21)(2

=⋅

⋅≈


más de 5 m de luz, que no soporten muros de fábrica, bajo la acción de la carga


0025,0000546,05700

17,34001

<=→<mmmm

Lf Cumple

8. CÁLCULO DEL PÓRTICO

8.1. INTRODUCCIÓN

Los cálculos realizados para el dimensionamiento y comprobación del límite

elástico de dinteles y pilares de los diferentes pórticos, se han realizado mediante el

programa Metal 3D del paquete informático CYPE, el cuál cumple en todos sus

dimensionamientos y comprobaciones con lo indicado en la normativa vigente y lo

especificado en la norma NBE EA-95.

El programa Metal 3D es de conocida eficacia y sobrado prestigio tanto a escala

nacional como internacional.

La estructura se dimensiona con las siguientes características:

o Luz total: 25 m por pórtico

o Separación entre pórticos: 5,70 m

o Altura de pilares: 6,0 m

o Altura de cumbrera: 8,50 m

o Pendiente de faldones: 20 %.

o Longitud de la nave: 80 m

8.2. VALORACIÓN DE ACCIONES ADOPTADAS EN EL CÁLCULO

El cálculo del pórtico es plano; todas las cargas actuantes sobre la estructura se

supondrán en su plano. Se han realizado unas simplificaciones para poder asimilar

nuestra estructura a una ideal, y así introducirla en el ordenador. Las cargas se

distribuirán sobre el dintel y el pilar de la siguiente forma:

o El viento actuante sobre las paredes o cerramiento de la nave en kg/m2 se ha

multiplicado por la distancia de separación entre ejes de pilares laterales, con lo que

se transforma una carga superficial en una carga uniformemente distribuida sobre

toda la longitud del pilar en kg/m. Se hará lo mismo con el viento que actúa sobre

los faldones obteniéndose una carga perpendicular al dintel en kg/m.

o Las cargas de Peso Propio de correas, Carga de cubierta y Nieve se transformarán en

uniformemente distribuidas sobre el dintel del pórtico y actuando en la dirección y

sentido de la gravedad.

o La carga debida al peso propio de los elementos que componen el pórtico no se ha

considerado ya que el programa Metal 3D lo asigna según el tipo de perfil que se

escoja.


Se estiman a continuación el valor de la concarga y sobrecarga de nieve, en 2mkg , actuando en la dirección y sentido de la gravedad sobre el faldón:

Concarga:

o Peso propio: la carga debida al peso propio de los elementos que componen el

pórtico, no se ha considerado debido a que el programa le asigna la correcta según el

perfil escogido.


soporta el pórtico:

− Correas: multiplicamos el número de correas que hay en un faldón por el

peso de las mismas. 13 correas de peso 4,13 kg/m, por tanto una carga de

4 kg/m 2 .

− Cubierta: el peso de la cubierta será de 12 kg/m 2 , y considerando un 10%

de esa cantidad para los elementos de fijación y accesorios: 22 20,1310,112 mkgmkg =⋅

− Falso techo: el peso del falso techo es de 14 kg/m2

Sobrecarga:

A la hora de introducir las cargas del cerramiento en el programa, se considerará

el peso de la cubierta (12 kg/m2) y una sobrecarga de 40 kg/m2.

Cargas puntuales: Aquí hay que puntualizar que debido a la escalera, forjado, vigas

cargaderas, etc., nos encontramos con varios pórticos diferentes, por tanto estudiaremos

cada uno de ellos y se procurará igualar lo más posible al más desfavorable tanto para

los pórticos centrales como para los extremos. Las distintas cargas puntuales existentes

en las distintas partes de la estructura, tienen un valor ponderado, que se puede observar

en la siguiente tabla:

Carga debida a: Marca: Valor:

· Viga de atado de cabeza de pilares… *CPR …...…… 55,541 kg

· Forjado, pilar izquierdo…………….. *11FR ……….. 10 990 kg

· Forjado, pilar derecho……………… *12FR ……….. 10 990 kg

· Viga cargadera………...………….... *VCR …….….. 2 620,446 kg

m n

Debido a la viga a contraviento, tanto en los dinteles como en los pilares aparece

una compresión de valor más desfavorable:

Dintel 1 689 kg

Pilar 2 091,296 kg

o Sobrecarga de nieve: es la sobrecarga debida al peso de la nieve. En Lucena,

situada a una altitud topográfica de 100m. sobre el nivel del mar, corresponde una

carga de nieve de 240 mkg . La sobrecarga de nieve sobre la superficie de cubierta,

que presenta una pendiente del 20%, será: 22 223,3931,11cos40 mkgmkg =⋅ o

o Sobrecarga de uso: consideraremos una carga, como se ha indicado antes de 40

kg/m2.

