proyecto estructural de construcciÓn metÁlica de …

PROYECTO ESTRUCTURAL DE

CONSTRUCCIÓN METÁLICA DE 21x33 M,

POL. IND. SAN JORGE, LAS TORRES DE

COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).

Autor: Óscar Martínez Rosauro

Director: Dr. Antonio Tomás Espín

Trabajo Fin de Grado. Ingeniería Civil

Universidad Politécnica de Cartagena

Marzo 2020

AGRADECIMIENTOS

A todas aquellas personas que han estado compartiendo conmigo esta experiencia

universitaria a lo largo de todos estos años y de los cuales hoy en día me llevo una gran

amistad.

A mi tutor de este trabajo fin de grado, Antonio Tomás Espín, por su tiempo y por

guiarme a lo largo de este proyecto.

Y por supuesto a mis padres, por su apoyo incondicional en todo momento y por ser un

ejemplo en valor del esfuerzo a lo largo de mi vida.

1

ÍNDICE

1. INTRODUCCIÓN. .................................................................................................. 5

1.1. Objetivo del proyecto. ......................................................................................... 5

1.2. Normativa a considerar. ..................................................................................... 5

2. DEFINICIÓN DEL PROYECTO.......................................................................... 7

2.1. Revisión de ordenanzas municipales. Elección de la parcela. ......................... 7

2.2. Características geométricas. ............................................................................... 9

2.3. Propuesta tipológica. ......................................................................................... 10

2.4. Elementos estructurales. ................................................................................... 11

2.5. Materiales. .......................................................................................................... 13

2.5.1. Acero estructural. ....................................................................................... 13

2.5.2. Acero en barras. ......................................................................................... 13

2.5.3. Hormigón estructural. ............................................................................... 13

2.5.4. Hormigón de limpieza. ............................................................................... 17

2.6. Acciones. ............................................................................................................. 18

2.6.1. Acciones Permanentes................................................................................ 18

2.6.2. Acciones Variables. .................................................................................... 21

2.6.2.1. Sobrecarga de uso (Qk). .......................................................................................... 21

2.6.2.2. Viento. .................................................................................................................... 23

2.6.2.2.1. Viento lateral. ...................................................................................................... 26

2.6.2.2.2. Viento frontal. ..................................................................................................... 33

2.6.2.2.3. Viento interior. .................................................................................................... 40

2.6.2.3. Acciones térmicas. ................................................................................................. 43

2.6.2.4. Nieve. ..................................................................................................................... 43

2.6.3. Acciones Accidentales. ............................................................................... 45

2.6.3.1. Sismo. ..................................................................................................................... 45

2.6.3.2. Fuego. ..................................................................................................................... 46

2.6.3.3. Impacto. .................................................................................................................. 47

2.7. Combinación de acciones. ................................................................................. 48

2.7.1. Resistencia y estabilidad. ........................................................................... 48

2.7.2. Aptitud en el servicio.................................................................................. 50

2.7.3. Seguridad al vuelco de la cimentación. .................................................... 50

3. PÓRTICO INTERIOR. ........................................................................................ 53

2

3.1. Determinación de esfuerzos. ............................................................................. 53

3.2. Dimensionado de las correas en cubierta. ....................................................... 54

3.3. Dimensionado de los pilares. ............................................................................ 56

3.3.1. E.L.S Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 57

3.3.1.1. Criterio de Integridad. ............................................................................................ 57

3.3.1.2. Criterio de Apariencia. ........................................................................................... 58

3.3.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB-SE-A.6.2). ................................................... 58

3.3.2.1. Comprobación a cortante. ...................................................................................... 63

3.3.2.2. Comprobación a flexión. ........................................................................................ 64

3.3.3. E.L.U Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2) ........................................................ 66

3.3.3.1. Pandeo por compresión. ......................................................................................... 66

3.3.3.2. Pandeo por flexocompresión. ................................................................................. 68

3.4. Dimensionado de las jácenas. ........................................................................... 69

3.4.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ............................................... 71

3.4.1.1. Criterio de Integridad. ............................................................................................ 71

3.4.1.2. Criterio de Apariencia. ........................................................................................... 72

3.4.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). ................................................... 72

3.4.2.1. Comprobación a cortante. ...................................................................................... 74

3.4.2.2. Comprobación a flexión. ........................................................................................ 75

3.4.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2) ....................................................... 77

3.4.3.1. Pandeo por compresión. ......................................................................................... 78

3.4.3.2. Pandeo por flexocompresión .................................................................................. 79

3.5. Dimensionado de las placas de anclaje. ........................................................... 80

3.6. Dimensionado de las cimentaciones. ................................................................ 88

3.6.1. E.L.U. Seguridad al vuelco. ....................................................................... 89

3.6.2. E.L.U. Agotamiento del terreno. ............................................................... 92

3.6.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación. .................................................... 94

3.6.4. E.L.U Anclaje de las armaduras. .............................................................. 97

4. SISTEMA CONTRAVIENTO. .......................................................................... 101

4.1. Determinación de esfuerzos ............................................................................ 101

4.1.1. Acciones permanentes (G). ...................................................................... 102

4.1.2. Sobrecarga de uso (Q). ............................................................................. 103

4.1.3. Nieve (N). ................................................................................................... 103

4.1.4. Viento (V). ................................................................................................. 104

3

4.1.4.1. Acciones en el plano perpendicular al pórtico (YZ). ........................................... 104

4.1.4.2. Acciones en el plano del pórtico (XZ). ................................................................ 108

4.2. Pórtico de fachada. .......................................................................................... 109

4.2.1. Dimensionado de los pilares. ................................................................... 109

4.2.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ................................................ 110

4.2.2.1.1. Criterio de Integridad. ....................................................................................... 111

4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia. ...................................................................................... 111

4.2.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). .................................................... 111

4.2.1.2.1 Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). .............................................. 116

4.2.1.2.2. Comprobación a flexión. ................................................................................... 117

4.2.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)......................................................... 119

4.2.1.3.1. Pandeo por compresión. .................................................................................... 121

4.2.1.3.2. Pandeo por flexocompresión. ............................................................................ 122

4.2.2. Dimensionamiento de la jácena. .............................................................. 125


4.2.2.1.1. Criterio de Integridad. ....................................................................................... 126

4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia ....................................................................................... 126


4.2.2.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). ............................................. 129

4.2.2.2.2. Comprobación a flexión. ................................................................................... 130



4.2.2.3.2. Pandeo por flexocompresión. ............................................................................ 133

4.2.3. Dimensionamiento de las placas de anclaje. .......................................... 134

4.2.4. Dimensionado de la cimentación. ............................................................ 142

4.2.4.1. E.L.U. Seguridad al vuelco. ........................................................................ 143

4.2.4.2. E.L.U. Agotamiento del terreno. ................................................................ 145

4.2.4.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación. ..................................................... 147

4.2.4.4. E.L.U. Anclaje de las armaduras. .............................................................. 150

4.3. Dimensionamiento de la viga contraviento. .................................................. 154

4.3.1. Diagonales. ................................................................................................ 154



4.3.1.2.1. Comprobación a tracción................................................................................... 155


4

4.3.2. Montantes. ................................................................................................. 157





4.4. Dimensionado del arriostramiento de fachada lateral. ................................ 159

4.4.1. Montantes. ................................................................................................. 160

4.4.2. Diagonales. ................................................................................................ 160



4.4.2.2.1. Comprobación a tracción................................................................................... 161


4.5. Dimensionado de la viga perimetral. ............................................................. 162

4.5.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2). ............................................. 163

4.5.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2). ................................................. 163

4.5.2.1. Comprobación a tracción...................................................................................... 163

4.5.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2). .................................................... 164

4.6. Dimensionado de la viga pre-marco de la fachada frontal. ......................... 165

4.6.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE-4.3.3.2) ............................................. 166

4.6.1.1. Criterio de Integridad. .......................................................................................... 166

4.6.1.2. Criterio de Apariencia. ......................................................................................... 166

4.6.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2) .................................................. 166

4.6.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4). ................................................ 166

4.6.2.2. Comprobación a flexión. ...................................................................................... 167

4.6.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2). .................................................... 169

4.6.3.1. Pandeo lateral. ...................................................................................................... 169

5. Referencias bibliográficas................................................................................... 170

ANEXO 1. COMBINACIONES EN E.L.U. .......................................................... 171

ANEXO 2. PERFILES METÁLICOS EMPLEADOS. ........................................ 176

ANEXO 3. UNIONES. ............................................................................................. 181

5

1. INTRODUCCIÓN.

1.1. Objetivo del proyecto.

El objetivo del proyecto tiene como finalidad el diseño y construcción de una

nave industrial de estructura metálica destinada a la fabricación de envases de

papel y plástico para la alimentación.

Concretamente, este trabajo se centrará en la fase de cálculo estructural de la

planta industrial en la que se deben de cumplir, de manera consecutiva las

siguientes fases:

La geometría de la planta industrial: Definiendo las dimensiones en

planta y en altura del edificio cumpliendo con los requerimientos

urbanísticos del lugar donde se va edificar.

El sistema estructural: Que influirá en las acciones a considerar y en el

propio cálculo estructural.

Las acciones: Con el edificio definido geométricamente así como su

sistema estructural y su localización, se deben determinar todas las

acciones que sobre él puedan actuar a lo largo de su vida útil.

Las solicitaciones y deformaciones: La primera fase del cálculo

estructural requiere obtener los esfuerzos y deformaciones que sufre cada

uno de los elementos estructurales a dimensionar.

El dimensionamiento: Una vez los esfuerzos y las deformaciones están

definidos, se debe realizar el dimensionamiento de cada uno de los

elementos determinando los perfiles comerciales necesarios.

1.2. Normativa a considerar.

En lo relativo a aspectos generales de seguridad estructural, tanto para

estructuras de acero como hormigón, la normativa vigente es:

CTE DB SE [3]: Código Técnico de la Edificación. Documento Básico

Seguridad Estructural.

En el ámbito del cálculo de acciones en el edificio se debe seguir las

indicaciones de:

CTE DB SE-AE [4]: Código Técnico de la Edificación. Documento

Básico Seguridad Estructural. Acciones en la Edificación.

EC1 [5]: Eurocódigo 1. Acciones.

La acción accidental sísmica queda regulada por:

NCSE-02 [6]: Norma de construcción sismorresistente: Parte general y

edificación.

6

En el cálculo de estructuras de acero, la normativa vigente es:

CTE DB SE-A [7]: Código Técnico de la Edificación. Documento Base.

Seguridad Estructural. Acero.

EAE [8]: Instrucción de Estructuras de Acero en la Edificación.

También se harán algunas referencias a la normativa europea de esta materia:

EC3 [5]: Eurocódigo 3. Estructuras de Acero.

En el cálculo de placas de anclajes y cimentaciones, se requerirá acudir a la

normativa vigente en el campo de las estructuras de hormigón:

EHE-08 [9]: Instrucción de Hormigón Estructural.

CTE DB SE-C [10]: Código Técnico de la Edificación. Documento Base.

Seguridad Estructural. Cimientos.

En lo relativo a la protección contra incendios, se regirá lo establecido en:

CTE DB SI [11]: Código Técnico de la Edificación. Documento Básico

Seguridad en caso de Incendio.

RSCIEI [12]: Reglamento de seguridad contra incendios en

establecimientos industriales.

7

2. DEFINICIÓN DEL PROYECTO.

2.1. Revisión de ordenanzas municipales. Elección de la

parcela.

La construcción de la nave en cuestión se realizará en los límites del polígono

industrial “San Jorge” situado al noroeste del municipio de Las Torres de

Cotillas, en la comarca de la “Vega Media Del Segura” (Murcia).

Tal y como se puede apreciar en la Figura 1, este polígono industrial aparece

clasificado en el Plan General Municipal de Ordenación urbanística del

municipio (P.G.M.O) como suelo de tipo urbano sectorizado destinado a

actividades económicas de tipo industrial.

Figura 1. Plano de ordenación urbanística pormenorizada

Antes de elegir la parcela en la cual se llevará a cabo el proyecto de edificación

de la nave industrial, hay que tener en cuenta una serie de delimitaciones u

ordenanzas urbanísticas cuyos valores serán propios del municipio y también de

la zona urbana en la que se edifica. Estos valores se encontrarán reflejados en las

normas urbanísticas aprobadas en el Plan General Municipal de Ordenación

(P.G.M.O).

Para el municipio de Las Torres de Cotillas son los siguientes:

Retranqueos: 3 m mínimo con respecto a parcelas vecinas y 5 m mínimo

con respecto a los viales y zonas verdes. Separación mínima entre edificios

dentro de una misma parcela 3 m. Salvo para construcciones accesorias,

8

donde no se determinan. Su forma y volumen son libres, siempre que esté

debidamente justificadas y respondan a un diseño acertado.

Altura máxima: 8 m en una o dos plantas. Salvo para construcciones

accesorias, donde no se determina. Su forma y volumen son libres, siempre

que estén debidamente justificadas y respondan a un diseño acertado.

Ocupación máxima: La ocupación máxima sobre cada parcela será un

máximo de 79,69 % para el uso fabricación/almacenamiento exclusivo. En

caso de bloque representativo exclusivo la ocupación máxima de la parcela

será 40 %, como límite o proporción de edificación respecto de la neta total

de la parcela. Si hubiese naves en la parcela se sumaría la ocupación con

ellas y entre ambos no superarían el 79,11 % de la parcela.

Edificabilidad máxima: 0,7969 m2t/m

2s.

Una vez se conocen las posibles limitaciones en la construcción y cumplen con

las expectativas, lo próximo es la elección de la parcela.

La parcela elegida para su construcción cuenta con una superficie de 1.155 m2,

con unas dimensiones sobre el plano de 27x41 m.

En la Figura 2 puede visualizarse una parte del plan parcial de ordenación del

polígono industrial donde se pueden comprobar las mediciones realizadas.

9

Figura 2. Plano polígono San Jorge

2.2. Características geométricas.

Una vez se conocen las dimensiones de la parcela (27x41 m) y los valores de las

ordenanzas urbanísticas (valores de la Tabla 1), se puede definir finalmente

cuales serían las dimensiones de la nave industrial.

Valores Establecidos

Retranqueo frontal 5 m

Retranqueo lateral 3 m

Retranqueo posterior 3 m

Altura máxima 8 m

Ocupación máxima 79,69 %

Edificabilidad máxima 0,7969 m2t/m

2s

Tabla 1. Valores de las ordenanzas urbanísticas

Con todas estas restricciones, la nave industrial a calcular tendrá unas

dimensiones finales de 21x33 m, y se encontrará ubicada en la parcela señalada

en la Figura 3 de a continuación:

10

Figura 3. Imagen aérea de la localización de la parcela

La ocupación, hace referencia al cociente entre la superficie ocupada por la

planta de la edificación construida y la superficie total de la parcela, mientras

que la edificabilidad relaciona la superficie de la parcela con los metros

cuadrados que se pueden levantar en ella en diferentes plantas.

Para este proyecto se plantea una nave de una sola planta, por tanto, ambos

parámetros (edificabilidad y ocupación) coinciden y al ser de un orden menor

que los establecidos como máximos se puede decir que cumplen con los valores

de normativa:

Ocupación=

=

Edificabilidad=

=

2.3. Propuesta tipológica.

La tipología de nave elegida será la constituida a base a pórticos metálicos

biempotrados a dos aguas suponiendo de antemano que la capacidad portante del

terreno es de tipo media-alta (0,3-0,4 MPa). Además contará con un sistema

contra viento (viga en celosía) en fachada de tipo cruz de San Andrés.

11

El esquema estructural básico de este tipo de edificios consta de dos tipos de

pórticos a proyectar, por una parte los interiores que estarán sometidos a unas

cargas más o menos idénticas y por otra parte los pórticos de fachada que

deberán ser capaces de absorber las cargas debidas al viento.

2.4. Elementos estructurales.

Dado que la luz de la nave no es excesivamente grande y que en la cubierta no se

va a desarrollar ninguna actividad y no se requiere la instalación de ningún tipo

de equipo de climatización o similar, la separación entre pórticos (crujía) será de

5,5 m.

La inclinación de la cubierta se fijará en 10º, para facilitar la evacuación de las

aguas de lluvia. Por lo tanto el esquema del pórtico interior queda definido como

se muestra en la Figura 4:

Figura 4. Esquema tipológico de los pórticos interiores

El pórtico de fachada tiene un comportamiento más complejo debido al diferente

cariz del conjunto de acciones que actúan sobre el mismo. Para las cargas

perpendiculares al plano del pórtico, es decir la acción del viento, se debe

disponer un conjunto de pilares de fachada a una separación similar a la de los

pilares en fachadas laterales que permitan el apoyo del paño de cerramiento de la

fachada frontal

En la siguiente figura se muestra el detalle del esquema estructural:

12

Figura 5. Esquema tipológico de los pórticos de fachada

Para garantizar el arriostramiento de los pórticos interiores en el plano de las

fachadas laterales evitando el movimiento de cabeza del pilar, se dispondrá de:

Viga perimetral que enlace las cabezas de los pilares.

Arriostramiento de fachada constituido por dos barras diagonales en los

vanos extremos (cruces de San Andrés).

Este sistema de arriostramiento garantiza, en el plano de la fachada lateral, que

se pueda suponer que los pilares se encuentran empotrados en la base.

Esta condición hace que mejore apreciablemente las condiciones que tendrían el

no disponer de arriostramiento ya que el pilar se comportaría como un voladizo

con un β de pandeo de 2, mientras que con este sistema, el coeficiente β de

pandeo se reduce considerablemente hasta un valor de 0,7.

A continuación se muestran en la Figuras 6 y 7 los esquemas de configuración

de las fachadas laterales:

Figura 6. Esquema de configuración de la fachada sin arriostramiento

13

Figura 7. Esquema de configuración de la fachada con arriostramiento

2.5. Materiales.

2.5.1. Acero estructural.

Como acero estructural para los perfiles laminados en caliente se utilizará el

S275 JR, que tiene una resistencia característica fyk= 275 N/mm2 y una

resistencia de cálculo, tras aplicarle el coeficiente de seguridad γM0= 1,05

establecido en el CTE DB SE-A 2.3.3 [7] de:

fyd= fyk/γM0= 275/1,05= 261,9 N/mm2

Si se requiere utilizar perfiles conformados en frío (como puede ser en el caso de

las correas), el acero a utilizar será el S235 JR, con una resistencia característica

fyk=235 N/mm2 y una resistencia de cálculo, tras aplicar el coeficiente de

seguridad de:

fyd= fyk/γM0= 235/1,05= 223,81 N/mm2

Módulo de elasticidad del acero (E)= 210.000 N/mm2

2.5.2. Acero en barras.

Para el acero que se utilizará para el hormigón armado se contará con barras

B500 SD, que tiene una resistencia característica fyk= 500 N/mm2 y una

resistencia de cálculo determinada por la EHE-08 de:

fyd= fyk/γS= 500/1,15= 434,78 N/mm2

Módulo de elasticidad de este acero (E)= 210.000 N/mm2

2.5.3. Hormigón estructural.

Como material para la cimentación se empleará hormigón armado que debe ser

compatible con las acciones de exposición química a las que se verá expuesto,

algo que se cumple mediante la consideración del ambiente (clase general +

clase específica) en el que se va a colocar el hormigón en la selección del

hormigón a utilizar.

14

Determinación del tipo de hormigón.

Clase general de exposición:

Primero se determina mediante el uso de las Tablas 2 y 3, la clase general de

exposición relativa a la corrosión de la armadura como IIB/Qa.

Tabla 2. Clases generales de exposición (tabla 8.2.2 EHE-08)

Tabla 3. Clases específicas de exposición (tabla 8.2.3.a EHE-08)

15

Recubrimientos:

El recubrimiento del hormigón es la distancia entre la superficie exterior de la

armadura (incluyendo cercos y estribos) y la superficie del hormigón más

cercana.

A los efectos de la EHE-08, se define como recubrimiento mínimo de una

armadura pasiva aquel que debe cumplirse en cualquier punto de la misma. Para

garantizar estos valores mínimos, se prescribirá en el proyecto un valor nominal

del recubrimiento rnom, definido como:

rnom= rmin +Δr

donde:

rnom: Recubrimiento nominal.

rmin: Recubrimiento mínimo.

Δr: Margen de recubrimiento, en función del nivel de control de ejecución, y

cuyo valor será de 10 mm.

Para el caso de este proyecto, mediante el uso de la Tabla 4, el recubrimiento

nominal inferior será de: rinf,nom = 40 mm + 10 mm= 50 mm.

Tabla 4. Valores de recubrimientos mínimos (tabla 37.2.4.1.c EHE-08)

16

En los laterales de las zapatas, sin embargo, el recubrimiento mínimo a

considerar será superior, pues según la EHE-08.37.2.4.1: “En piezas

hormigonadas contra el terreno, el recubrimiento mínimo será 70 mm, salvo que

se haya preparado el terreno y dispuesto un hormigón de limpieza”.

rlat,nom =70 mm + 10 mm= 80 mm.

Máxima relación agua/cemento:

Según lo expuesto en la Tabla 5:

Tabla 5. Máxima relación agua/cemento y contenido en cemento (tabla 37.3.2.a EHE-08)

Resistencia mínima recomendada:

Tabla 6. Valores de resistencias mínimas recomendadas (tabla 37.3.2.b EHE-08)

La Tabla 6 expuesta anteriormente, refleja los valores característicos de

resistencia, por lo que se recomienda un hormigón de mínimo 30 MPa.

Resistencia de cálculo → fcd= fck/γc= 30/1,5= 20 MPa.

Tipo de consistencia:

La docilidad del hormigón, que se determina según lo expuesto en la Tabla 7,

será la necesaria para que, con los métodos previstos de puesta en obra y

compactación, el hormigón rodee las armaduras sin solución de continuidad con

los recubrimientos exigibles y rellene completamente los encofrados sin que se

produzcan coqueras.

17

Tabla 7. Docilidad del hormigón (tabla 31.5 EHE-08)

Salvo en aplicaciones específicas que así lo requieran, se evitará el empleo de las

consistencias seca y plástica. Ni líquida salvo que se consiga mediante el empleo

de aditivos.

Se usará por tanto, una consistencia de tipo Blanda.

Se especifica por tanto, un hormigón HA-30/B/IIB.Qa.

2.5.4. Hormigón de limpieza.

En todas las cimentaciones se deberá colocar preceptivamente una solera de

asiento (capa de hormigón de limpieza) según lo establecido en el CTE DB SE-

C.4.5.1.2. El espesor mínimo de la solera de asiento será de 10 cm.

Puesto que el hormigón de limpieza es un tipo de hormigón cuya única finalidad

va destinada a evitar la desecación y posible contaminación del hormigón

estructural durante su vertido, se empleará un hormigón de tipo “HL” como bien

se especifica en la Tabla 8.

Tabla 8. Características del HL (anejo 18 EHE-08)

18

Puesto que en la norma se especifica la dosificación del cemento y también el

tamaño máximo de árido a utilizar, el hormigón relativo a este uso queda con la

siguiente tipificación:

Se especifica un hormigón HL-150/B/30.

2.6. Acciones.

A continuación, en este apartado se van a determinar todas las acciones que han

de tenerse en cuenta para el cálculo de la nave industrial. Alguno de los valores

se desconocen a priori, como es el correspondiente al peso propio de la

estructura, por tanto se suponen unos de predimensionamiento los cuales se

verificarán si son apropiados o no cuando se terminen los cálculos.

2.6.1. Acciones Permanentes.

Se considerarán como acciones permanentes aquellas que actúan en todo

momento sobre la nave con posición y magnitud constante. En este caso son

todas las relativas al peso propio de la nave, y que vayan a ser soportadas por la

estructura metálica (pórticos). Todos los valores que aquí se determinan son

valores característicos (Gk), debiendo ser amplificados posteriormente por el

correspondiente coeficiente de seguridad.

Peso propio de la estructura.

Para conocer el peso propio de la estructura es necesario saber las dimensiones

de los elementos que constituyen la nave industrial (pilares, jácenas, correas,

vigas contraviento, vigas perimetrales y arriostramientos) pero sus dimensiones

no se pueden conocer antes de realizar el cálculo.

Por tanto, se considerará un valor característico de predimensionamiento igual a

la luz del pórtico dividido por 100 en KN/m²:

Gk,PP=

Una vez calculados todos los elementos estructurales, se comprobará que el

valor utilizado es válido.

Cerramientos.

Se puede distinguir entre los cerramientos de cubierta y los cerramientos

laterales de la nave.

El cerramiento lateral de la nave se realizará mediante paneles prefabricados de

hormigón apoyados horizontalmente directos al suelo, tal y como se puede

19

apreciar de manera ilustrativa en la Figura 8, por tanto no afecta al cálculo

estructural ya que su peso recae sobre las vigas de atado de las cimentaciones.

Figura 8. Ejemplo de cerramientos laterales

El cerramiento de cubierta se ejecutará con panel sándwich de la casa comercial

“Paneles ACH” de 80 mm de espesor expuesto a continuación en la Figura 9.

Dicho panel cuenta con un peso de 0,19 KN/m², valor que se redondea a 0,2

KN/m² por la tornillería y accesorios de montaje.

Por tanto: Gk,cerr= 0,2 KN/m².

Las acciones permanentes totales serán: Gk=Gk,PP + Gk,cerr= 0,41 KN/m².

20

Figura 9. Tipología del cerramiento de cubierta escogido

Las acciones aplicadas sobre pórticos interiores y de fachada se obtienen

multiplicando el valor de la carga superficial por la crujía y por la mitad de la

crujía respectivamente, es decir:

Gk,p int= Gk*crujía =0,41 KN/m² * 5,5 m= 2,26 KN/m.

Gk, p fach= 0,41 KN/m² * (5,5/2) m= 1,13 KN/m.

El reparto de las cargas sobre la cubierta queda representado en las Figuras 10 y

11 de a continuación:

Figura 10. Esquema de acciones permanentes sobre los pórticos de fachada

21

Figura 11. Esquema de acciones permanentes sobre los pórticos interiores

2.6.2. Acciones Variables.

Las acciones variables son aquellas que pueden actuar o no sobre el edificio, y se

pueden dividir en sobrecargas de uso y acciones dinámicas.

2.6.2.1. Sobrecarga de uso (Qk).

La sobrecarga de uso es el peso de todo lo que puede gravitar sobre el edificio

por razón de su uso.

Por lo general, los efectos de la sobrecarga de uso pueden simularse por la

aplicación de una carga distribuida uniformemente. De acuerdo con el uso que

sea fundamental en cada zona del mismo, como valores característicos se

adoptarán los de la Tabla 9.

En este caso es necesario conocer cuál es el valor de la sobrecarga de uso que

aparecerá en la cubierta, puesto que la del resto del edificio recaerá directamente

sobre la solera del mismo.

Como anteriormente se comentó, la cubierta proyectada está formada por un

panel sándwich apoyado sobre las correas y solo va a ser accesible para

mantenimiento, por tanto la categoría de uso es la G1.2.

22

Tabla 9. Valores característicos de las SCU (tabla 3.1 CTE DB SE-AE)

La nota (7) de la tabla del CTE DB SE-AE establece que: “La sobrecarga de

uso en esta subcategoría no se considerará concomitante con el resto de las

acciones variables”. Por tanto, a la hora de establecer las combinaciones de

carga no aparecerá al mismo tiempo que la nieve o el viento.

De tal modo que, aplicando las acciones sobre los pórticos de la estructura:

qk,p int= Qk*crujía= 0,4 * 5,5= 2,2 KN/m.

qk,p fach= 0,4 * (5,5/2)= 1,1 KN/m.

Figura 12. Esquema de las SCU sobre los pórticos interiores

23

Figura 13. Esquema de las SCU sobre los pórticos de fachada

2.6.2.2. Viento.

El cálculo de la acción del viento se realiza de acuerdo con lo establecido en el

CTE DB SE-AE.3.3, que dice: “La distribución y el valor de las presiones que

ejerce el viento sobre un edificio y las fuerzas resultantes dependen de la forma

y de las dimensiones de la construcción, de las características y de la

permeabilidad de su superficie, así como de la dirección, de la intensidad y del

racheo del viento”.

La acción del viento es, en general, una fuerza perpendicular a la superficie de

cada punto expuesto, o una presión estática (qe) que puede expresarse como:

qe= qb * ce * cp

Siendo:

qb: La presión dinámica del viento. Se puede calcular como:

qb= 0,5*δ*Vb2 donde:

δ (densidad del aire)= 1,25 Kg/m3.

Vb2 (Velocidad básica del viento. Valor obtenido de la Figura 14)= 27 m/s.

24

Figura 14. Figura D.1 (CTE DB SE-AE): Valor básico de la velocidad del viento, Vb

En este caso, la nave se sitúa en Las Torres de Cotillas (Murcia), por tanto la

zona eólica es la B siendo el valor de la velocidad de 27 m/s.

qb= 0,5*1,25*272= 455,6 Kg/ms

2= 0,456 KN/m

2.

Ce: Coeficiente de exposición. Depende de la cota z y tiene en

cuenta los efectos de las turbulencias originadas por el relieve y la

topografía del terreno. Se puede calcular como:

Ce (Z)= F(Z)*(F(Z)+7*k) donde:

F= k* ln (max(z;Z)/L).

Se adopta como “z” (para todo el edificio) la altura de coronación del edificio,

que es la que dará el mayor valor de coeficiente de exposición, quedando por

tanto del lado de la seguridad.

25

De la Tabla 10 sacada del anejo D del CTE DB SE-AE, se pueden obtener los

valores de k, L y Z. Determinando los valores del coeficiente de rugosidad F y

posteriormente del coeficiente de exposición Ce.

Tabla 10. Coeficientes para tipo de entorno (tabla D.2 CTE DB SE-AE)

F(g,z)= k(g)*ln(max(z;Z(g))/L(g))

F(IV, 7,85)= 0,22*ln((7,85;5)/0,3)= 0,7182

Ce= 0,7182*(0,7182+7*0,22)= 1,62

Por tanto, la acción del viento exterior antes de aplicar los coeficientes de viento

será:

qe= 0,456*1,62*cpe= 0,7387*cpe KN/m2

Cpe: Coeficientes de presión exterior.

Los coeficientes de presión exterior o eólico dependen de la dirección relativa

del viento, de la forma del edificio, de la posición de elemento considerado y de

su área de influencia.

En naves y construcciones diáfanas, sin forjados que conecten las fachadas, la

acción del viento debe individualizarse en cada elemento de superficie exterior.

En las tablas del Anejo D.3 del CTE DB SE-AE se dan valores de coeficientes

de presión para diversas formas simples de construcciones, obtenidos como el

pésimo de entre los del abanico de direcciones de viento definidas en cada caso.

Los coeficientes eólicos exteriores se determinan mediante la expresión:

Cpe=Cp*(h/d, α, A, f, Zona)

De modo que los coeficientes dependen de la dirección relativa del viento (h/d),

de la forma del edificio y posición del elemento (f, α, zona) y del área de

influencia del elemento (A).

26

Para el caso de las naves industriales, el área de influencia siempre va a ser

mayor de 10 m2, pues cualquiera de los elementos que se van a calcular supera

esta área tributaria de carga. Pero para el resto de variables, hacen necesario

realizar un estudio por separado de las dos direcciones de actuación del viento

sobre la nave, y además afectará de distinta manera a cada uno de los pórticos de

la estructura, por tanto la casuística que aparece es numerosa.

2.6.2.2.1. Viento lateral.

Paramentos verticales.

Para la el viento lateral, lo primero es determinar los valores de los coeficientes

eólicos que aparecen en la Tabla 11 para el caso de los paramentos verticales.

Para el caso del viento en los cerramientos verticales, se obtendrán los datos en

la fila que cuenta con un área de influencia A > 10 m2 como se muestra a

continuación.

La esbeltez del edificio en el caso del viento lateral será:

h/d= 7,85/21= 0,374.

Tabla 11. Valores eólicos en paramentos verticales (tabla D.3 CTE DB SE-AE)

De esta manera, interpolando la esbeltez del edifico, se obtienen coeficientes

eólicos de viento lateral que inciden sobre las superficies establecidas en la

Figura 15:

Figura 15. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en fachadas laterales

27

Y multiplicando los Cpe obtenidos por el valor de presión dinámica y coeficiente

de exposición calculado anteriormente (0,7387) se obtienen las cargas

superficiales de viento expuestos en la Tabla 12:

ZONA h/b Cpe QVL

A (F) 0,374 -1,2 -0,886

B (F) 0,374 -0,8 -0,591

C (F) 0,374 -0,5 -0,369

D (L) 0,374 0,783 0,578

E (L) 0,374 -0,333 -0,246 *(F): Fachadas Frontales.

*(L): Fachadas Laterales.