Acciones del viento Los valores de la carga de viento en kg/m2 sobre cada plano de cubierta son “m”

a barlovento y “n” a sotavento, se obtienen en función de la zona eólica, situación

topográfica, altura de coronación, tipo de edificación e inclinación de la cubierta. En

este caso los valores son los siguientes:

o Zona eólica = W


o H = 8,50 m

o α = 11,31º

o Menos del 33% de huecos

Según la NTE: Contamos con dos hipótesis de carga:

HIPÓTESIS A HIPÓTESIS B

m n M n

1,703 -13 -36,428 -51

m n

Hipótesis A: m= 0.00957 kg/m n=-0.0741 kg/m

Hipótesis B: m=-0.20765 kg/m n=-0.2907kg/m

Según la NBE – AE – 88:

kg/m402,508,5501738,0 −=⋅⋅−=BARLOVENTOq

kg/m1168,5504,0 −=⋅⋅−=SOTAVENTOq

Sobre los pilares nos encontramos la siguiente carga de viento:

q = 63,667 kg/m2, por tanto:

Barlovento: 2/444,42667,6332

32 mkgqp =⋅=⋅=

Sotavento: 2/222,21667,6331

31 mkgqs =⋅=⋅=

8.3. HIPÓTESIS DE CARGA Y COMBINACIONES CONSIDERADAS

Definimos ahora cuales son las hipótesis de carga a introducir en el programa Metal

3D de CYPE.

Hipótesis I (Concarga)

Estará formada por el Peso Propio del pórtico (dinteles y pilares) más la Carga

Permanente (que actúa sobre los dinteles en la dirección y sentido de la gravedad)

que originan las correas de cubierta, el peso de ésta y sus accesorios.

Hipótesis II (Sobrecarga de uso)

Se considerará una carga de 40 kg/m2. Dentro de la sobrecarga se consideran además

unas cargas puntuales sobre los pilares, que resultan ser las reacciones que se

originan debido al apoyo sobre el pórtico de las vigas que componen los entramados

frontales y laterales.

Hipótesis III (Viento A)

En esta hipótesis se engloban las cargas de viento que ejercen acción sobre los

dinteles y pilares del pórtico: con respecto a los pilares tendremos una carga a

barlovento p y otra a sotavento s, y sobre la cubierta actuarán m a barlovento y n a

sotavento en mkg (en dirección perpendicular a los dinteles).

Hipótesis IV (Viento B)

En esta hipótesis se engloban las cargas de viento que ejercen acción sobre los

dinteles y pilares del pórtico: con respecto a los pilares tendremos una carga a

barlovento p y otra a sotavento s, y sobre la cubierta actuarán m a barlovento y n a

sotavento en mkg (en dirección perpendicular a los dinteles).

Hipótesis V (Viento Frontal)

Este es el viento que se incide de forma frontal sobre la nave, éste creará una

presión sobre el pórtico inicial y una succión sobre el último pórtico.

Hipótesis VI (Nieve)

Para obtener la sobrecarga de nieve en kg/m actuando sobre el dintel del pórtico (en

dirección y sentido de la gravedad) es necesario multiplicarla por la separación entre

pórticos.

Las combinaciones de dichas hipótesis las realiza el programa en función del

tipo de norma elegida, en nuestro caso será la NBE EA-95: dentro de ésta y según el

número de hipótesis introducidas el programa realizará todas las combinaciones

posibles entre ellas.

8.4. COEFICIENTES DE ESBELTEZ

En primer lugar, para obtener los coeficientes de esbeltez β, calcularemos los grados

de empotramiento k1 y k2 de los pilares y dinteles que componen el pórtico en los

distintos planos.

El pórtico que estamos calculando es biempotrado, por lo que las condiciones que

deben cumplir son:

id ≥ L / 100

ip ≥ h / 200

Siendo L = longitud del dintel y h = la longitud del pilar.

8.4.1. COEFICIENTES EN EL PLANO DEL PÓRTICO

Predimensiono el pórtico con perfiles HEB-240 en pilares, y de perfiles HEB-

300 en dinteles. Para el cálculo de los coeficientes de empotramiento distinguimos

entre dinteles y pilares.

Pilares:

ip ≥ h / 200 ip = ix = 10,30 cm ip > 620 / 200 = 3,1 cm

Luego es válido el perfil HEB-240.

Donde:

o dI , pI = momentos de inercia de dintel y pilar respectivamente

o h = altura pilar

o L= longitud del dintel

211,025,0

25,02 =

+=

hI

LI

LI

kpd

d

11 =k

Tras calcular el grado de empotramiento del pilar, calculamos el coeficiente de

esbeltez β según la NBE EA-95, en su tabla 3.2.4.4. B y obtenemos:

β = 1,43

Dinteles:

id ≥ L / 100 id = ix = 13 cm id > 1274,7 / 100 = 10,198 cm

Luego es válido el perfil HEB-300

Donde:

o dI , pI = momentos de inercia de dintel y pilar respectivamente

o h = altura pilar

o L= longitud del dintel

Tras calcular el grado de empotramiento del pilar, calculamos el coeficiente de

esbeltez β según la NBE EA-95, en su tabla 3.2.4.4. B y obtenemos:

β = 1,3

8.4.2. COEFICIENTES EN EL PLANO PERPENDICULAR AL PÓRTICO

Como el cerramiento lateral de la nave se llevará a cabo con bloques de

hormigón de espesor superior a 15 cm (estando unidos a los pilares en toda su altura) no

será necesario considerar el pandeo en la dirección perpendicular al pórtico, puesto que

el propio cerramiento lo impedirá. Aun así, consideramos el coeficiente que por defecto

emplea el programa.