Tabla 12. Coeficientes eólicos de viento lateral en paramentos verticales

Una vez conocido el valor de la presión dinámica del viento sobre cada una de

las superficies, la profundidad de las zonas A, B y C depende de “e”, con ese

valor podemos conocer la longitud de cada una de las zonas delimitadas a los

largo de toda la fachada lateral de la nave haciendo uso de lo establecido en la

Figura 16:

e= min (b; 2h)= min (33; 15,7)= 15,7 m.

Figura 16. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Disposición de zonas afectadas por el viento

X(A)= e/10= 1,57 m

X(B)= e-e/10= 14,13 m

X(C)= d-e= 21-15,7= 5,3 m

Debido a que la acción del viento lateral no es exactamente la misma, sino que

varía dependiendo de las zonas establecidas, no todos los pilares van a tener los

mismos valores de carga, sino que va a variar según su posición.

En la Figura 17, se muestra un esquema en planta de la nave con los valores

obtenidos y la disposición de los pórticos interiores, donde se pueden observar

variaciones.

Profundidades

28

Figura 17. Esquema de cargas de viento lateral según zonas

Si se aplica la carga resultante en cada zona de las fachadas sobre los

correspondientes pórticos (QVL*crujía), se obtienen las diferentes cargas de

viento lateral que sobre los pilares de la estructura actúan.

Esto se hace para los planos de pilares “XZ” que es el plano del pórtico y para el

plano “YZ” que es el plano perpendicular al plano del pórtico.

Plano XZ

Para el caso del plano del pórtico, no se presenta ninguna particularidad especial,

simplemente se calcula como el producto entre el QVL (correspondiente a la zona

donde se evalúan los pilares) y la crujía, salvo en el caso de los pilares de los

pórticos de fachada, donde la crujía será la mitad.

Plano YZ

Para el caso del plano perpendicular al plano del pórtico, solamente se tendrán

en cuenta los pilares de los pórticos de fachada que son los que se encuentran en

esa dirección. En este caso hay que tener en cuenta que puede haber pilares en

los que dentro de su área tributaria existan dos zonas distintas de paramentos,

teniéndose que ajustar de manera proporcional los valores de QVL a sus metros

de crujía correspondientes.

29

A continuación en la Tabla 13 se resumen estos valores, estableciendo un

criterio positivo para las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de

succión exterior.

Además en la misma, el criterio de enumeración de los pilares es el establecido

en la figura anterior.

PILAR PLANO XZ

(P. Pórtico)

PLANO YZ

(P.⊥ Pórtico)

1A y 7A 0,578 * (5,5/2)= 1,59 -0,886*1,57-0,591*1,055= -2,01

2A – 6A 0,578 * 5,5= 3,18 -

1E y 7E -0,246 * (5,5/2)= -0,68 -0,369*2,625= 0,968

2E – 6E -0,246 * 5,5= -1,35 -

1B y 7B - -0.591*5,25= -3,1

1C y 7C - -0,591*5,25= -3,1

1D y 7D - -0,369*2,675-0,591*2,575= -2,51

* Crujía pórticos: 5,5 m

*Crujía pilares fachada: 5,25 m

Tabla 13. Valores de carga de viento lateral en pilares

Superficie de cubierta.

Una vez determinadas las cargas de viento en los pilares, se procede al cálculo

de las mismas en las jácenas, para ello, se deben conocer los coeficientes eólicos

de presión en cada una de las zonas de la cubierta que aparecen en la Tabla 14,

para una cubierta a dos aguas con 10º de inclinación.

Para ello será necesario hacer una interpolación:

Tabla 14. Coeficientes eólicos de viento lateral en cubierta (tabla D.6 CTE DB SE-AE)

En el caso de la cubierta, el coeficiente eólico es independiente de la esbeltez,

aunque depende del ángulo de inclinación, apareciendo dos modos de actuación,

30

de Presión y de Succión ambos establecidos en las Tablas 15 y 16, que inciden

sobre las superficies establecidas en la Figura 18:

Figura 18. Figura D.4 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en la cubierta

ZONA e Cpe QVL

F 15,7 -1,3 -0,9603

G 15,7 -1 -0,7387

H 15,7 -0,45 -0,3324

I 15,7 -0,5 -0,3693

J 15,7 -0,4 -0,2955

Tabla 15. Valores de carga de viento (succión) lateral en cubierta (10º)

ZONA e Cpe QVL

F 15,7 0,1 0,0738

G 15,7 0,1 0,0738

H 15,7 0,1 0,0738

I 15,7 -0,3 -0,2216

J 15,7 -0,3 -0,2216

Tabla 16. Valores de carga de viento (presión) lateral en cubierta (10º)

Sabiendo que el valor de “e” sigue siendo 15,7, se puede volver a obtener como

en el caso anterior las profundidades de F, G, H, I y J:

31

X(F)= e/10= 1,57 m

X(G)= e/10= 1,57 m

X(J)= e/10= 1,57 m

X(H)= d/2-1,57= 8,93 m

X(I)= d/2-1,57= 8,93 m

Y(F)= e/4= 3,93 m

Y(G)= b-(2*e/4)= 25,14 m

Y(H)= Y(I)= Y(J)= 33 m

Haciendo un esquema en planta de la nave con los valores obtenidos, y la

posición de los pórticos interiores (Figura 19) se observa que cada uno de los

pórticos y barras tendrán valores de caga distintos, en función de su posición,

algo que hay que compatibilizar con lo que ocurre en los pilares, puesto que las

zonas A, B y C no tienen el mismo ancho que las F y G.

Figura 19. Esquema de cargas de viento lateral en cubierta según zonas

Si se aplica la carga resultante en cada zona de la cubierta sobre los


viento lateral que sobre las jácenas de la estructura actúan.

En las siguientes Tablas 17 y 18 se resumen estos valores, estableciendo un

criterio positivo para las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de

succión exterior.

Profundidades

32

JÁCENAS TRAMO 1 TRAMO 2

1 y 7 AC -3,09 -0,3324*2,75= -0,91

2 y 6 AC -3,88 -0,3324*5,5= -1,83

3 - 5 AC -0,7387*5,5= -4,06 -0,3324*5,5= -1,83

1 y 7 CE -0,2955*2,75= -0,81 -0,3693*2,75= -1,01

2 - 6 CE -0.2955*5,5= -1,63 -0,3693*5,5= -2,03

Tabla 17. Valores de carga de viento lateral (succión) en jácenas


1 y 7 AC 0,0738*2,75= 0,20 0,0738*2,75= 0,20

2 y 6 AC 0,0738*5,5= 0,41 0,0738*5,5= 0,41

3 - 5 AC 0,0738*5,5= 0,41 0,0738*5,5= 0,41

1 y 7 CE -0,2216*2,75= -0,61 -0,2216*2,75= -0,61

2 – 6 CE -0,2216*5,5= -1,22 -0,2216*5,5= -1,22

Tabla 18. Valores de carga de viento lateral (presión) en jácenas

Debido a que los valores de carga de viento lateral en las jácenas 1AC y 2AC, al

igual que la 6AC y 7AC se llevan parte de la carga de la zona F y parte de la G,

es necesario plantear la distribución de cargas en las correas de ese tramo tal y

como se representa en la Figura 20 (Se suponen biapoyadas para estar del lado

de la seguridad).

Figura 20. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2

33

Equilibrio de fuerzas en el eje y.

R1 + R2 = 0,9603*3,93 + 0,7387* 1,57;

R1 + R2 = 4, 9337

Equilibrio de momentos en “1”.

(0,9603*3,932)/2 + (0,7387*1,57*4,715)/2 – 5,5R2 = 0;

Además también hay que tener en cuenta la contribución del tramo entre los

pórticos 2 y 3 que será: -0,7387*2,75= -2,03.

Por tanto se obtiene que:

R1 = -3,09 KN.

R2 = -1,845 – 2,03 = -3,88 KN.

2.6.2.2.2. Viento frontal.

Paramentos verticales.

Una vez calculado el viento lateral, se procede a calcular el viento que se

presenta en el plano ortogonal denominado como viento frontal.

Al igual que para el caso del viento lateral, se utiliza la Tabla 19 correspondiente

a los paramentos verticales, con la diferencia de que lo que antes era la longitud

del edificio ahora es la luz (b= 21 m) y por tanto la el parámetro “d” ahora tiene

un valor de 33 m.

h/d= 7,85/33= 0,238

Tabla 19. Valores eólicos en paramentos verticales (tabla D.3 CTE DB SE-AE)

De esta manera, como la relación h/d presenta un valor inferior al 0,25, se

obtienen coeficientes eólicos de viento frontal que inciden sobre las superficies

establecidas en la Figura 21:

34

Figura 21. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en fachadas frontales

Y multiplicando los Cpe obtenidos por el valor de presión dinámica y coeficiente

de exposición calculado anteriormente (0,7387) se obtienen las cargas

superficiales de viento expuestas en la Tabla 20.

ZONA h/b Cpe QVF

A (L) 0,238 -1,2 -0,886

B (L) 0,238 -0,8 -0,591

C (L) 0,238 -0,5 -0,369

D (F) 0,238 0,7 0,517

E (F) 0,238 -0,3 -0,222 *(F): Fachadas Frontales.

*(L): Fachadas Laterales.

Tabla 20. Coeficientes eólicos de viento frontal en paramentos verticales

La profundidad de las zonas A, B y C en las fachadas laterales depende de “e”.

Haciendo uso de lo establecido en la Figura 16, en el caso del viento frontal

será:

e= min (b;2h)= min (21;15,7)= 15,7 m

Figura 22. Figura D.3 (CTE DB SE-AE): Disposición de zonas afectadas por el viento

35

X(A)= e/10= 1,57 m

X(B)= e-e/10= 14,13 m

X(C)= d-e= 33-15,7= 17,3 m

Al igual que pasaba con el viento lateral, no todos los pilares van a recibir la

misma carga. En la Figura 23 se ha llevado a cabo un esquema con los valores

obtenidos y la posición de los pórticos interiores, donde se pueden observar

dichas variaciones:

Figura 23. Esquema de cargas de viento frontal según zonas

Si se aplica la carga resultante en cada zona de las fachadas sobre los


viento lateral que sobre los pilares de la estructura actúan.

Esto se hace para los planos de pilares “XZ” que es el plano del pórtico y para el

plano “YZ” que es el plano perpendicular al plano del pórtico.

En la Tabla 21 se resumen estos valores, estableciendo un criterio positivo para

las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de succión exterior.

Además en la misma, el criterio de enumeración de los pilares es el establecido

en la figura anterior.

Profundidades

36

PILAR PLANO XZ

(P.Pórtico)

PLANO YZ

(P.⊥ Pórtico)

1A y 1E -0,886*1,57-0,591*1,18= -2,09 0,517*2,625= 1,36

1B, 1D y 1C - 0,517*5,25= 2,71

2A-3A y 2E-3E -0,591*5,5= -3,25 -

4A y 4E -0,591*1,95-0,369*3,55= -2,46 -

5A-6A y 5E-6E -0,369*5,5= -2,03 -

7A y 7E -0,369*2,75= -1,01 -0,222*2,625= -0,58

7B, 7C y 7D - -0,222*5,25= -1,16

* Crujía pórticos: 5,5 m

*Crujía pilares fachada: 5,25 m

Tabla 21. Valores de carga de viento frontal en pilares

Superficie de cubierta.

Una vez determinadas las cargas de viento en los pilares, se procede al cálculo

de las mismas en las jácenas, para ello, se deben conocer los coeficientes eólicos

de presión en cada una de las zonas de la cubierta que aparecen en la Tabla 22

para una cubierta a dos aguas con 10º de inclinación.

Tabla 22. Coeficientes eólicos de viento frontal en cubierta (tabla D.6 CTE DB SE-AE)

En este caso, solo existe un modo de viento sobre las cubiertas, así que basta con

interpolar en la tabla para el valor del ángulo de inclinación de la cubierta y

multiplicarlo por el valor del coeficiente de exposición y la presión dinámica

(0,7387) para obtener la carga de viento frontal (QVF) sobre las diferentes zonas

de la cubierta tal y como aparecen representadas en la Figura 25 y Tabla 23:

37

Figura 25. Figura D.4 (CTE DB SE-AE): Afección del viento en la cubierta

ZONAS e Cpe QVF

F 15,7 -1,45 -1,071

G 15,7 -1,3 -0,960

H 15,7 -0,65 -0,480

I 15,7 -0,55 -0,406

Tabla 23. Coeficientes eólicos y cargas de viento frontal en cubierta (10º)

Sabiendo que el valor de “e” sigue siendo 15,7, se puede volver a obtener como

en el caso anterior las profundidades de F, G, H e I:

Y(F,G)= e/10= 1,57 m

Y(H)= e/2= 7,85 m

Y(I)= d-e/10-e/2= 23,58 m

X(F)= e/4= 3,93 m

X(G)= b-2*e/4= 13,15 m

Haciendo un esquema en planta de la nave con los valores obtenidos, y la

posición de los pórticos interiores (Figura 26), se observa que cada uno de los

pórticos y barras tendrán valores de caga distintos, en función de su posición,

algo que hay que compatibilizar con lo que ocurre en los pilares.

Profundidades

38

Figura 26. Esquema de cargas de viento frontal en cubierta según zonas

Si se aplica la carga resultante en cada zona de la cubierta sobre los


viento lateral que sobre las jácenas de la estructura actúan.

En la Tabla 24, se resumen estos valores, estableciendo un criterio positivo para

las cargas de presión exterior y negativo para las cargas de succión exterior.


1 AC y 1 CE -2,12 -1,97

2 AC y 2 CE -1,45 -1,43

3 AC y 3 CE -0,406*4,33-0,480*1,17= -2,32

4 a 6 AC y CE -0,406*5,5= -2,23

7 AC y 7 CE -0,406*2,75= -1,12

Tabla 24. Valores de carga de viento frontal en jácenas

Los valores de carga de viento frontal en las jácenas 1 AC y 2 AC son

particularmente complicadas de determinar, pues se llevan parte de la carga de la

zona F y parte de las zonas G y H. Para calcularlas se plantea la distribución de

cargas en las correas de esos tramos tal y como se representa en las Figuras 27 y

28 (se suponen biapoyadas, para estar del lado de la seguridad).

39

Figura 27. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2 (tramo 1)


R1 + R2 = 1,07*1,57+0,48*3,93;

R1 + R2 = 3,57


(1,07*1,572)/2 + 0,48*3,93*3,535 – 5,5R2 = 0;


R1 = -2,12 KN.

R2 = -1,45 KN.

Figura 28. Esquema de distribución de cargas en correas entre pórticos 1 y 2 (tramo 2)


R1 + R2 = 0,96*1,57+0,48*3,93;

40

R1 + R2 = 3,3936


(0,96*1,572)/2 + 0,48*3,93*3,535 – 5,5R2 = 0;


R1 = -1,97 KN.

R2 = -1,43 KN.

2.6.2.2.3. Viento interior.

La acción del viento en el interior de la nave puede considerarse como una

acción extraordinaria o como una acción persistente o transitoria.

En ambos casos, el valor de qb es el mismo e igual al calculado con anterioridad

(qb=0,456 KN/m2). También es común el valor del coeficiente de exposición

interior (Cei), que es distinto al calculado anteriormente para el viento exterior.

qe(z)= qb*Ce,i(z)*Cp.i

Para calcular Cei, se hace uso de la Tabla 25 y se estima que existe un hueco

dominante (la puerta de la fachada frontal), que tiene una altura total de 5 m, por

tanto su punto medio está situado a z= 2,5 m.

Tabla 25. Grado de aspereza (tabla D.2 CTE DB SE-AE)

F(g,z)= k(g)*ln ( ))

))

F(IV; 2,5)= 0.22*ln ( )

)= 0,619

Ce,i(z)= F(z)*(F(z)+7*k)

Ce,i= 0,619*(0,619+7*0,22)= 1,336

41

Por tanto, el coeficiente de presión interior queda:

qe(z)= qb*Ce,i(z)*Cp,i= 0,456*1,336*Cp,i= 0,6092Cp,i

Situación persistente o transitoria.

Para esta situación, se deben considerar unos coeficientes de viento no tan

restrictivos como los que aparecen representados en la Tabla 26:

Tabla 26. Coeficientes eólicos interiores (tabla 3.6 CTE DB SE-AE)

En la Figura 29 de a continuación, se detalla de forma ilustrativa la casuística

que puede presentarse bajo esta afección:

Figura 29. Figura 3.1 (CTE DB SE-AE): Presiones ejercidas por el viento

Se propone utilizar un coeficiente de presión interior Cpi= +0,2 y un coeficiente

de succión interior Cpi= -0,3.