309,048,0

48,02 =

+=

LI

hI

hI

kdp

p

11 =k

8.5. CÁLCULOS DE CYPE: Los pórticos obtenidos una vez hechas todas las comprobaciones en el programa son

los siguientes:

Pórticos extremos:

Pórticos centrales:

A continuación se muestran los listados de los dinteles y pilares más

desfavorables, para ello se he elegido las barras de mayor rendimiento.

Pórticos extremos: ____________________________________________________________________________________ Barras ESFUERZOS (EJES LOCALES) (Tn)(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 0 L 1/8 L 1/4 L 3/8 L 1/2 L 5/8 L 3/4 L 7/8 L 1 L ____________________________________________________________________________________ Dintel Combinación 50 (Acero laminado): Sobrecarga + Viento3 + Nieve (1.33 x PP1 + 1.33 x SC1 + 1.33 x V3 + 1.33 x N1) N -1.9721 -1.8869 -1.7858 -1.7256 -1.6654 -1.6052 -1.5449 -1.4847 -1.4245 Ty -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 -0.1724 Tz -1.0011 -0.6948 -0.4889 -0.1988 0.0913 0.3814 0.6715 0.9616 1.2517 Mt 0.0160 0.0158 0.0079 0.0079 0.0079 0.0079 0.0079 0.0079 0.0079 My -0.5262 0.0137 0.3774 0.5984 0.6328 0.4802 0.1495 -0.3767 -1.0726 Mz -0.0200 0.0901 0.2007 0.3106 0.4205 0.5304 0.6402 0.7501 0.8600 Pilar Combinación 32 (Acero laminado): Viento3 + Sobrecarga (1.33 x PP1 + 1.33 x SC1 + 1.5 x V3) N -13.0036 -12.9404 -12.8772 -12.8141 -3.3810 -2.9429 -2.8797 -2.8112 -2.7162 Ty -0.7914 -0.6682 -0.5449 -0.4217 -0.2985 -0.1753 -0.0520 0.0712 0.1944 Tz -0.0566 -0.0570 -0.0574 -0.0577 -0.1118 -0.1143 -0.1147 0.0343 0.0374 Mt -0.0093 -0.0093 -0.0093 -0.0093 -0.0093 -0.0093 -0.0093 -0.0029 -0.0026 My -0.1231 -0.0791 -0.0348 0.0098 0.0735 0.1616 0.2504 0.3056 0.2767 Mz -1.8446 -1.2844 -0.8093 -0.4397 -0.1560 0.0230 0.1153 0.1093 0.0062 ____________________________________________________________________________________ Barras TENSIÓN MÁXIMA ____________________________________________________________________________________ TENS.(Tn/cm2) APROV.(%) Pos.(m) N(Tn) Ty(Tn) Tz(Tn) Mt(Tn·m) My(Tn·m) Mz(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ Dintel 0.6523 25.09 5.099 -1.4245 -0.1724 1.2517 0.0079 -1.0726 0.8600 Pilar 1.3484 51.86 0.000 -13.0036 -0.7914 -0.0566 -0.0093 -0.1231 -1.8446 ____________________________________________________________________________________

FLECHA Barras Máxima Absoluta y Máxima Absoluta z Activa Absoluta y Activa Absoluta z Máxima Relativa y Máxima Relativa z Activa Relativa y Activa Relativa z ____________________________________________________________________________________Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) ____________________________________________________________________________________ Dintel 4.689 11.16 2.230 0.85 4.689 11.16 2.230 1.07 4.689 L/905 ---- L/(>1000) 4.689 L/905 ---- L/(>1000) Pilar 2.080 2.78 3.120 0.56 2.080 2.78 3.640 1.00 ---- L/(>1000) 5.200 L/983 ---- L/(>1000) ---- L/(>1000) ____________________________________________________________________________________

Pórticos centrales: ____________________________________________________________________________________ Barras ESFUERZOS (EJES LOCALES) (Tn)(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ 0 L 1/8 L 1/4 L 3/8 L 1/2 L 5/8 L 3/4 L 7/8 L 1 L ____________________________________________________________________________________ Dintel Combinación 8 (Acero laminado): Sobrecarga + Nieve (1.33 x PP1 + 1.5 x SC1 + 1.5 x N1) N -9.1502 -8.2998 -8.0609 -7.8221 -7.5832 -7.3444 -7.1055 -6.8666 -6.6979 Ty 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 Tz -7.6717 -7.0897 -5.8954 -4.7012 -3.5069 -2.3126 -1.1183 0.0759 0.8225 Mt 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 My -24.6112 -15.4772 -7.1614 -0.4543 4.8550 8.4865 10.7203 11.3453 11.0250 Mz 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 Pilar Combinación 42 (Acero laminado): Sobrecarga + Viento1 + Nieve (1.33 x PP1 + 1.33 x SC1 + 1.33 x V1 + 1.33 x N1) N -26.0982 -26.0116 -25.9249 -25.8383 -11.1618 -10.4914 -10.4048 -10.6694 -10.5517 Ty 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 Tz 6.7345 6.6083 6.4820 6.3557 6.3296 6.2073 6.0811 5.2800 5.1217 Mt 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 My 17.0480 11.8831 6.8054 1.8358 -3.0808 -7.9352 -12.7013 -17.2174 -21.2543 Mz 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 0.0000 ____________________________________________________________________________________ Barras TENSIÓN MÁXIMA ____________________________________________________________________________________ TENS.(Tn/cm2) APROV.(%) Pos.(m) N(Tn) Ty(Tn) Tz(Tn) Mt(Tn·m) My(Tn·m) Mz(Tn·m) ____________________________________________________________________________________ Dintel 2.1914 84.29 1.000 -8.8527 0.0000 -6.7345 0.0000 -17.3903 0.0000 Pilar 2.2681 87.23 0.000 -26.0982 0.0000 6.7345 0.0000 17.0480 0.0000 ____________________________________________________________________________________

FLECHA Barras Máxima Absoluta y Máxima Absoluta z Activa Absoluta y Activa Absoluta z Máxima Relativa y Máxima Relativa z Activa Relativa y Activa Relativa z ____________________________________________________________________________________ Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) Pos.(m) Flecha(mm) ____________________________________________________________________________________ Dintel ---- 0.00 6.739 18.88 ---- 0.00 6.739 15.96 ---- L/(>1000) 10.198 L/260 ---- L/(>1000) 6.739 L/638 Pilar ---- 0.00 4.160 7.08 ---- 0.00 4.160 8.09 ---- L/(>1000) 4.160 L/706 ---- L/(>1000) 4.160 L/766 ____________________________________________________________________________________

8.6. JUNTA DE DILATACIÓN

Debido a que la longitud de nave es mayor de 40 m, que es la longitud máxima

permitida por la normativa (NTE-ECT) para no tener en cuenta los efectos de la

variación de temperatura sobre la estructura, se dispone una junta de dilatación que

divide a la nave en dos, dicha junta de dilatación se coloca en el centro de la nave.

En esta junta se colocan dos pórticos iguales, es decir dobles pilares y dobles

dinteles, de manera que cada uno soporta la mitad de las acciones que soporta un pórtico

central normal. Si cada uno soporta la mitad de las acciones que soporta un pórtico

central, actúa como un pórtico extremo, que de hecho lo es, ya que al dividir la nave en

dos es como si tuviésemos dos naves prácticamente pegadas, siendo los pórticos de la

junta de dilatación el último pórtico de la nave delantera y el otro el primer pórtico de la

nave trasera.

De esta forma se adopta como solución que se adoptó para los pórticos extremos

en el apartado de esta memoria “Cálculo del Pórtico”.

9. CÁLCULO DE LAS PLACAS DE ANCLAJE

9.1 INTRODUCCIÓN

Los pilares transmiten las cargas al terreno a través de macizos de hormigón

armado. Como las tensiones de trabajo del hormigón de cimientos, son muy inferiores a

las del acero, es necesario realizar el asiento por medio de placas, con rigidez suficiente

para repartir las cargas, de manera que la presión sobre el hormigón no rebase la tensión

de trabajo de este.

El sistema de fijación empleado debe responder a la hipótesis de cálculo

efectuada de pilar empotrado. La unión con la zapata se realizará mediante una placa de

asiento unida a dicha zapata mediante pernos de anclaje embebidos en el hormigón.

El hormigón será HA-25, para el cual, suponiendo un nivel de control normal

sobre el hormigón, los coeficientes de ponderación, según la EHE, son:

γs = 1,15 (acero)

γc = 1,5 (hormigón)

γf = 1,6 (Acciones variables)

La resistencia característica del hormigón de cimentación es:

fck= 25 N / mm2 = 250 kg / cm2

La tensión admisible ponderada, en compresión para el hormigón, es igual a:

σb,adm = fck / γc = 250 / 1,5 = 166,67 Kg / cm2

El acero utilizado para los pernos de anclaje es el A4-D liso, cuya resistencia

características es de:

σt = 2400 kg/cm2

En nuestra estructura tres tipos de pilares, los pilares de pórticos extremos, los

pilares de pórticos centrales, y los pilarillos. Por lo tanto, vamos a realizar el

dimensionamiento de las siguientes placas de anclaje:

o Pilares del pórtico extremo.

o Pilares del pórtico central.

o Pilarillos.

9.2 RESULTADOS OBTENIDOS

Los resultados que se muestran a continuación están formados por un cuadro

donde se resumen la medición de las placas y pernos para éstas. Además se incluye una

figura en la que se puede apreciar las diferentes cotas y especificaciones que define la

placa.

PLACA DE LOS PILARES DEL PÓRTICO EXTREMO

1.- LISTADO DE PLACAS DE ANCLAJE

1.1.- DESCRIPCIÓN

Placa base Disposición Rigidizadores Pernos

Ancho X: 400 mm

Ancho Y: 400 mm

Espesor: 15 mm

Posición X: Centrada

Posición Y: Centrada

Paralelos X: 2(100x0x5.0)

Paralelos Y: -

4Ø20 mm L=35 cm

Gancho a 180

grados

1.2.- MEDICIÓN

Aquí se incluyen las cuatro placas de los pórticos extremos y las cuatro de la

junta de dilatación.