De esta manera, las acciones de viento interior de succión (VIS) y de presión

interior (VIP) quedan:

VIS (KN/m2)= 0,6092*-0,3= -0,1827

VIP (KN/m2)

= 0,6092*0,2= 0,1218

Estas cargas se transmiten tanto a los pórticos interiores como a los de fachada.

En el plano XZ

VIS= -0,1827 → P.interior= -0,1827*5,5= 1,005 KN/m

P.fachada= -0,1827*2,75= 0,502 KN/m

VIP= 0,1218 → P.interior= 0,1218*5,5= 0,670 KN/m

P.fachada= 0,1218*2,75= 0,335 KN/m

42

En el plano YZ

VIS= -0,1827 → P.interior= -0,1827*5,25= 0,959 KN/m

P.fachada= -0,1827*2,625= 0,480 KN/m

VIP= 0,1218 → P.interior= 0,1218*5,25= 0,639 KN/m

P.fachada= 0,1218*2,625= 0,320 KN/m

Situación extraordinaria

Si se tiene en cuenta la acción del viento como una situación accidental, se

tomarán los coeficientes de succión y de presión más desfavorables que se

puedan encontrar. En este caso, de la Tabla 27 se estiman los valores Ccp= 0,7

para la presión y Cpi= -0,5 para la succión.

Tabla 27 .Coeficientes eólicos interiores (tabla 3.6 CTE DB SE-AE)

El motivo por el cual se escogen esos dos valores es porque no se conoce el

porcentaje de huecos a succión y a presión respecto del total de huecos de la

nave industrial. Por esa razón se tiene en cuenta la situación más desfavorable en

ambas situaciones.

De esta manera, las acciones de viento interior de succión (VIS) y de presión

interior (VIP) quedan:

VIS’ (KN/m2)= 0,6092*-0,5= -0,3046

VIP’ (KN/m2)

= 0,6092*0,7= 0,4264

Estas cargas se transmiten tanto a los pórticos interiores como a los de fachada.

En el plano XZ

VIS’= -0,1827 → P.interior= -0,3046*5,5= 1,675 KN/m

P.fachada= -0,3046*2,75= 0,838 KN/m

VIP’= 0,1218 → P.interior= 0,4264*5,5= 2,345 KN/m

P.fachada= 0,4264*2,75= 1,173 KN/m

43

En el plano YZ

VIS’= -0,1827 → P.interior= -0,3046*5,25= 1,599 KN/m

P.fachada= -0,3046*2,625= 0,799 KN/m

VIP’= 0,1218 → P.interior= 0,4264*5,25= 2,239 KN/m

P.fachada= 0,4264*2,625= 1,119 KN/m

2.6.2.3. Acciones térmicas.

En el CTE DB SE-AE.3.4 se establecen las consideraciones de cambios en la

geometría y deformaciones de los elementos constructivos originados por la

variación de temperatura. En edificios con elementos estructurales de hormigón

o acero, pueden no tenerse en cuenta las acciones térmicas cuando se dispongan

juntas de dilatación o cuando no existan elementos continuos de más de 40 m de

longitud.

En el caso de esta nave industrial, la mayor dimensión es de 33 m, por tanto no

es necesario incluir juntas ni realizar cálculos de acción térmica.

2.6.2.4. Nieve.

El cálculo de la acción de nieve sobre el edifico se realiza según lo establecido

en el CTE DB SE-AE.3.5 y también en el anejo E.

Como valor característico de la carga de nieve por unidad de superficie en

proyección horizontal (qn), debe tomarse:

qk,n= μ*Sk dónde:

Sk: Valor característico de la nieve. CTE DB SE-AE.3.5.2.

El valor de la sobrecarga de nieve se puede tomar de la Tabla 28, donde aparece

clasificado en función de las capitales de provincia y ciudades autónomas.

Ubicado este proyecto en la Región de Murcia cuenta con un valor de 0,2.

44

Tabla 28. Sobrecarga de nieve en capitales de provincia (tabla 3.8 CTE DB SE-AE)

μ: Coeficiente de forma de la cubierta. CTE DB SE-AE.3.5.3.

Al tener la cubierta una inclinación por debajo de los 30º, el coeficiente de forma

tendrá el valor de 1, ya que no hay impedimento al deslizamiento de la nieve.

De modo que la carga de nieve qn queda definida como:

qn = μ*Sk = 1*0,2= 0,2 KN/m2

Y las cargas sobre los pórticos interiores y de fachada serán:

np int= qn*S= 0,2*5,5= 1,1 KN/m

np fach= qn*S/2= 0,2*2,75= 0,55 KN/m

En la norma también se hace mención a que se tendrán en cuenta las posibles

distribuciones asimétricas de nieve debidas al transporte de ésta por acción del

viento, considerándose como la mitad en las partes donde sea favorable.

Es decir, una casuística como se muestra en las Figuras 30 y 31:

45

Figura 30. Distribución de la nieve en pórtico interior

Figura 31. Distribución de la nieve en pórtico de fachada

2.6.3. Acciones Accidentales.

2.6.3.1. Sismo.

Las acciones sísmicas están reguladas en la NSCE-02, Norma de construcción

sismorresistente: parte general y edificación.

46

Este proyecto va a estar emplazado en Las Torres de Cotillas, situado en la

Región de Murcia, por tanto, según el anexo 1 de la norma se tendrá un valor de

aceleración sísmica ab/g=0,14.

Sin embargo, al ser una nave industrial de pequeñas dimensiones se opta por no

considerar el efecto del sismo en el dimensionamiento de la misma.

2.6.3.2. Fuego.

Las normativas que definen la acción del fuego sobre la estructura son CTE DB-

SI (Seguridad en caso de Incendio) y el RSCIEI (Reglamento de Seguridad

Contra Incendios en los Establecimientos Industriales) así como en la EAE y en

el EC3- parte 1.2.

La resistencia al fuego exigible, se determina en base al RSCIEI y la

comprobación de seguridad con el CTE, determinando las propiedades de los

materiales.

La nave contará con una puerta de salida de emergencia a no más de 30 m de la

entrada principal (anexo II RSCIEI), con unas dimensiones de 80 cm por hoja y

una altura de 210 cm, acorde a lo establecido en la Tabla 29:

Tabla 29. Dimensionado de los elementos de evacuación (tabla 4.1 CTE DB SI-3)

Además en la Tabla 30, perteneciente al anexo II del RSCIEI, se establece que

para garantizar la correcta evacuación del personal en caso de incendio los

elementos constructivos deberán de tener una resistencia al fuego como mínimo

del tipo EI-30 (RF-30) y en la estructura portante una resistencia R-60, dotando

así de tiempo suficiente antes de que se produzca un posible colapso de la

estructura.

Siendo la presente nave catalogada como una nave de tipo C (según RSCIEI):

“El establecimiento industrial ocupa totalmente un edificio, o varios, en su caso,

que está a una distancia mayor de tres metros del edificio más próximo de otros

47

establecimientos. Dicha distancia deberá estar libre de mercancías combustibles

o elementos intermedios susceptibles de propagar el incendio”.

Tabla 30. Niveles de riesgo (tabla 2.1 RSCIEI, anexo II)

2.6.3.3. Impacto.

El CTE DB SE-AE en epígrafe 4.3 establece que las acciones sobre un edificio

causadas por un impacto dependen de la masa, de la geometría y de la velocidad

del cuerpo impactante, así como para capacidad de deformación y absorción del

elemento que recibe dicho impacto.

Solo se considerarán acciones debidas a impactos accidentales, quedando

excluidos los premeditados.

La acción de impacto de vehículos desde el exterior del edificio, se considerará

donde y cuando lo establezca la ordenanza municipal. El impacto desde el

interior debe considerarse en todas las zonas cuyo uso suponga la circulación de

vehículos.

Los valores de cálculo de las fuerzas estáticas equivalente debidas al impacto de

vehículos de hasta 30 KN de peso, será de 50 KN en la dirección paralela a la vía

y de 25 KN en la perpendicular.

El área de impacto que se definirá en caso de que se produzca será rectangular de

0,25 m de altura x 1,5 m (de anchura o la anchura del elemento si es menor, y

una altura de 0,6 m por encima del nivel de rodadura en el caso de elementos

48

verticales o la altura del elemento si es menor que 1,8 m en los horizontales. La

fuerza siempre será perpendicular a dicho plano de impacto

En las zonas en las que se prevea la circulación de carretillas elevadoras, el valor

de cálculo (Ad) de la fuerza debida a impacto será de cinco veces el P.M.A de la

carretilla. Se aplicará sobre una superficie rectangular de 0,4 m de altura y 1,5 m

de anchura, o la anchura del elemento si es menor. En ausencia de información

específica se supondrá una altura de 0,75 m por encima del nivel de rodadura.

Las características de la carretilla considerada deberán reflejarse en la memoria

del proyecto y en las instrucciones de uso y mantenimiento. En este caso se

considerará una carretilla tipo FL2 normalizada en la parte 1.1 del EC1

La carretilla pesa 31 KN y cuenta con una capacidad de carga de 15 KN. En el

supuesto de que el impacto de produzca con el máximo de capacidad:

31+15= 46 KN → P.M.A

Ad = 5*P.M.A= 230 KN

2.7. Combinación de acciones.

En este apartado se van a proponer una serie de combinaciones de acciones que

pueden influir sobre el dimensionado de la estructura con el fin de comprobar

que se garantiza el buen funcionamiento de la nave durante su vida útil.

Estas combinaciones serán resultado de la agrupación de las cargas que en los

apartados anteriores se han calculado y se generarán de acuerdo a lo establecido

en el CTE DB SE, tanto SE1: resistencia y estabilidad, como la SE2: aptitud al

servicio

2.7.1. Resistencia y estabilidad.

El CTE establece que las condiciones de resistencia y estabilidad serán las

adecuadas para que no se generen riesgos indebidos frente a las acciones e

influencias previsibles durante las fases de construcción y usos previstos de los

edificios.

A efectos de la verificación de exigencia SE1 Se deben considerar las

combinaciones de acciones en situaciones persistentes o transitorias que aparece

en el apartado 4.2.2, es decir:

49

Los coeficientes parciales de seguridad a utilizar son los que aparecen en la

Tabla 31 y son:

Acción Favorable Desfavorable

Permanentes (G) 0,8 1,35

Variables (Q) 0 1,50

Tabla 31. Coeficientes de seguridad (tabla 4.1 CTE DB SE)

Los coeficientes de combinación para las acciones variables (ψ0), y los

coeficientes de combinación para las acciones accidentales (ψ1 y ψ2) se

obtienen de la Tabla 32 y son:

Acción Carga variable Viento (V) Nieve (N)

Ψ0 No combina 0,6 0,5

Ψ1 0 0,5 0,2

Ψ2 0 0 0

Tabla 32. Valores de coeficientes de combinación (tabla 4.2 CTE DB SE)

Todos los coeficientes anteriores prevé los posibles escenarios en los que se

montan las combinaciones para la verificación de E.L.U, considerando las

acciones permanentes y variables como favorables y desfavorables y diferentes

acciones variables como principales, o de acompañamiento.

Hay que tener en cuenta dos cosas:

1) La sobrecarga de uso (Q) no puede aparecer combinada con ninguna otra

acción variable.

2) Las acciones de viento interior (VIP o VIS) solo pueden aparecer cuando lo

hagan alguna de las combinaciones, y siendo ambas del mismo tipo

(principal o de acompañamiento).

Debido a la aparición de 4 acciones accidentales, como son el viento interior de

presión (VIPac) y succión (VISac) e impacto (IM1 e IM2), se deben de montar las

combinaciones correspondientes a situaciones accidentales o extraordinarias,

mediante la expresión:

50

2.7.2. Aptitud en el servicio.

La exigencia básica SE2 será conforme con el uso previsto del edifico de manera

que no se produzcan deformaciones inadmisibles; se limite la probabilidad de un

comportamiento dinámico inadmisible y no se produzcan degradaciones o

anomalías inadmisibles según CTE DB SE.

Para la exigencia SE2 se deben considerar distintos tipos de combinaciones que

aparecen concebidas en el apartado 4.3 de la norma.

En este apartado, el dimensionado de los elementos se debe considerar:

1) En combinación característica, sin presencia de las acciones permanentes (G)

para considerar las flechas en la evaluación del criterio de integridad.

2) En combinación casi permanente para la comprobación del criterio de

apariencia.

Los efectos debidos a las acciones de corta duración que pueden resultar

irreversibles, se determinan mediante combinaciones de acciones, del tipo

denominado característica, a partir de la siguiente expresión:

Esta ecuación considera todas las acciones permanentes en valor característico

(Gk); una acción variable cualquiera en valor característico (Qk), debiendo

adoptarse una tras otra sucesivamente en distintos análisis y por último, el resto

de las acciones variables en valor de combinación (Qk*ψ0).

Por otro lado, los efectos debidos a las acciones de larga duración, se determinan

mediante las combinaciones del tipo casi permanente que tiene la siguiente

expresión:

En esta ecuación se consideran todas las acciones permanentes en valor

característico (Gk) y todas las acciones variables en valor casi permanente

(Qk*ψ2). De este modo, solo se obtiene una combinación (E.L.S= 1*G) donde

sólo actúan las cargas permanentes.

2.7.3. Seguridad al vuelco de la cimentación.

Para la comprobación de la seguridad frente al vuelco de las zapatas de

cimentación se realizará en E.L.U, que según lo establecido en la CTE DB SE,

51

su combinación de acciones es la correspondiente para situaciones permanentes

o transitorias:

Los valores de los coeficientes de seguridad γG y γQ en la ecuación de

combinación corresponden a los valores de γF que se encuentran en la Tabla 33

que se muestra a continuación:

Tabla 33. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C)

Y por otro lado, los valores de ψ0 corresponderán a los establecidos en la tabla

13 del apartado anterior de resistencia y estabilidad (2.7.1).

Los efectos de las acciones sobre los puntos de vuelco son multiplicados por los

coeficientes γE mostrados en la tabla anterior, que son 0,9 para un efecto

estabilizante y 1,8 para un efecto desestabilizante.

En concreto se generan 178 combinaciones de vuelco en E.L.U tal y como

aparecen definidas en el “Anexo 1”.

Para la comprobación de la carga unitaria sobre el terreno se deben verificar, al

igual que para vuelco, las combinaciones en situación permanente o transitoria.

52

Los coeficientes y combinaciones son idénticos a los considerados en el vuelco

de las zapatas, por tanto se obtendrán también 178 combinaciones.

53

3. PÓRTICO INTERIOR.

3.1. Determinación de esfuerzos.

Una vez se han definido las características geométricas; la tipología; los

materiales que se van a usar en elementos principales y de cimentación; las

acciones actuantes y la combinación de las mismas, se dispone a realizar el

cálculo de la estructura mediante el uso del programa CYPE.

En primer lugar se llevará a cabo mediante el programa “Generador de

pórticos”, la definición de dos aspectos fundamentales del proyecto:

Por un lado, la definición gráfica del pórtico principal, que aparece representada

en la Figura 32. Tanto la longitud de los pilares como la cota de la cumbrera,

estableciendo previamente el ángulo de inclinación de la cubierta (10º).

Figura 32. Esquema pórtico generado

Por otro lado, la definición de todos los datos relativos a sobrecargas, acciones,

etc, que a continuación se definen, para poder obtener los listados de las

solicitaciones a las que está sometida la estructura:

- Peso cerramiento: Panel sándwich 0,2 KN/m2.

- Sobrecarga cerramiento: 0,4 KN/m2. (Según lo establecido en la tabla

3.1 CTE DB SE-AE).

- Cerramientos laterales: 0 KN/m2. (Apoyan sobre la correa de

cimentación).

- Viento: B= 27 m/s.

- Grado de aspereza: IV → 50 años.

- Huecos: Puerta frontal y salida de emergencia.

54

3.2. Dimensionado de las correas en cubierta.

Las correas son componentes del sistema estructural de la cubierta de las naves

industriales cuya misión es tratar de unir los pórticos y también repartir las

cargas en el techo. Además se suelen utilizar también como elemento de unión y

soporte de los paneles o chapas de la cubierta.

El dimensionado de estos elementos se realiza mediante el programa “Generador

de pórticos” de CYPE estableciéndose unos perfiles tipo UPN-100 en

configuración de biapoyadas, con una separación de 1,5 m entre ellas para las

cargas solicitadas.