1.2.1.- MEDICIÓN DE PLACAS DE ANCLAJE

Acero Peso Kp Totales Kp

A42 8 x 21.20 169.6

1.2.2.- MEDICIÓN PERNOS PLACAS DE ANCLAJE

Pernos Acero Longitud m Peso Kp Totales m Totales Kp

1 Placa 4Ø20 mm L=63 cm A-4D (liso) 4 x 0.63 4 x 1.56 2.52 6.24

8 Placas 20.16 49.92

1.3.- COMPROBACIÓN

Comprobación Valores Estado

Separación mínima entre pernos Mínimo: 40 mm

Calculado: 301 mm

Cumple

Separación mínima pernos-borde Mínimo: 40 mm

Calculado: 50 mm

Cumple

Esbeltez de rigidizadores Máximo: 50

- Paralelos a X: Calculado: 48.9898 Cumple

Longitud mínima del perno Mínimo: 21 cm

Calculado: 35 cm

Cumple

Anclaje perno en hormigón

- Tracción: Máximo: 3.51413 Tn

Calculado: 3.0047 Tn

Cumple

- Cortante: Máximo: 2.45989 Tn


Cumple

- Tracción + Cortante: Máximo: 3.51413 Tn


Cumple

Tracción en vástago de pernos Máximo: 5.28 Tn


Cumple

Tensión de Von Mises en vástago de pernos Máximo: 2400 Kp/cm2

Calculado: 1031.02 Kp/cm2

Cumple

Aplastamiento perno en placa Máximo: 15.6 Tn


Cumple

Tensión de Von Mises en secciones globales Máximo: 2600 Kp/cm2

- Derecha: Calculado: 734.915 Kp/cm2 Cumple

- Izquierda: Calculado: 1291.35 Kp/cm2 Cumple

- Arriba: Calculado: 1734.52 Kp/cm2 Cumple

- Abajo: Calculado: 1439.06 Kp/cm2 Cumple

Flecha global equivalente Mínimo: 250

- Derecha: Calculado: 14170.9 Cumple

- Izquierda: Calculado: 8500.86 Cumple

- Arriba: Calculado: 2784.94 Cumple

- Abajo: Calculado: 1454.4 Cumple

Tensión de Von Mises local Máximo: 2600 Kp/cm2

Calculado: 0 Kp/cm2

Cumple

Se cumplen todas las comprobaciones

PLACA DE LOS PILARES DEL PÓRTICO CENTRAL


1.1.- DESCRIPCIÓN


Ancho X: 600 mm

Ancho Y: 600 mm

Espesor: 22 mm



Paralelos X: -

Paralelos Y: 2(200x0x10.0)

12Ø27 mm L=65 cm

Gancho a 180

grados

1.2.- MEDICIÓN



A42 12 x 75.36 904.32




12 Placas 148.32 665.28

1.3.- COMPROBACIÓN



Calculado: 161 mm

Cumple


Calculado: 60 mm

Cumple


- Paralelos a Y: Calculado: 46.6047 Cumple


Calculado: 65 cm

Cumple




Cumple



Cumple


Calculado: 8.41 Tn

Cumple



Cumple



Cumple



Cumple





- Abajo: Calculado: 1208 Kp/cm2 Cumple








Cumple


PLACA DE LOS PILARILLOS


1.1.- DESCRIPCIÓN


Ancho X: 450 mm

Ancho Y: 450 mm

Espesor: 18 mm



Paralelos X: -

Paralelos Y: 2(100x0x6.0)

8Ø20 mm L=30 cm

Gancho a 180

grados

1.2.- MEDICIÓN



A42 6 x 31.91 191.46




6 Placas 28.32 69.6

1.3.- COMPROBACIÓN



Calculado: 175 mm

Cumple


Calculado: 50 mm

Cumple


- Paralelos a Y: Calculado: 46.2105 Cumple


Calculado: 30 cm

Cumple




Cumple


Calculado: 0.217092 Tn Cumple



Cumple



Cumple



Cumple



Cumple





- Abajo: Calculado: 1027.55 Kp/cm2 Cumple








Cumple


10. CIMENTACIÓN

10.1 INTRODUCCIÓN

En este documento se estudiará la cimentación de la nave, la cual se llevará a

cabo mediante zapatas aisladas cuadradas, zapatas rectangulares y vigas de atado.

Este tipo de zapatas son aquellas que soportan la carga de un solo soporte ó

pilar, y pueden ser de dos tipos: Rígidas y Flexibles. Se consideran como zapatas

rígidas, aquellas cuyo vuelo “v” no supera dos veces el canto total de la zapata “h”. Y

como zapatas flexibles aquellas que no cumplan la condición anterior.

En nuestro caso vamos a utilizar zapatas aisladas cuadradas rígidas y zapatas

rectangulares para la junta de dilatación cuyo cálculo y dimensionamiento se llevará a

cabo utilizando el programa CYPECAD del paquete informático CYPE, programa de

reconocido prestigio.

Las zapatas para las que vamos a llevar a cabo su estudio y dimensionamiento

son las siguientes:

o Zapatas pertenecientes a los pilares de los pórticos extremos.

o Zapatas pertenecientes a los pilares de los pórticos centrales.

o Zapatas pertenecientes a los pilarillos.

o Zapatas pertenecientes a los pilares de la junta de dilatación.