La combinación de esfuerzos pésima es la establecida como:

E.L.U: 0,8*G + 1,5*V(0º)H1

MEd =5,44 KNm

Sus características quedan representadas en las Tablas 34, 35 y 36:

Tabla 34. Características geométricas de las correas

Tabla 35. Comprobación de resistencia

Tabla 36. Comprobación de flecha

55

Comprobación manual:

Resistencia a flexión (esfuerzo más solicitante):

1) Determinación de la clase.

ALA → C/tf C= (b-tw-2r)/2

C= (50-6-17)/2= 13,5

ALA=13,5/8,5= 1,588

Cálculo límite de esbeltez en ala:

9ε= 9*√

= 8,31 > 1,588 → CLASE 1

ALMA → C/tw C= h-2tf

C= 100-2*8,5= 83

ALMA= 83/6= 13,83

Cálculo límite esbeltez en alma:

72ε= 72*√

= 66,56 > 13,83 → CLASE 1

2) Resistencia a flexión.

Tal y como se ha comentado anteriormente y al no haber interacción con el

cortante, se debe verificar, para cualquier punto que:

56

La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2:

Mpl,Rd = Wpl * fyd

Wpl: Módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =

49*103 mm

3 (Dato Prontuario).

Mpl = 49*103 * (275/1,05)= 12,83 KNm

MEd < Mpl → 5,44 KNm < 12,83 KNm → CUMPLE

Resultados CYPE:

Figura 33. Verificación de dimensionamiento a flexión (CYPE)

3.3. Dimensionado de los pilares.

Para los pilares de la nave, por regla general se prefiere utilizar perfiles de la

familia HE ya que, al ser un tipo de perfil que presenta unos ejes de giro

mayores y por tanto unos valores de inercia más equilibrados en ambos planos,

tienen un mejor comportamiento en situaciones de pandeo por compresión en

ambos ejes.

Tras el dimensionamiento en CYPE, se establecen unos perfiles tipo HEB-220

cuyas características se muestran en la Tabla 37:

57

Tabla 37. Características geométricas de la sección de los pilares de los pórticos

3.3.1. E.L.S Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).

Para llevar a cabo la comprobación de la aptitud al servicio de la nave, se van a

realizar las comprobaciones de desplazamientos para los criterios de “integridad

de los elementos constructivos" y de “apariencia”.

En este caso, puesto que la construcción se trata de una nave industrial destinada

a una actividad laboral y no a una actividad de tipo lúdico o de ocio, se interpreta

que el confort de los usuarios no se ve afectado.

3.3.1.1. Criterio de Integridad.

Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, susceptibles

de ser dañados por desplazamientos horizontales, se admite que la estructura

global tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones

característica, el desplome es menor que:

Desplome total: 1/500 de altura total del edificio.

Desplome local: 1/250 de la altura de cualquier planta.

El desplome es la diferencia de flecha entre los extremos de un pilar. Se puede

generalizar como la máxima flecha relativa.

Las combinaciones a comprobar son todas las características:

58

Tras analizar los resultados obtenidos de CYPE se puede observar una flecha

máxima de los pilares de 19,502 mm correspondiente a la combinación V(0º)H1

para el pilar más desfavorable.

Se adopta como criterio de comprobación que el desplome relativo activo

máximo sea de 1/250:

δr =

→

Por tanto, el perfil HEB-220 cumple el criterio de integridad del E.L.S.

3.3.1.2. Criterio de Apariencia.

Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura global

tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones casi

permanente, el desplome relativo es menor que 1/250.

Para las acciones variables en estudio, el coeficiente de combinación vale 0, por

tanto únicamente es válida la combinación de cargas permanentes.

La comprobación de apariencia es idéntica a la realizada anteriormente en el

criterio de integridad, y con valores de desplome inferiores.

Para el pilar más desfavorable, el valor de la flecha en la cabeza del pilar es de

7,104mm correspondiente a la combinación PP.

δr =

→

Por tanto, el perfil HEB-220 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.

3.3.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB-SE-A.6.2).

Para el estudio de este Estado Límite Último se debe de comprobar que en

ninguna sección de la barra del pilar se sobrepasa la tensión máxima del propio

material, es decir, que resista. Como los pilares son de sección constante, se debe

de realizar la comprobación en las zonas donde exista el máximo momento

positivo y el máximo negativo.

59

Tanto la comprobación de resistencia como la de pandeo se deben realizar para

las combinaciones que tengan unos mayores valores de momento (el esfuerzo

más desfavorable) combinados con unos axiles elevados.

Para que se cumpla esta situación la combinación más desfavorable es la que

resulta de multiplicar las cargas permanentes por 1,35, las cagas variables por

1,5 y la carga de nieve por 0,75:

E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)

A la hora de realizar el estudio de los pilares, se observa que no todos los pilares

se encuentran sometidos a los mismos tipos de esfuerzos en cuanto a la magnitud

se refiere, por lo tanto nos encontramos con varias hipótesis diferentes de estudio

en los pilares, de las cuales las más desfavorables quedan recogidas en las

Tablas 38 y 39 e ilustradas en las Figuras 34 a 39.

Hipótesis 1. Nd= 75,306 KN; Md= 168,05 KNm (Pilares de los Pórticos

Interiores HEB-220)

Esfuerzo Cabeza barra Final barra

MEd (KNm) 168,05 140,05

NEd (KN) 70,162 75,306

VEd (KN) 60,952 52,372

Tabla 38. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares de los pórticos (Hipótesis 1)

Figura 34. Esfuerzo axil sobre el pilar

60

Figura 35. Esfuerzo cortante sobre el pilar

Figura 36. Esfuerzo flector sobre el pilar

61

Hipótesis 2. Nd= 84,249KN; Md= 135,17 KNm (Pilares de los Pórticos

Interiores HEB-220)


MEd (KNm) 135,17 34,23

NEd (KN) 79,105 84,249

VEd (KN) 52,846 9,469

Tabla 39. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares de los pórticos (Hipótesis 2)


62



Como se puede observar, nos encontramos ante una situación en la cual uno de

los pilares presenta un mayor axil frente al momento y otro pilar en que sucede

todo lo contrario.

63

Ante una situación de este tipo lo que hay que hacer, es comprobar ambos

pilares puesto que a priori se desconoce cuál de los dos es el que soporta un

mayor esfuerzo en combinación, pero viendo que ambos axiles son más o menos

de la misma magnitud se puede deducir que el pilar más desfavorable será el que

corresponde a la “Hipótesis 1” ya que el momento flector es de todos los

esfuerzos, es el que en mayor medida solicita la resistencia del elemento

estructural.

3.3.2.1. Comprobación a cortante.


Vc,Rd = Vpl,Rd =

√

)

√ KN; donde:

fyd: fy/γM0 = 275/1,05

Av: 2790 mm2 (área perfil HEB-220)

Puesto que la barra presenta de forma simultánea esfuerzo cortante y flector, se

comprobará que VEd > 0,5*Vc,Rd para ver si existe o no interacción del esfuerzo

cortante.

En este caso, para el HEB-220 con un VEd= 60,952 KN:

60,952 < 0,5* Vc,Rd → 60,952 KN < 210,939 KN → No hay interacción.

64

Resultados CYPE:

Figura 40. Verificación de dimensionamiento a cortante (CYPE)

3.3.2.2. Comprobación a flexión.




C= (220-9,5-36)/2= 87,25

ALA=87,25/16= 5,45

65


9ε= 9*√

= 8,31 > 5,45 → CLASE 1


C= 220-2*16= 188

ALMA= 188/9,5= 19,79


72ε= 72*√

= 66,56 > 19,79 → CLASE 1





Mpl,Rd = Wpl * fyd


828*103 mm


Mpl = 828*103 * (275/1,05)= 216,857 KNm


66

Resultados CYPE:


3.3.3. E.L.U Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)

Una vez comprobado el cumplimiento de los estados límites de servicio y el

estado límite último de resistencia, se procede a verificar el E.L.U de pandeo

según lo establecido en el código técnico de edificación.

Esta verificación tiene como objetivo comprobar que el pilar no supera en

ningún caso la tensión crítica de pandeo en ninguno de los dos planos de

funcionamiento, es decir, el plano del pórtico (XZ) y el plano perpendicular a

éste (YZ).

3.3.3.1. Pandeo por compresión.


Se debe satisfacer que: NEd Nb,Rd = χ*A*fyd

1. βy = 1,8; βz = 0,7

67

2. λky =[(1,8*6000*√ )/94,3*π]= 1,319 < 2

λkz =[(0,7*6000*√ )/55,9*π]= 0,865 < 2

3. αy = nº curva = 0,34

αz = nº curva =0,49

4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,560

ϕz = 0,5[1+αz*(λz-0,2)+λz2] = 1,037

5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy

2)1/2

= 0,418

χz = 1/(ϕz+(ϕz2-λz

2)1/2

= 0,621

6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 996,233KN

Nb,Rd = 996,233 KN >NEd (75,306 KN) → CUMPLE

Resultados CYPE:

Figura 42. Verificación de dimensionamiento a pandeo por compresión (CYPE)

68

3.3.3.2. Pandeo por flexocompresión.

Se debe satisfacer dos situaciones:


1. λy = 1,319

2. λz = 0,865

3. χy = 0,418

4. χz = 0,621

5. Cm = 1

6. Nc,Rd = A*fy/γM1 = 9100*275/1,05=2,383333*106

7. Ky = 1+(λy -0,2)*(NEd/χy*Nc,Rd)= 1,084

8. Kz = 1+(2*λz -0,6)*(NEd/χz*Nc,Rd)= 1,057

9. χLT= 1 en piezas no susceptibles a pandeo por torsión

10. αy = 0,6

11. eN = 0 (salvo en perfiles clase 4)

12. Ky,LT = 1-

*

* (0,6+λz) =1-

*

* 1,465

= 0,914

13. Para toda la pieza:

Ky*

= 0,915 < 1 → CUMPLE

14. Piezas no susceptibles a pandeo por torsión:

15.

αy* Ky*

= 0,555 < 1 → CUMPLE

69

Resultados CYPE:

Figura 43. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexcompresión (CYPE)

3.4. Dimensionado de las jácenas.

Para las jácenas de la nave, debido a que el esfuerzo por el que principalmente

van a estar sometidos es flexión, por regla general se prefiere utilizar perfiles de

la familia IPE ya que estos, son un tipo de perfil que presenta un eje de giro

mayor y por tanto un mayor valor de inercia en uno de los dos planos. Presentan

una opción más eficiente y económica.

Tras el dimensionamiento en CYPE, se establecen unos perfiles tipo IPE-360

para las jácenas interiores y IPE-300 para las jácenas adyacentes a los

arriostramientos, distribución que se presenta a continuación en la Figura 44:

70

Figura 44. Distribución de las jácenas según perfiles

Salvo en los pórticos de fachada, todas las jácenas cuentan con acartelamientos

tanto al inicio como al final de la misma de 1m.

Dado que este apartado solamente estudia las jácenas de los pórticos interiores,

el cálculo pertinente a las jácenas de los pórticos de fachada se realizará más

adelante en el capítulo del sistema contraviento.

Las características de las jácenas de los pórticos interiores corresponden a las

establecidas en la Tabla 40:

IPE-360

IPE-360

IPE-360

IPE-360

IPE-300

IPE-300

IPE-360

71

Tabla 40. Características geométricas de la sección de las de jácenas de los pórticos interiores

Dado que las jácenas que se encuentra sometidas a una solicitación mayor son

las interiores (IPE-360), serán con éstos perfiles con los que se llevará a cabo las

comprobaciones de estados límites últimos y también la parte de desarrollo

analítico manual.

3.4.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).

En el cálculo del estado límite de servicio de deformación de la jácena se van a

comprobar los criterios de “Integridad de los Elementos Constructivos" y de

“Apariencia” que ya fueron expuestos en el punto 3.3.1.


Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, se admite que

la estructura horizontal de un piso o cubierta es suficientemente rígida si, para

cualquiera de sus piezas, ante cualquier combinación de acciones característica,

considerando sólo las deformaciones que se producen después de su puesta en

obra, la flecha relativa es menor que 1/300.


máxima de las jácenas de 29,43 mm en x= 6,532 m correspondiente a la

combinación V(0º)H1.

72

Fr,ij =

| |

| | = 2,252*10-3

< 3,33*10-3

Donde:

- fi: y(0) m

- fj: y(x )m

- x: 6,532 m

Por tanto, el perfil IPE-360 cumple el criterio de integridad del E.L.S.


En el marco de la exigencia básica de aptitud al servicio para el criterio de

apariencia de la jácena, la combinación más desfavorable es la correspondiente a

la combinación cuasi permanente, donde se admitirá que la estructura horizontal

de un piso o cubierta es suficientemente rígida si la flecha máxima relativa es

menor que 1/300



combinación PP+V(0º)H1. Pero al ser una cubierta accesible únicamente para

mantenimiento, el factor de combinación ψ tiene el valor de cero, por tanto, la

combinación más desfavorable pasa a considerar solamente el valor del peso

propio (PP).

Fr,ij =

| |

| | = 1,975*10-3

< 3,33*10-3

Donde:

- fi: y(0) m

- fj: y(x) m

- x: 6,532 m

Por tanto, el perfil IPE-360 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.

3.4.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).

En el cálculo de este estado límite último se comprobará que en ninguna sección

de la barra se sobrepasa la tensión máxima del material. Al ser el axil

prácticamente constante, se deberá buscar el punto de máximo momento positivo

y negativo para realizar la comprobación en ese punto.

73

Para llevar a cabo los cálculos, se seleccionan de todas las combinaciones de

E.L.U aquellas que tienen unos esfuerzos mayores para calcular, que a su vez se

considera la más desfavorable. Estos esfuerzos quedan recogidos en la Tabla 41

e ilustrados en las Figuras 45 a 47.

De entre todas ellas, la más desfavorable coincide con la usada anteriormente en

el cálculo de los pilares. Es la que resulta de multiplicar las cargas permanentes

por 1,35, las cagas variables por 1,5 y la carga de nieve por 0,75:

E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)

Perfil IPE-360:

Esfuerzo Inicio barra Final barra (Cumbrera)

NEd (KN) -79,618 -65,436

VEd (KN) -50,418 -3,253

MEd (KNm) -183,930 98,100

Tabla 41. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las jácenas de los pórticos interiores

Figura 45. Esfuerzo axil sobre la jácena

74

Figura 46. Esfuerzo cortante sobre la jácena

Figura 47. Esfuerzo flector sobre la jácena

3.4.2.1. Comprobación a cortante.


Vc,Rd = Vpl,Rd =

√

)

√ KN; donde:

75

fyd: fy/γM0 = 275/1,05

Av: 3510 mm2 (Área perfil IPE-360)



cortante.

En este caso, para el IPE-360 con un VEd= 50,418 KN:


Resultados CYPE:






76

C= (170-8-2*18)/2= 63

ALA= 63/12,7= 4,96

Cálculo límite de esbeltez ala:

9ε= 9*√

= 8,31 > 4,96 → CLASE 1


C= 360-2*12,7= 334,6

ALMA= 334,6/8= 41,83

Cálculo límite de esbeltez alma:

72ε= 72*√

= 66,56 > 41,83 → CLASE 1





77

Mpl,Rd = Wpl * fyd


1020*103 mm

3 (dato Prontuario).

Mpl = 1020*103 * (275/1,05)= 267,14 KNm


Resultados CYPE:


3.4.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)

Tal y como se hizo en la comprobación del pilar, se determinan los coeficientes

de reducción por pandeo χ en los planos de trabajo del pórtico, es decir, plano

XZ y XY. Sin embargo, es importante mencionar que debido a la disposición de

las correas en la cubierta se impide el pandeo en el plano XY. Por tanto, todos

los cálculos que se harán a continuación serán en relación al plano del pórtico

(XZ).

78

3.4.3.1. Pandeo por compresión.


A efectos de pandeo, se considerarán las dos jácenas como un único elemento

debido a que la inclinación de la cubierta es tan pequeña que se puede considerar

a efectos de cálculo como una única pieza de L=21m tal y como se expone en la

Figura 50:

Figura 50. Representación gráfica de la longitud a considerar


1. βy = 1

2. λky =[(1*21000*√ )/150*π]= 1,613 < 2

3. αy = nº curva = 0,21

4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,949

5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy

2)1/2

= 0,329

6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 626,431KN

Nb,Rd = 626,431 KN > NEd (79,618 KN) → CUMPLE

79

Resultados CYPE:


3.4.3.2. Pandeo por flexocompresión


80


En los cálculos de esta comprobación a flexocompresión, ha sido necesaria la

colocación de las cartelas en la viga para su cumplimiento.