Por otra parte, siempre es conveniente establecer un cierto atado entre zapatas

que impida sus desplazamientos horizontales. Si la estructura se encuentra cimentada en

zona de alta sismicidad, este atado se hace imprescindible y afecta a todas las zapatas en

los dos sentidos, de acuerdo con la norma sismorresistente, NCS-94.

Según dicha norma, la zona donde se encuentra nuestra edificación, Córdoba,

tiene un valor de aceleración sísmica de:

ac = 0,06·g

Este valor se corresponde con una zona de baja sismicidad, en las cuales no es

necesario disponer ningún elemento de atado entre zapatas. Sin embargo, por normas de

buena construcción, vamos a disponer de vigas de atado que nos arriostren las zapatas

de la edificación perimetralmente, y transversalmente para las zapatas de los pilares que

soportan el forjado.

Con el fin de facilitar la construcción de la cimentación, estas vigas de atado

van a ser proyectadas del mismo tamaño, tomando la más desfavorable para el cálculo

de éstas. Esta viga más desfavorable pertenece al entramado lateral, la cual tiene la

máxima longitud.

El hormigón utilizado para esta cimentación es el siguiente:

HA-25/P/30/IIa

Las características de éste se recogen en la siguiente tabla:

Hormigón Armado Características

Resistencia

característica

fck = 25 N/mm2 = 250

kg/cm2

Tipo de consistencia Plástica

Tamaño máximo del

árido

30 mm

Ambiente Normal- Humedad alta

Peso específico 2800 kg/m3

Por otra parte, el acero utilizado para las armaduras será del tipo B 400 S, cuyas

características son:

Acero B 400S Características

Clase de acero Soldable

Resistencia

característica

400 N/mm2 = 4000

kg/cm2

Los coeficientes de ponderación establecidos por la norma EHE, para el acero y

el hormigón, suponiendo un nivel de control normal sobre el hormigón, son:

γs = 1,15 (acero)

γc = 1,5 (hormigón)

γf = 1,6 (Acciones variables)

Teniendo en cuenta estos coeficientes, las resistencias de cálculo para el acero y

el hormigón, quedarían:

Hormigón: fcd = fck / γc = 250 / 1,5 = 166,67 kg / cm2

Acero: fyd = fsd / γc = 4000 / 1,15 = 3478,26 kg / cm2

En nuestro caso, el terreno lo clasificamos, según la NBE AE-88, como arcilloso

semiduro, con una resistencia a la compresión de 2 kg/cm2.

10.2 RESULTADOS OBTENIDOS EN METAL 3D

Los resultados que se muestran a continuación están formados por un cuadro

donde se muestra la descripción, la medición y la comprobación de cada tipo de zapata.

Además se incluye una figura en la que se puede apreciar las diferentes cotas y

especificaciones que define la zapata.

10.3 ZAPATAS PERTENECIENTES A LOS PILARES DE LOS PÓRTICOS EXTREMOS

1.- LISTADO DE ELEMENTOS DE CIMENTACIÓN

1.1.- DESCRIPCIÓN

Geometría Armado

Zapata rectangular excéntrica

Ancho inicial X: 75.0 cm

Ancho inicial Y: 75.0 cm

Ancho final X: 75.0 cm

Ancho final Y: 75.0 cm

Ancho zapata X: 150.0 cm

Ancho zapata Y: 150.0 cm

Canto: 55.0 cm

Sup X: 9Ø12 c/ 19

Sup Y: 9Ø12 c/ 19

Inf X: 9Ø12 c/ 19

Inf Y: 9Ø12 c/ 19

1.2.- MEDICIÓN

B 400 S, CN Total

Nombre de armado Ø12

Parrilla inferior - Armado X Longitud (m)

Peso (Kg)

9x1.69

9x1.50

15.21

13.50

Parrilla inferior - Armado Y Longitud (m)

Peso (Kg)

9x1.69

9x1.50

15.21

13.50

Parrilla superior - Armado X Longitud (m)

Peso (Kg)

9x1.69

9x1.50

15.21

13.50

Parrilla superior - Armado Y Longitud (m)

Peso (Kg)

9x1.69

9x1.50

15.21

13.50

Totales Longitud (m)

Peso (Kg)

60.84

54.00

54.00

Total con mermas Longitud (m) 66.92

(10.00%) Peso (Kg) 59.40 59.40

Resumen de medición (se incluyen mermas de acero)

B 400 S, CN (Kg) Hormigón (m3)