Resultados CYPE:

Figura 52. Verificación de dimensionamiento a pandeo por flexocompresión (CYPE)

3.5. Dimensionado de las placas de anclaje.

Una vez dimensionado el pórtico interior (pilar y jácena), se procede a calcular

la placa de anclaje que unirá el pilar con la cimentación.

La combinación de acciones que genera una mayor flexión sobre la placa es la

misma que la que se tuvo en cuenta en el dimensionado del pilar, es decir:

81

E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)

En este caso los cálculos se realizarán con los datos correspondientes a la zona

de empotramiento del pilar en la base, que se adjuntan en la Tabla 42:


MEd (KNm) 168,05 140,05

NEd (KN) 70,162 75,306

VEd (KN) 60,952 52,372

Tabla 42. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las placas de anclaje

Tal y como se estableció en el apartado 2.5.3, la zapata será de un hormigón

HA-30 (γc=1,5) y el material de la placa, cartelas y pernos será de acero S275 JR

(γs=1,05)

Para llevar a cabo el dimensionamiento de la placa de anclaje, lo primero es

establecer unas dimensiones mínimas de la placa para poder aguantar las

solicitaciones y también para poder llevar a cabo la colocación de los pernos.

Los pernos más comúnmente utilizamos son de acero B400 o B500 y con unos

diámetros que rondan 10 – 36 mm.

Predimensionamiento:

De manera empírica, se opta en la práctica por dejar un vuelo de la placa de unos

120 mm a cada lado del perfil del pilar, de modo que si el perfil del pilar es el

HEB-220, las dimensiones de la placa de anclaje quedarían definidas como:

a=220+240= 460 mm

b= 220+240= 460 mm

Por tanto, se contaría con una placa de 460x460 mm, con un espesor de placa

hipotético de 25 mm y un número de 8 pernos de ϕ25 mm.

Las disposiciones constructivas de la placa, deberán de cumplir las exigencias


82

Figura 53. Disposiciones constructivas de la placa (CTE DB SE-A.8.5.1)

Disposiciones constructivas

e1 1,2*25= 30 mm e2 1,5*25= 37,5 mm

40+ 4*25= 140 mm 40+ 4*25= 140 mm

12*25= 300 mm ó 150 mm 12*25= 300 mm ó 150 mm

e1= 50 mm e2= 50 mm

p1 2,2*25= 55 mm p2 3*25= 75 mm

14*25= 350 mm 14*25= 350 mm

200 mm 200 mm

p1= 340 mm p2=106,67 mm

Área eficaz:

El área eficaz de contacto queda representada por la superficie comprimida, que

se define como las secciones de acero correspondientes a los pernos de anclaje

destinados a trabajar a tracción o cortante. Estará formada por la región de basa

limitada por segmentos de recta paralelos a las caras del perfil a una distancia

“c” de dichas caras que queda definida según el aparatado 8.8.1 del CTE DB SE-

A:

83

1) En la Figura 54, se procede al cálculo de la dimensiones del área portante

equivalente, para ello se supondrá una zapata de hormigón de

300x300x100 cm que suelen ser muy comunes en estructuras de naves

aporticadas.

Figura 54. Representación de los parámetros de cálculo

a1= a+h= 460 + 1000= 1460 mm

b1= b+h= 460 + 1000= 1460 mm

ar = br =

1270

2) Kj= √

=1,15 5

3) fjd= βj*Kj*fcd 3,3*fcd= (2/3) * 1,15 * (30/1,5)= 15,3MPa 66 MPa.

C = 25*√

=57,27 mm

Por lo tanto el Área eficaz quedaría definida tal y como se muestran en la Figura

55:

84

Figura 55. Representación del área eficaz

Aef = hef x bef = (220+2*57,27) * (220+2*57,27) = 111917,01 mm2

Comprobación a tensión del hormigón:

1) Excentricidad → e= MEd/NEd = (140,05*106 / 75,306*10

3)= 1859,75 mm

2) hef /6= 334,54/6= 55,76 mm

Por tanto se cumple que e > hef /6

3)

Figura 56. Esquema de esfuerzos placa-hormigón

Zd= 220/2 – tf/2 = 110 – 8= 102 mm

Zi= 460/2 – e1 = 230 – 50= 180 mm

85

SISTEMA DE ECUACIONES

∑ Fv C-T= NEd → C-T= 75,306*103

∑ M → C*Zd + T*Zi= MEd → C*102 + T*180= 140,05*106

C = 544698,86 N

T = 469392,86 N

4) Se debe cumplir que:

σh =

< fjd; donde:

lef = tf + 2*c = 16 + 2*58,49 = 132,98

bef = 220 + 2*57,27 = 334,54

fjd = 15,3 MPa

σh= 544698,86 / (334,54*132,98) = 12,24 MPa < 14,67 MPa → CUMPLE

Resistencia a cortante del conjunto:

Se debe cumplir que: VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd

1) Ff,Rd = Cf * Nc,Sd = 163409,66 N; donde:

Cf : Coeficiente de rozamiento entre la placa base y el hormigón. 0,3 para

morteros especiales o contacto directo con el hormigón.

Nc,Sd: Fuerza de cálculo a compresión transmitida por el pilar. El valor de

compresión (C) calculado en el apartado anterior.

2) Fvb,Rd = (αb*fub*As)/ γM2= 62635,5 N; donde:

αb: 0,44-0,0003*fyb.

fyb:500.

fub:550.

As: Área perno (ϕ25mm).

γM2: 1,25.

3) Fv,Rd = 163409,66 + 8*62635,5 = 664493,66 N

VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd

52,372*103

N 664,493*103

N → CUMPLE

86

Pernos a tracción y corte:

1) CORTANTE: Como el rozamiento resiste todo el cortante (Ff,Rd > VEd), no

procede su comprobación.

2) TRACCIÓN: Debe cumplirse que: Ft,Ed < Ft,Rd

Ft,Ed = T / nº pernos a tracción = 469392,86 / 4 = 117348,21 N

Ft,Rd = (0,9*fub*As) / γM2 = 194386,04 N

Ft,Ed < Ft,Rd

117348,21 N < 194386,04 N → CUMPLE

3) CORTANTE Y TRACCIÓN: No procede porque no hay cortante

considerable a efectos de cálculo.

Comprobación de la chapa a flexión:

Se debe cumplir que: MEd < Mpl,Rd

1) MEd = (T / nº pernos) * b = (469392,86 / 4)*50 = 5867410,75 Nmm

2) Mpl,Rd = (W*t2*fyd)/4 = (125 * 25

2 * (275/1,05)) / 4) = 5933779,762 Nmm;

donde:

b: 50 mm

W: ϕ + 2*b = 125 mm

MEd < Mpl,Rd

5867410,75 Nmm < 5933779,8 Nmm → CUMPLE

Por tanto, comprobando manualmente la placa de anclaje se determina que la

placa debe de tener unas dimensiones de 460x460x25 mm, con 8 pernos de ϕ25

mm y todo en acero S275.

Una disposición muy parecida a la que ofrece directamente CYPE, por lo tanto

la comprobación es válida.

87

Resultados CYPE:

Figura 57. Representación de la placa y tornillos propuesto por CYPE

88

Tabla 43. Características técnicas de la placa de anclaje

Como se puede comprobar, las características resultantes del programa frente a

la comprobación manual son bastante similares por lo que se confirma un buen

dimensionamiento de la placa de anclaje.

3.6. Dimensionado de las cimentaciones.

A la hora de diseñar el tipo de cimentación que va a tener la nave se debe de

tener en cuenta una serie de aspectos.

Esta edificación se va a llevar a cabo en un terreno que presenta una capacidad

portante de tipo media-alta (0,3-0,4 MPa), por lo tanto es posible llevar a cabo la

ejecución de una zapata aislada para cada uno de los pilares.

89

Se optará por ejecutar zapatas asiladas centradas, ya que se establecen unos

requerimientos mínimos de retranqueos laterales para todas las naves en las

ordenanzas urbanísticas y no resultaría económicamente eficiente realizarlas

excéntricas o de medianera.

En el apartado 2.5.3 se fijaron los materiales para la zapata que son por un lado

hormigón HA-30 (γc= 1,5) y por otro lado el acero de las armaduras B500 SD

(γs= 1,15). También se estableció en el apartado 2.5.4 que las zapatas

descansarán sobre una capa de hormigón de limpieza de 10 cm tal y como marca

la norma EHE-08. Anejo 18.

En el proceso de cálculo se deberán de comprobar una serie de E.L.U para

garantizar que la seguridad estructural del elemento constructivo en cuestión, en

este caso la cimentación, cumpla con lo establecido en el CTE DB SE-C.

Estas comprobaciones se pueden aunar en las siguientes:

E.L.U. de equilibrio, seguridad al vuelco.

E.L.U. de agotamiento del terreno.

E.L.U. de agotamiento de la estructura de cimentación.

3.6.1. E.L.U. Seguridad al vuelco.

Según la EHE-08, habrá que comprobar que bajo la hipótesis de carga más

desfavorable, no se sobrepasen los límites de equilibrio, es decir, que el valor de

cálculo de los efectos de las acciones estabilizadoras sea mayor que el valor de

cálculo de los efectos de las acciones desestabilizadoras:

Dado que los efectos producidos por las acciones son momentos, la condición de

estado límite último de equilibrio puede ponerse como:

→ γd,estab * γd,desestab *

Por tanto la expresión quedaría como:

Donde los valores de los coeficientes de seguridad se multiplican directamente

sobre los resultados y se obtienen de la Tabla 44:

90

γE: Coeficiente parcial para el efecto de las acciones.

Tabla 44. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C):

Por tanto, se debe de cumplir que:

= 2

Dimensionado de la zapata:

Como se puede observar en la ecuación anterior, sobre la zapata actúan una serie

de esfuerzos, de entre los cuales unos contribuirán a la estabilidad de la zapata

(Fuerzas estabilizadoras) y otras contribuirán a la inestabilidad (Fuerzas

desestabilizadoras).

Como “Fuerzas Estabilizadoras” se encuentran:

- Peso propio de la zapata.

- Axil de cálculo sobre el pilar

Como “Fuerzas Desestabilizadoras” se encuentran:

- Esfuerzo Cortante sobre el pilar (en la base).

- Momento flector sobre el pilar (en la base).

Por tanto, haciendo un equilibrio de momentos aplicados sobre un modelo de la

zapata en cuestión, y estableciendo el cumplimiento de la ecuación desarrollada

al comienzo de este apartado, se puede llegar a determinar, a través de un

procedimiento iterativo, las dimensiones de la propia zapata.

91

Se considerará el peso propio de la zapata como una fuerza siempre

estabilizante, y para su cálculo se deberá de considerar un peso específico del

hormigón (γh) de 25 KN/m3 y un ancho de zapata h = 0,7 m, tal y como se

representa en la Figura 58:

Figura 58. Modelo de cálculo al vuelco de la cimentación

∑Md,estab= PP*

+ NEd*

= a*a*h*25*

+ 75,306*

=17,5a

3 + 37,653a

∑Md,desestab= VEd * h +MEd = 52,372*h + 140,05

Si se satisface la ecuación anterior:

= 2; → a =3,01 m

Por tanto, de forma analítica, se determina que la zapata debería de tener unas

dimensiones aproximadas de 301x301x70 cm

CYPE 3D considera todos estos datos en la combinación de acciones más

desfavorable y ofrece una propuesta de zapatas, en cuanto a dimensiones

geométricas, para cada uno de los pilares de la nave y también calcula la cuantía

de armaduras necesarias para cada una de las zapatas.

Al tratarse de una nave industrial simétrica, para facilitar todo el proceso

constructivo de la cimentación, se extrapolará la zapata que presente una mayor

solicitación al resto de los pilares. De esta forma todas las zapatas

correspondientes a los pilares de los pórticos interiores tendrán las mismas

características.

CYPE propone una zapata de dimensiones 300x300x70 cm para la que se

cumple el E.L.U de Seguridad al vuelco. Por lo tanto como se puede comprobar,

el dimensionado es correcto.

92

Resultados CYPE:

Tabla 45. Verificación de seguridad al vuelco por CYPE

3.6.2. E.L.U. Agotamiento del terreno.

A continuación se realiza la comprobación de agotamiento del terreno que marca

el CTE DB SE-C para la zapata de dimensiones 300x300x70 cm, que ha

verificado el E.L.U de seguridad al vuelco.

Suponiendo que la tensión máxima admisible del terreno sea de 0,3 MPa, se

deben de cumplir una serie de comprobaciones:

Esta comprobación se ha realizado para la combinación de acciones más

desfavorable es la misma que la que se utilizó en la comprobación al vuelco del

apartado anterior (E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)) cuyos

valores de sus acciones sobre la base del pilar se quedan establecidos en la Tabla

46:

Esfuerzos Base pilar

MEd (KNm) 140,05

NEd (KN) 75,306

VEd (KN) 52,372

Tabla 46. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la zapata

Comprobación agotamiento:

El peso de la cimentación y la excentricidad geométrica serán:

P = a*b*h*γh = 3*3*0,7*25= 157,5 KN

e = a/2 = 3/2 = 1,5 m

Seguidamente, se trasladan las acciones a la base de la zapata, para ver cómo

afecta al terreno las cargas aplicadas.

Dicho procedimiento queda ilustrado a continuación en la Figura 59:

93

Figura 59. Modelo de cálculo de esfuerzos en la base de la zapata

Ns,k = P + NEd = 232,806 KN

Ms,k = MEd +VEd*h – NEd*e = 63,751 KNm

Vs,k = VEd = 52,372 KN

Una vez conocidas las acciones transmitidas al terreno, se calcula el área

equivalente. Para ello lo primero que hace falta es calcular las excentricidades de

cargas respecto de los ejes, que en este caso, a ser una zapata cuadrada será la

misma en los dos ejes.

eeq = Ms,k / Ns,k = 0,274 m

Una vez definida la excentricidad equivalente, lo que se hace es calcular el área

equivalente como:

A= a x a;

Aeq = (a-2*eeq) x (a-2*eeq) = 6,01 m2 6 m

2

Por último se calcula la presión total bruta media (qb), comparándola con la

resistencia del terreno (qs)

qb = Ns,k / Aeq = 38,801 KN/m2 < qs = 300 KPa = 300 KN/m

2 → CUMPLE.

94

Resultados Cype:

Tabla 47. Verificación de agotamiento del terreno por CYPE

3.6.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación.

La EHE-08.58.2 a efectos de estado límite de agotamiento establece una

clasificación para encepados y zapatas en función de la relación entre su vuelo

máximo y el canto:

Si Vmáx > 2*h → Zapata Flexible

Si Vmáx < 2*h → Zapata Rígida.

El vuelo máximo de la zapata será:

Vmáx=

-

= 1,39 m < 1,4 m → ZAPATA RÍGIDA.

Al igual que en el apartado anterior, se trasladan las acciones a la base de la

zapata para ver cómo afecta al terreno las cargas aplicadas para un P = 157,5 KN

(Peso propio) y una e = 1,5 m (excentricidad geométrica):

Ns,k = P + NEd = 232,806 KN


Vs,k = VEd = 52,372 KN

En este tipo de elementos no es aplicable la teoría general de flexión y es

necesario definir un modelo de bielas y tirantes de acuerdo con los criterios

indicados en la EHE-08. El modelo a utilizar es el representado a continuación,

donde la armadura principal se obtendrá para resistir la tracción Td indicada en el

modelo de la Figura 60:

95

Figura 60. Modelo del método de bielas y tirantes (EHE-08)

Dimensionamiento zapata:

1) ECUACIONES DE EQUILIBRIO

∑Fy: N1d +N2d=Nd → N1d +N2d=232,806 *103 N

∑M: N1d *

– N2d *

= Md → N1d *

– N2d *

= 63,751 * 10

6 Nmm

2) σ=

;

σ1= 0,04 N/mm2

σ2 = 0,0117 N/mm2

3) σ3= σ1 -

*(Vmáx +

) = 0,0264 N/mm

2

4) R1d =

* (Vmáx +

)*B = 143922 N

5) X1 =

( )

)

( )

)

= 771,83 mm

d´ = 700 – 50 = 650 mm

96

6) Td =

* X1 = 201055,77 N

De esta manera, una vez que se sabe cuál es la solicitación a tracción a la que se

encuentra sometida la zapata, se puede definir la cuantía mínima de armadura de

dicha cimentación:

ARMADURA MÍNIMA DE CÁLCULO

Queda definida mediante la siguiente relación: As = Td / fyd

→ As = 201055,77 / (500/1,15) = 462,43 mm2

ARMADURA MÍNIMA GEOMÉTRICA

Según lo establecido en el artículo 42.3.5 de la EHE-08:

→ As,geo 0,9‰ * Ac =

* (3000*700) = 1890 mm

2

Finalmente, la cuantía de armado en las zapatas queda definida como:

→ 1890 mm2 → 16,71 17 Ø12

7) Separación entre armaduras.

La separación entre los redondos queda definida por la siguiente ecuación:

S =

=

= 18,1 cm

Por tanto, de una forma analítica se estima que la distribución de las armaduras

de la zapata será la siguiente:

Armado:

Eje X: 17 Ø12c/18,1 cm

Eje Y: 17 Ø12c/18,1 cm

Resultados CYPE:

CYPE resuelve esta problemática al introducirle los datos relacionados de las

dimensiones geométricas de la zapata y los datos de resistencia del suelo

ofreciendo una distribución y cuantía de armaduras en la Tabla 48:

97

Tabla 48. Verificación de la cuantía de armadura de la zapata por CYPE

Armado Superior.

Eje X: 16 Ø12c/19 cm

Eje Y: 16 Ø12c/19 cm

Armado Inferior.



Por lo tanto, como se puede comprobar, el dimensionado es correcto.

3.6.4. E.L.U Anclaje de las armaduras.

Una vez calculadas las armaduras necesarias, se debe determinar la longitud de

anclaje para las barras calculadas en el apartado anterior. Para ello, se seguirán

las instrucciones establecidas en la EHE-08.

Según lo establecido en el artículo 69.5.1 las longitudes de anclaje dependen,

entre otros factores, de las propiedades de adherencia de las barras y de la

posición que éstas ocupan en la pieza de hormigón.

Para el caso que nos ocupa, las armaduras longitudinales de la zapata se

encuentran en “POSICION I” de adherencia buena que durante el hormigonado

forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º.

Para las barras en posición I la longitud básica de anclaje queda definida como:

98

Donde:

- Ø: Diámetro de la barra en mm.

- m: Coeficiente numérico con los valores indicados en la Tabla 49 en

función del tipo de acero.

- fyk: Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.

Tabla 49. Coeficiente “m” en función del tipo de acero (tabla 69.5.1.2.a, EHE-08)

Lbl = máx (1,3*122,

* 12) = 300 mm.

Una vez conocida la longitud básica, se determina la reducción de la misma por

el empleo de dispositivos de anclaje y por armadura superabundante, obteniendo

la longitud neta de anclaje “Lb,neta”:

Donde:

- β: factor de reducción definido en la Tabla 50.

- As: Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se

ancla la armadura.

- As,real: Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual

se ancla la armadura.

99

Tabla 50. Coeficiente “β” definido (tabla 69.5.1.2.b, EHE-08)

Lb,neta = 300*β*

= 313,34*β = 313,34 mm.

Si la longitud del anclaje puede ser contenida dentro de las propias dimensiones

de la zapata, es decir, que la longitud neta de anclaje sea menor que la longitud

disponible desde la sección de referencia, entonces la barra se puede anclar en

prolongación recta y no será necesaria la terminación en patilla.

En el caso de que el espacio que quede para el anclaje se encuentre entre la

longitud neta de anclaje y un 70 % de ésta, si será necesaria la terminación en

patilla o bien en barra transversal soldada.

Para el caso de las zapatas rígidas, esta sección de referencia es la que se obtiene

del apartado 58.4.1.1 de la EHE-08 para el cálculo de agotamiento de la

cimentación. El anclaje se mide a partir del punto de aplicación X1 de la

resultante mayor de las tensiones que se calculó para conocer la solicitación a

tracción a la que se encuentra la zapata en el apartado anterior.

Ldisp = A/2 – a/4 – X1- rnom > 313,34 mm

→ 623,17 mm > 313,34 mm → CUMPLE.

Se concluye por lo tanto, que la longitud de anclaje de las barras longitudinales

puede ser embebida dentro la longitud disponible de la propia zapata y no será

necesaria la terminación de éstas en patilla, tal y como aparecen dimensionadas

representadas en la Figura 61:

100

Figura 61. Representación gráfica de la zapata de los pilares de los pórticos (CYPE 3D)

101

4. SISTEMA CONTRAVIENTO.

4.1. Determinación de esfuerzos

El sistema contraviento será el encargado de recibir y transmitir correctamente a

las cimentaciones, las acciones de viento sobre las fachadas frontales. Los

esfuerzos en cada uno de los elementos se realizarán mediante la simplificación

de los mismos y el uso de expresiones de prontuario.

El modelo estructural simplificado será el definido en la Figura 62:

Figura 62. Esquema tipológico de la viga contraviento

La jácena apoyará sobre los pilares del pórtico de fachada, y los pilares se

considerarán empotrados en la base y apoyados en la cabeza, apoyo que será

proporcionado por la viga contraviento, que a su vez estará apoyada sobre los

arriostramientos laterales.

Esta simplificación lo que permite es el uso de expresiones provenientes de

prontuario, permitiendo hacer un cálculo sencillo de las distintas solicitaciones

de los elementos.

Las acciones se pueden dividir en dos grandes grupos, aquellas que actúan en el

plano del pórtico (XZ), sobre la jácena del pórtico de fachada y las acciones que

actúan en el plano perpendicular al pórtico (YZ), sobre los pilares.

En la Tabla 51 se resumen las solicitaciones generadas por cada uno de los tipos

de acciones, que se calcularán posteriormente:

102

Plano pórtico (sobre

jácenas)

Plano ⊥ (sobre pilares)

Elemento/Acción G, N, V… V…

Pilar N M, V

Jácena M, V N

Viga contraviento - N

Arriostramiento - N

Tabla 51. Resumen de solicitaciones sobre el tipo de elemento estructural

4.1.1. Acciones permanentes (G).

Tal y como se estableció anteriormente en el apartado 2.6.1, las acciones

permanentes tendrán un valor de Gk = 0,41 KN/m2.

Las cargas permanentes en los pórticos de fachada serán las siguientes:

Gk,pfachad = Gk *

= 0,41 *

= 1,128 KN/m.

La jácena apoya sobre los 5 pilares del pórtico de fachada, produciendo sobre

ellos un axil de compresión que tendrá en mismo valor que del cortante que

presenta el dintel justo en las zonas donde se encuentran las cabezas de los

pilares. Este valor no va ser a constante, sino que varía en función de la posición

del pilar y de la separación entre los pilares del pórtico de fachada (Sf = 5,25 m),

tal y como se muestra en la Figura 63:

Figura 63. Axiles sobre los pilares del pórtico de fachada

103

En Tabla 52 se determinan de forma detallada los axiles a los que están

sometidos cada uno de estos pilares:

Pilar Axil Valor (KN)

A y E 0,393*Gk,pfachad*Sf 2,327

B y D 1,143*Gk,pfachad*Sf 6,769

C 0,928*Gk,pfachad*Sf 5,495

Tabla 52. Valores de axiles debido a acciones permanentes sobre los pilares del pórtico de fachada

4.1.2. Sobrecarga de uso (Q).

En el apartado 2.6.2.1 se determinó que la sobrecarga de uso que actuaba sobre

el pórtico de fachada era como una acción distribuida sobre la jácena de valor

qk,p fach= 0,4 * (5,5/2)= 1,1 KN/m.

En la Tabla 53 se determina su distribución sobre los pilares de fachada:


A y E 0,393*qk,pfach*Sf 2,269

B y D 1,143*qk,pfach*Sf 6,6

C 0,928*qk,pfach*Sf 5,359

Tabla 53. Valores de axiles debido a SCU sobre los pilares del pórtico de fachada

4.1.3. Nieve (N).

Se determinó anteriormente en el apartado 2.6.2.4 con un valor de:

qn = 0,2 KN/m2, generando sobre las jácenas de los pórticos de fachada una

carga de:

np fach= qn*S/2= 0,2*2,75= 0,55 KN/m.

Del mismo modo que en los apartados anteriores se muestra su distribución

sobre los pilares en la siguiente Tabla 54:


A y E 0,393*np,fach*Sf 1,135

B y D 1,143*np,fach*Sf 3,3

C 0,928*np,fach*Sf 2,68

Tabla 54. Valores de axiles debido a nieve sobre los pilares del pórtico de fachada

104

4.1.4. Viento (V).

Puesto que el apartado 2.6.2.2 ya se realizó todos los cálculos para el estudio de

la afección del viento tanto lateral, frontal e interior sobre la estructura, nos

vamos a centrar en diferenciar entre la acción que aparece en el plano del pórtico

(XZ) como la que aparece en el plano perpendicular (YZ).

4.1.4.1. Acciones en el plano perpendicular al pórtico (YZ).

Las acciones en este plano se materializarán como una carga uniformemente

distribuida que afectarán a todos los pórticos de la fachada y generarán a su vez

momentos flectores, cortantes y desplazamientos.

En este caso, interesará aquella situación de viento que genere un mayor valor de

carga sobre los pilares (ya sea de succión o de presión), ya que hará que los

momentos y los axiles sobre los pilares del sistema contraviento sean mayores.

En las siguientes Tablas 55 y 56 se exponen los valores de carga sobre los

pilares:

VL VF1 VF2 VIP VIS

Pilar A -2,01 1,36 -0,58 -0,32 0,48

Pilar B -3,1 2,71 -1,16 -0,64 0,96

Pilar C -3,1 2,71 -1,16 -0,64 0,96

Pilar D -2,51 2,71 -1,16 -0,64 0,96

Pilar E -0,97 1,36 -0,58 -0,32 0,48 *VL: Viento Lateral.

*VF1: Viento Frontal.

*VF2: Viento Frontal (parte trasera).

*VIP: Viento Interior de Presión.

*VIS: Viento Interior de Succión.

Tabla 55. Valores de carga de viento sobre los pilares del pórtico de fachada según origen

VL+VIP VL+VIS VF1+VIP VF1+VIS VF2+VIP VF2+VIS

Pilar A -2,33 -1,53 1,04 1,84 -0,9 1,06

Pilar B -3,74 -2,14 2,07 3,67 -1,8 2,12

Pilar C -3,74 -2,14 2,07 3,67 -1,8 2,12

Pilar D -3,15 -1,55 2,07 3,67 -1,8 2,12

Pilar E -1,29 -0,49 1,04 1,84 -0,9 1,06

Tabla 56. Valores de carga de viento combinado sobre los pilares del pórtico de fachada

En la tabla anterior todos los valores de carga están expresados con el signo

positivo del eje Y, y se suman atendiendo a este signo, salvo en el caso de la

105

acción VF2, que se corresponde a pórtico de la parte trasera de la nave y en el

que la acción de VIS es de signo contrario al expresado en la tabla 23.

De todas estas posibles combinaciones se desarrollará la correspondiente a la

hipótesis “VF1+VIS”, que es la que presenta una mayor carga al sistema

contraviento en su conjunto.

Estas cargas sobre los pilares, que se consideran empotrados en la base y

apoyados en la cabeza, generan sobre los mismos unas solicitaciones que se

resumen en la Tabla 57:

Esfuerzos (KN y

KNm)

Pilares A y E

h=6m

Pilares B y D

h=6,925m

Pilar C

h=7,85m

VF1+VIS VF2+VIP VF1+VIS VF2+VIP VF1+VIS VF2+VIP

Axil 0 0 0 0 0 0

Mbase=q*h2/8 8,28 -4,05 22 -10,79 28,27 -13,86

Mcabeza 0 0 0 0 0 0

Vbase=5/8*q*h 6,9 -3,38 15,88 -7,79 18 -8,83

Vcabeza=3/8*q*h 4,14 -2,03 9,53 -4,67 10,8 -5,29

Tabla 57. Solicitaciones en los pilares del pórtico de fachada

Solicitaciones sobre la viga contraviento (VCV).

Las acciones que el viento ocasiona sobre la viga contraviento son las que

recogen las cabezas de cada uno de los pilares, y cuyos valores se han calculado

en la tabla anterior como el cortante en la cabeza del pilar.

Dichas cargas deben ser recogidas por los nudos de la viga contraviento, que

deben canalizarlos hasta los apoyos de la misma, donde serán a su vez

absorbidos por las cruces de san Andrés.

A continuación se realiza el cálculo de los axiles que sufrirá cada una de las

barras de la VCV para los valores de carga sin mayorar en la hipótesis

“VF1+VIS”, que es la más desfavorable. Para ello, primero se ilustra en la

Figura 64 la distribución de las cargas sobre la viga contraviento:

106

Figura 64. Solicitaciones de cálculo (más desfavorable) sobre la viga contraviento

En primer lugar se determinará el valor de las reacciones en los apoyos de la

viga contraviento:

Equilibrio de fuerzas en el eje y:

R1 = R2 = R3 = ∑Q/3 = (2*4,14 + 2*9,53 + 10,8)/3 = 12,71 KN.

A continuación se realiza el cálculo de los axiles en cada barra para la hipótesis

de viento “VF1+VIS”.

Puesto que se trata de un complejo estructural hiperestático, de una forma

manual se resolvería mediante la aplicación del teorema de esfuerzos virtuales

(TFV) pero en este caso se ha resuelto el problema mediante el programa de

cálculo de elementos finitos MEFI desarrollado por el departamento de

estructuras y construcción de la UPCT.

Estos valores se resumen en la Figura 65:

107

Figura 65. Axiles de la VCV en la hipótesis VF1+VIS

Solicitaciones sobre el arriostramiento (CSA).

Una vez conocidos los axiles que aparecen en la hipótesis de viento más

desfavorable (VF1+VIS), se puede calcular cual es el axil máximo al que se verá

sometida la diagonal del arriostramiento lateral para esa misma hipótesis.

En la Figura 56, se detalla la geometría del arriostramiento lateral:

Figura 66. Detalle de arriostramiento lateral

Para la geometría establecida, el axil de solicitación saldrá resultante de la

siguiente ecuación:

108

Ndiag = R1/Cosβ = 19,08/Cos 47,5º = 18,81 KN

4.1.4.2. Acciones en el plano del pórtico (XZ).

La acción de viento generada en este plano es la producida, fundamentalmente

en las superficies de cubierta. Al igual que ocurría con la acción en el plano XY

aparecen las mismas cuatro acciones distintas sobre los pórticos de fachada, que

son: Viento lateral, viento frontal, viento interior de presión y viento interior de

succión.

Las acciones sobre las jácenas se muestran a continuación en la Figura 67, con

los valores de las tablas que se calcularon entre los apartados 2.6.2.2.1 a

2.6.2.2.3.

Figura 67. Acción del viento sobre la jácena del pórtico de fachada

Tal y como se ha comentado en el apartado anterior, la acción de viento crítica

en el dimensionamiento del sistema contraviento es la combinación “VF1+VIS”.

Desde el punto de vista de la flecha en el sentido Z, la peor hipótesis de viento es

la que genera la combinación “VF1+VIP”, por tanto para simplificar el cálculo

109

y estando del lado de la seguridad, se considerará que la acción VF1 es constante

y de valor 2,12 KN/m. Por tanto los valores serán los mostrados en la Figura 68:

Figura 68. Acciones significativas del viento sobre la jácena del pórtico de fachada

En el caso de la hipótesis de viento “VF1+VIS”, los axiles sobre los pilares (en

este caso tracción) quedarán definidos en la siguiente Tabla 58:


A y E 0,393*q*Sf 0,393*-1,62*5,25= -3,34

B y D 1,143*q*Sf 1,143*-1,62*5,25= -9,72

C 0,928*q*Sf 0,928*-1,62*5,25= -7,89

Tabla 58. Axiles de viento (VF1+VIS) sobre pilares del pórtico de fachada

4.2. Pórtico de fachada.

4.2.1. Dimensionado de los pilares.

Para los pilares del sistema contraviento enmarcados en los pórticos de fachada

frontal y trasera, se han fijado 3 separados entre ellos una distancia de 5,25 m.

Como criterio de diseño y por facilidad de ejecución, se establece que todos los

pilares se van a configurar con el mismo perfil, siendo el más solicitado sin duda

el pilar central del pórtico.

Para este tipo de sistemas se suelen utilizar perfiles de la familia IPE ya que la

solicitación a la que está destinado su uso es principalmente la de absorber las

cargas propias de una acción de viento en dirección perpendicular al plano del

pórtico.

De manera que para poder optimizar al máximo su funcionalidad se debe de

orientar el eje “Y” del perfil en dirección paralela al plano del pórtico. De este

modo se consigue que el pilar resista a favor de su eje fuerte.