Elemento Ø12 HA-25 Limpieza

Zapatas de pilar extremo 4x59.40 4x1.24 4x0.23

Totales 237.60 4.96 0.92

1.3.- COMPROBACIÓN

Dimensiones: 150 x 150 x 55

Armados: Xi:Ø12 c/ 19 Yi:Ø12 c/ 19 Xs:Ø12 c/ 19 Ys:Ø12 c/ 19


Tensiones sobre el terreno

- Tensión media: Máximo: 2 Kp/cm2


Cumple

- Tensión máxima acc. gravitatorias: Máximo: 2.5 Kp/cm2


Cumple

- Tensión máxima con acc. de viento: Máximo: 2.5 Kp/cm2


Cumple

Flexión en la zapata

- En dirección X: Momento: 2.52 Tn·m Cumple

- En dirección Y: Momento: 1.99 Tn·m Cumple

Vuelco de la zapata

- En dirección X: Reserva seguridad: 17.9 % Cumple

- En dirección Y: Reserva seguridad: 141.7 % Cumple

Compresión oblicua en la zapata Máximo: 509.69 Tn/m2

Calculado: 22.93 Tn/m2

Cumple

Cortante en la zapata

- En dirección X: Cortante: 1.89 Tn Cumple

- En dirección Y: Cortante: 1.29 Tn Cumple

Canto mínimo Mínimo: 25 cm

Calculado: 55 cm

Cumple

Espacio para anclar arranques en cimentación Mínimo: 42 cm

- Nudo: Calculado: 48 cm Cumple

Cuantía geométrica mínima Mínimo: 0.002

- En dirección X: Calculado: 0.0022 Cumple

- En dirección Y: Calculado: 0.0022 Cumple

Cuantía mínima necesaria por flexión

- Armado inferior dirección X: Mínimo: 0.0003

Calculado: 0.0011

Cumple

- Armado inferior dirección Y: Mínimo: 0.0003

Calculado: 0.0011

Cumple

- Armado superior dirección X: Mínimo: 0.0001

Calculado: 0.0011

Cumple

- Armado superior dirección Y: Mínimo: 0.0001

Calculado: 0.0011

Cumple

Diámetro mínimo de las barras Mínimo: 12 mm

- Parrilla inferior: Calculado: 12 mm Cumple

- Parrilla superior: Calculado: 12 mm Cumple

Separación máxima entre barras Máximo: 30 cm

- Armado inferior dirección X: Calculado: 19 cm Cumple

- Armado inferior dirección Y: Calculado: 19 cm Cumple

- Armado superior dirección X: Calculado: 19 cm Cumple

- Armado superior dirección Y: Calculado: 19 cm Cumple

Separación mínima entre barras Mínimo: 10 cm





Longitud de anclaje Mínimo: 15 cm

- Armado inf. dirección X hacia der.: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado inf. dirección X hacia izq.: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado inf. dirección Y hacia arriba: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado inf. dirección Y hacia abajo: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado sup. dirección X hacia der.: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado sup. dirección X hacia izq.: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado sup. dirección Y hacia arriba: Calculado: 15 cm Cumple

- Armado sup. dirección Y hacia abajo: Calculado: 15 cm Cumple

Longitud mínima de las patillas Mínimo: 12 cm










10.4 ZAPATAS PERTENECIENTES A LOS PILARES DE LOS PÓRTICOS CENTRALES


1.1.- DESCRIPCIÓN

Geometría Armado








Canto: 85.0 cm

Sup X: 19Ø12 c/ 13

Sup Y: 19Ø12 c/ 13

Inf X: 19Ø12 c/ 13

Inf Y: 19Ø12 c/ 13

1.2.- MEDICIÓN

B 400 S, CN Total



Peso (Kg)

19x2.43

19x2.16

46.17

40.99


Peso (Kg)

19x2.43

19x2.16

46.17

40.99


Peso (Kg)

19x2.43

19x2.16

46.17

40.99


Peso (Kg)

19x2.43

19x2.16

46.17

40.99


Peso (Kg)

184.68

163.96

163.96

Total con mermas

(10.00%)

Longitud (m)

Peso (Kg)

203.15

180.36

180.36




Zapatas de los pilares centrales 12x180.36 12x4.50 12x0.53

Totales 2164.32 54 6.36

1.3.- COMPROBACIÓN







Cumple



Cumple



Cumple




Vuelco de la zapata

- En dirección X: Sin momento de vuelco Cumple




Cumple





Calculado: 85 cm

Cumple








Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple





- Armado inferior dirección X: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado inferior dirección Y: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado superior dirección X: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado superior dirección Y: Calculado: 12.5 cm Cumple


- Armado inferior dirección X: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado inferior dirección Y: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado superior dirección X: Calculado: 12.5 cm Cumple

- Armado superior dirección Y: Calculado: 12.5 cm Cumple




















Cotas cm

10.5 ZAPATAS PERTENECIENTES A LOS PILARILLOS


1.1.- DESCRIPCIÓN

Geometría Armado








Canto: 50.0 cm

Sup X: 10Ø12 c/ 21

Sup Y: 10Ø12 c/ 21

Inf X: 10Ø12 c/ 21

Inf Y: 10Ø12 c/ 21

1.2.- MEDICIÓN

B 400 S, CN Total



Peso (Kg)

10x1.75

10x1.55

17.50

15.54


Peso (Kg)

10x1.75

10x1.55

17.50

15.54


Peso (Kg)

10x1.75

10x1.55

17.50

15.54


Peso (Kg)

10x1.75

10x1.55

17.50

15.54


Peso (Kg)

70.00

62.16

62.16

Total con mermas

(10.00%)

Longitud (m)

Peso (Kg)

77.00

68.38

68.38




Zapatas de los pilarillos 6x68.38 6x1.71 6x0.34

Totales 410.28 10.26 2.04

1.3.- COMPROBACIÓN







Cumple



Cumple



Cumple




Vuelco de la zapata


- En dirección Y: Sin momento de vuelco Cumple



Cumple





Calculado: 50 cm

Cumple








Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple
























10.6 ZAPATAS PERTENECIENTES A LOS PILARES DE LA JUNTA DE DILATACIÓN


1.1.- DESCRIPCIÓN

Geometría Armado








Canto: 55.0 cm

Sup X: 12Ø12 c/ 19

Sup Y: 7Ø12 c/ 18

Inf X: 12Ø12 c/ 19

Inf Y: 7Ø12 c/ 18

1.2.- MEDICIÓN

B 400 S, CN Total



Peso (Kg)

12x1.34

12x1.19

16.08

14.28


Peso (Kg)

7x2.00

7x1.78

14.00

12.43

Parrilla superior – Armado X Longitud (m)

Peso (Kg)

12x1.34

12x1.19

16.08

14.28

Parrilla superior – Armado Y Longitud (m)

Peso (Kg)

7x2.00

7x1.78

14.00

12.43


Peso (Kg)

60.16

53.42

53.42

Total con mermas

(10.00%)

Longitud (m)

Peso (Kg)

66.18

58.76

58.76




Zapatas de los pilares de la junta de dilatación 4x58.76 4x1.33 4x0.24

Totales 235.04 5.32 0.96

1.3.- COMPROBACIÓN







Cumple



Cumple



Cumple




Vuelco de la zapata





Cumple





Calculado: 55 cm

Cumple








Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple


Calculado: 0.0011

Cumple













10.7 RESULTADOS OBTENIDOS EN CYPECAD

Aquí nos encontramos que al tener muy poca diferencia de longitud las distintas

vigas salen con la misma sección. Lo único que varia de una a otra es el número de

estribos a lo largo de toda su longitud. Así la más desfavorable es la de mayor longitud:

Listado de cimentación de la viga de atado más desfavorable

1.- LISTADO DE VIGAS DE ATADO

1.1.- DESCRIPCIÓN

Tipo Geometría Armado

C.1 Ancho: 40.0 cm

Canto: 40.0 cm

Superior: 2 Ø12

Inferior: 2 Ø12

Estribos: 1xØ8 c/ 30

1.2.- MEDICIÓN

B 400 S, CN Total

Nombre de armado Ø8 Ø12

Armado viga - Armado inferior Longitud (m)

Peso (Kg)

2x5.70

2x5.06

11.40

10.12

Armado viga - Armado superior Longitud (m)

Peso (Kg)

2x5.70

2x5.06

11.40

10.12

Armado viga - Estribo Longitud (m)

Peso (Kg)

20x1.41

20x0.56

28.20

11.13


Peso (Kg)

28.20

11.13

22.80

20.24

31.37

Total con mermas

(10.00%)

Longitud (m)

Peso (Kg)

31.02

12.24

25.08

22.27

34.51



Elemento Ø8 Ø12 HA-25 Limpieza

Viga de atado de 5,80 m 12.25 22.26 0.93 0.23

1.3.- COMPROBACIÓN


Ancho mínimo de la viga de atado Mínimo: 29 cm

Calculado: 40 cm

Cumple

Canto mínimo de la viga de atado Mínimo: 29 cm

Calculado: 40 cm

Cumple

Diámetro mínimo de la armadura longitudinal Mínimo: 12 mm

Calculado: 12 mm

Cumple

Diámetro mínimo cercos verticales Mínimo: 3 mm

Calculado: 8 mm

Cumple

Separación mínima armadura longitudinal Mínimo: 0.02 m

- Armadura superior: Calculado: 0.28 m Cumple

- Armadura inferior: Calculado: 0.28 m Cumple

Separación mínima entre estribos Mínimo: 0.02 m

Calculado: 0.292 m

Cumple

Comprobación de cortante

Cortante: 0.00 Tn

Cumple


11. CARACTERÍSTICAS DE LA SOLERA

La solera estará compuesta por los siguientes elementos: SOLERA SEMIPESADARSS-5

EFH-2RSL-9

Seccion

EFH-7 terreno

cotas en cm

15

15

EFH-2: Arena de río, con tamaño máximo de grano 0,5 cm formando una capa

de 15 cm de espesor, extendida sobre terreno compactado mecánicamente hasta

conseguir un valor del 85 % del Próctor Normal.

Se terminará enrasándola previo compactado en dos capas.

RSL-9: Lámina aislante de polietileno.

EFH-7: Hormigón de resistencia característica 175 kg/cm², formando una capa

de 15 cm de espesor, extendido sobre la lámina aislante.

11.1. MANTENIMIENTO

Las condiciones de mantenimiento para esta solera son:

o No se someterá directamente la solera a la acción de: aguas con pH menor de 6 ó

mayor de 9, ó con una concentración en sulfatos superior a 0,2 g/l; aceites minerales

orgánicos o pesados y temperaturas superiores a 40ºC.

o Cada cinco años o antes, si fuera apreciada alguna anomalía, se realizará una

inspección de la solera observando si aparecen grietas, fisuras, roturas o humedades.

o En el caso de ser observado alguno de estos síntomas, será estudiado por Técnico

competente que dictaminará las reparaciones que deban realizarse.

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