Para el dimensionado de estos pilares, se tendrá como referencia en pórtico

trasero, representado en la Figura 69, ya que se considera el más desfavorable

debido a que el pórtico frontal dispone de una viga longitudinal destinada al

110

apoyo de las puertas de entrada a la nave, factor que modifica en cierta medida

aspectos relativos al cálculo tales como por ejemplo la longitud de pandeo de

esos pilares.

Figura 69. Detalle de disposición de los perfiles de los pilares

Tras el dimensionamiento en CYPE se establecen unos perfiles IPE-240 cuyas

características queda reflejadas en la Tabla 59:

Tabla 59. Características geométricas de la sección de los pilares del SCV

4.2.1.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).

Al igual que se realizó en los elementos del pórtico interior, para llevar a cabo la

comprobación de la aptitud al servicio de la nave, se van a realizar las

comprobaciones de desplazamientos para los criterios de “integridad de los

elementos constructivos" y de “apariencia”.

111

4.2.2.1.1. Criterio de Integridad.

En el criterio de integridad, se debe verificar que la flecha relativa activa sea

menor que 1/250 ante cualquier combinación característica.


máxima de los pilares de 10,161 mm correspondiente a la combinación V(0º)H4

para el pilar más desfavorable.



δr =

→


4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia.

Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura global

tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones casi

permanente, el desplome relativo es menor que 1/250.

Para las acciones variables en estudio, el coeficiente de combinación vale 0, por

tanto únicamente es válida la combinación de cargas permanentes PP que en

este caso no genera ningún desplome en el pilar, ya que al no existir carga

distribuida sobre el mismo, no se genera momento flector ni por tanto flecha.

Por tanto, el perfil IPE-240 cumple el criterio de apariencia del E.L.S.

4.2.1.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).

Al igual que para en el caso del pórtico interior, para el estudio de este Estado

Límite Último se debe de comprobar que en ninguna sección de la barra del pilar

se sobrepasa la tensión máxima del propio material, es decir, que resista. Los

pilares son de sección constante y se debe de realizar la comprobación en las

zonas donde exista el máximo momento positivo y el máximo negativo.

112







E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)

A la hora de realizar el estudio de los pilares se observa que no todos los pilares

se encuentran sometidos a los mismos tipos de esfuerzos en cuanto a la magnitud

se refiere, por tanto nos encontramos con varias hipótesis diferentes de estudio

en los pilares, de las cuales las más desfavorables quedan recogidas en las

Tablas 60 y 61 e ilustradas en las Figuras 70 a 75.

Hipótesis 1. Nd= 25,642 KN; Md= 70,06 KNm (Pilar central de 7,85m

IPE-240)


MEd (KNm) X= 5 m 35,84 70,06

NEd (KN) 22,517 25,642

VEd (KN) 20,435 42,529

Tabla 60. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares del SCV (Hipótesis 1)


113



114

Hipótesis 2. Nd= 11,707 KN; Md= 83,91 KNm (Pilares intermedios de

6,925m IPE-240)


MEd (KNm) X= 4,74 m 15,7 83,91

NEd (KN) 8,954 11,707

VEd (KN) 15,202 41,253

Tabla 61. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para los pilares del SCV (Hipótesis 2)


115



116

Como se puede observar, nos encontramos ante una situación en la cual uno de

los pilares presenta un mayor axil frente al momento y otro pilar en que sucede

todo lo contrario.

Ante una situación de este tipo lo que hay que hacer, es comprobar ambos

pilares puesto que a priori se desconoce cuál de los dos es el que soporta un

mayor esfuerzo en combinación. Pero al igual que sucedió en el estudio de los

pilares del pórtico interior, la diferencia de momento flector es considerable y

por consiguiente se estima que los pilares más desfavorables serán los de

6,925 m, es decir, los intermedios correspondientes a la “Hipótesis 2”.

4.2.1.2.1 Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).


Vc,Rd = Vpl,Rd =

√

)

√ KN; donde:

fyd: fy/γM0 = 275/1,05




cortante.



117

Resultados CYPE:


4.2.1.2.2. Comprobación a flexión.




C= (120-6,2-30)/2= 41,9

ALA=41,9/9,8= 4,27


118

9ε= 9*√

= 8,31 > 4,27 → CLASE 1


C= 240-2*9,8= 220,4

ALMA= 220,4/6,2= 35,55


72ε= 72*√

= 66,56 > 35,55 → CLASE 1





Mpl,Rd = Wpl * fyd


366*103 mm


Mpl = 366*103 * (275/1,05)= 95,857 KNm


119

Resultados CYPE:


4.2.1.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2)

Nuevamente, el estudio del cumplimiento del E.L.U de pandeo debe desdoblarse

en la comprobación respecto a los dos planos principales de la estructura.

Plano del pórtico (XZ).

Para la comprobación del dimensionamiento de los perfiles del sistema

contraviento, se deben de comprobar para los dos pórticos de fachada (frontal y

trasero). Sin embargo, el pórtico frontal cuenta con una viga de arriostramiento

central colocada a una altura igual a la entrada de la nave que sirve como marco

de apoyo para los elementos de elevación de las puertas.

Esta viga, que posteriormente se calculará, no solo presenta un efecto de

reducción del β de pandeo sino también de reducción de la longitud de los

pilares lo que lleva consigo que sea necesario un menor perfil para el

cumplimiento de E.L.U de pandeo.

120

Es por esta razón que para la comprobación de pandeo se realicen los cálculos en

el pórtico trasero que no cuenta con ninguna viga de arriostramiento central,

estando de esta manera dentro del lado de la seguridad.

Como se desconoce el comportamiento real de intraslacionalidad que puede

presentar el nudo superior, en primer lugar se procederá al cálculo manual del β

de pandeo según lo establecido en el apartado 6.3.2.5 del CTE DB SE-A.

Donde los coeficientes de distribución η1 y η2 se obtienen de:

Cálculo de β.

1. η1= )

)

= 0,211

2. η2= 0 (Empotramiento en la base).

3. β= )

) = 0,536 1 → βz= 0,536

Plano perpendicular al pórtico (YZ).

En este caso se considera que la cabeza del pilar que encuentra sujeta por la viga

del pórtico, por tanto, al estar empotrado en la base y apoyado en la cabeza, se

considera un βy= 0,7.

Una vez se han determinado y establecido los β de pandeo para cada dirección

de los pilares del sistema contraviento, se procede ahora sí, a la verificación del

E.L.U de pandeo.

Esta verificación tiene como objetivo comprobar que el pilar no supera en

ningún caso la tensión crítica de pandeo en ninguno de los dos planos de

funcionamiento.

121

4.2.1.3.1. Pandeo por compresión.



1. βy = 0,7; βz = 0,536

2. λky =[(0,7*6925*√ )/99,7*π]= 0,56 < 2

λkz =[(0,536*6925*√ )/26,9*π]= 1,589 < 2

3. αy = nº curva = 0,21

αz = nº curva =0,34

4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 0,695

ϕz = 0,5[1+αz*(λz-0,2)+λz2] = 1,998

5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy

2)1/2

= 0,904

χz = 1/(ϕz+(ϕz2-λz

2)1/2

= 0,312

6. Nb,Rd = (χz*A*fy)/1,05 = 319,503KN

Nb,Rd = 319,503 KN >NEd (11,707 KN) → CUMPLE

122

Resultados CYPE:


4.2.1.3.2. Pandeo por flexocompresión.


123


1. λy = 0,56

2. λz = 1,589

3. χy = 0,904

4. χz = 0,312

5. Cm = 1

6. Nc,Rd = A*fy/γM1 = 9100*275/1,05=1,024*106

7. Ky = 1+(λy -0,2)*(NEd/χy*Nc,Rd)= 1,004

8. Kz = 1+(2*λz -0,6)*(NEd/χz*Nc,Rd)= 1,019

9. χLT= 1 en piezas no susceptibles a pandeo por torsión

10. αy = 0,6

11. eN = 0 (salvo en perfiles clase 4)

12. Ky,LT = 1-

*

* (0,6+λz) =1-

*

* 2,189

= 0,983

13. Para toda la pieza:

Ky*

=0,879 < 1 → CUMPLE

14. Piezas no susceptibles a pandeo por torsión:

15.

αy* Ky*

= 0,564 < 1 → CUMPLE

124

Resultados CYPE:


125

4.2.2. Dimensionamiento de la jácena.

En este apartado se comprobará el dimensionamiento de la jácena del pórtico de

fachada, que ya se dimensionó en el capítulo anterior resultando un IPE-300,

cuyas características quedan reflejadas en la Tabla 62:

Tabla 62. Características geométricas de la sección de la jácena del pórtico de fachada

Estos pórticos son un elemento importante, pues recoge las cargas de la cubierta

para trasladarlas a los pilares, y además forma parte también de la viga

contraviento.

Estos dos pórticos son diferentes a los demás ya que al contar con los pilares del

sistema contraviento, presentan unas leyes de esfuerzos completamente

diferentes que se modelizan en la Figura 80 como una viga contínua de tantos

apoyos como pilares del pórtico se tengan:

Figura 80. Modelo estructural de los pórticos de fachada

126


Al igual que se hizo anteriormente con los pilares contraviento, se van a

comprobar los criterios de “integridad de los elementos constructivos" y de

“apariencia”.

4.2.2.1.1. Criterio de Integridad.

La comprobación de integridad se hace para todas las combinaciones

características de acciones, obteniendo las flechas relativas activas, por tanto hay

que descontar las cargas debidas al peso propio.

Habrá que evaluar las flechas tanto en sentido gravitatorio como las debidas a la

succión del viento en las cubiertas. Los valores de carga mayores que se deben

considerar son:

Situación 1: 1*Q → q= 1*1,1 = 1,1 KN/m

Situación 2: 1*G + 1*(VF1+VIP) = 1*1,13 + 1*(-2,46) = -1,33 KN/m

En la combinación de viento de succión sí que se considerará la carga de peso

propio, puesto que va en sentido contrario a la succión para así descontar esta

flecha en la evaluación de la flecha relativa.

Como se puede observar, la situación 2 será la más desfavorable, por lo que se

deberá de utilizar ésta como la situación dimensionante establecida en CYPE

como la combinación PP+V(0º)H3.

La flecha se produce debido a la flexión, y ésta es máxima en el primer vano de

la jácena, concretamente en x=2,088 m desde el nudo con un valor de 2,02 mm.

Fr,ij =

| |

| | = 1,61*10-3

< 3,33*10-3

donde:

- fi: y(0) m = 8,734*10-3

m

- fj: y(x) m = 2,02*10-3

m

- x: 2,088 m

Por tanto, el perfil IPE-300 cumple el criterio de Integridad del E.L.S.

4.2.2.1.2. Criterio de Apariencia



combinación PP+V(0º)H3. Pero al ser una cubierta accesible únicamente para

mantenimiento, el factor de combinación ψ tiene el valor de cero, por tanto, la

127

combinación más desfavorable pasa a considerar solamente el valor del peso

propio (PP).

Fr,ij =

| |

| | = -3,05*10-4

< 3,33*10-3

donde:

- fi: y(0) m = 5*10-5

m

- fj: y(x) m = 1,48*10-3

m

- x: 2,348 m

Por tanto, el perfil IPE-300 cumple el criterio de Apariencia del E.L.S.








E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)

Los valores de los esfuerzos sobre la jácena del SCV se representan de forma

analítica en la Tabla 63 y de forma gráfica en las Figuras 81 a 83:

Perfil IPE-300.

Tramo vano 1 (0 – 5,25m) Tramo vano 2 (5,25 – 10,5m)

Esfuerzo x=0 x=5,25 x=5,25 x=10,5

NEd (KN) -14,699 -12,816 21,208 23,110

VEd (KN) -12,368 -6,747 2,963 8,734

MEd (KN/m) -26,52 -0,48 5,75 (x=7,6m) -7,22

Tabla 63. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la jácena del SCV (Hipótesis 2)

128

Figura 81. Esfuerzo axil sobre la jácena

Figura 82. Esfuerzo cortante sobre la jácena

Figura 83. Esfuerzo flector sobre la jácena

129

4.2.2.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).


Vc,Rd = Vpl,Rd =

√

)

√ KN; donde:

fyd: fy/γM0 = 275/1,05




cortante.


12,368 < 0,5* Vc,Rd → 12,368KN < 194,306KN → No hay interacción.

Resultados CYPE:

En este caso, CYPE ha utilizado como referencia un valor de VEd= 15,89 KN

procedente de la combinación E.L.U =1,35*PP + 1,5*V(0º)H4 + 0,75*N(EI),

que a efectos prácticos se aleja bastante de ser una diferencia apreciable en el

dimensionamiento. Dichos resultados se muestran a continuación en la Figura

84:


130

4.2.2.2.2. Comprobación a flexión.




C= (150-7,1-2*15)/2= 56,45

ALA= 56,45/10,7= 5,27


9ε= 9*√

= 8,31 > 5,27 → CLASE 1


C= 300-2*10,7= 278,6

ALMA= 278,6/7,1= 39,24


72ε= 72*√

= 66,56 > 39,24 → CLASE 1


131




Mpl,Rd = Wpl * fyd


628*103 mm

3 (dato Prontuario).

Mpl = 628*103 * (275/1,05)= 164,48 KNm

MEd < Mpl → 26,52KNm < 164,48KNm → CUMPLE

Resultados CYPE:


132

4.2.2.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).

Por último se verifica que el IPE-300 cumple el E.L.U de pandeo con las

comprobaciones de esbeltez y de tensiones.

Importante es remarcar que al igual que ocurría en la jácena del pórtico interior,

la disposición de las correas en la cubierta impide el pandeo en el plano XY. Por

tanto, todos los cálculos que se harán a continuación serán en relación al plano

del pórtico (XZ).



A efectos de pandeo, se considerará apoyada en los cinco pilares de fachada, por

tanto se tendrá:


1. βy = 1

2. λky =[(1*21000*√ )/125*π]= 1,935 < 2

3. αy = nº curva = 0,21

4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 2,554

5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy

2)1/2

= 0,234

6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 329,717 KN

Nb,Rd = 329,717 KN > NEd (23,110 KN) → CUMPLE

133

Resultados CYPE:


4.2.2.3.2. Pandeo por flexocompresión.


134

Resultados CYPE:


4.2.3. Dimensionamiento de las placas de anclaje.

Una vez dimensionado el pilar y la jácena del sistema contraviento, se procede a

calcular la placa de anclaje que unirá el pilar con la cimentación.

La combinación de acciones que genera una mayor flexión sobre la placa es la

misma que la que se tuvo en cuenta en el dimensionado del pilar, es decir:

E.L.U= 1,35*Gk + 1,5*Qk + 0,75*N

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)

En este caso, los cálculos se realizarán con los datos correspondientes a la zona

de empotramiento del pilar en la base expuestos en la Tabla 64:

135


MEd (KNm) X= 4,74 m 15,7 83,91

NEd (KN) 8,954 11,707

VEd (KN) 15,202 41,253

Tabla 64. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para las placas de anclaje

Tal y como se estableció en el apartado 2.5.3, la zapata será de un hormigón

HA-30 (γc=1,5) y el material de la placa, cartelas y pernos será de acero S275 JR

(γs=1,05)

Para llevar a cabo el dimensionamiento de la placa de anclaje, lo primero es

establecer unas dimensiones mínimas de la placa para poder aguantar las

solicitaciones y también para poder llevar a cabo la colocación de los pernos.

Los pernos más comúnmente utilizamos son de acero B400 o B500 y con unos

diámetros que rondan 10 – 36 mm.

Predimensionamiento:

De manera empírica, se opta en la práctica por dejar un vuelo de la placa de unos

100 mm a cada lado del perfil del pilar, de modo que si el perfil del pilar es el

IPE-240, las dimensiones de la placa de anclaje quedarían definidas como:

a=240+200= 440 mm

b= 120+200= 320 mm

Por tanto, se contaría con una placa de 440x320 mm, con un espesor de placa

hipotético de 25 mm y un número de 8 pernos de ϕ25 mm.

Las disposiciones constructivas de la placa, deberán de cumplir las exigencias


136

Figura 88. Disposiciones constructivas de la placa (CTE DB SE-A.8.5.1)

Disposiciones constructivas

e1 1,2*25= 30 mm e2 1,5*25= 37,5 mm

40+ 4*25= 140 mm 40+ 4*25= 140 mm

12*25= 300 mm ó 150 mm 12*25= 300 mm ó 150 mm

e1= 50 mm e2= 50 mm

p1 2,2*25= 55 mm p2 3*25= 75 mm

14*25= 350 mm 14*25= 350 mm

200 mm 200 mm

p1= 340 mm p2=73,3 mm

Área eficaz:

El área eficaz de contacto queda representada por la superficie comprimida, que

se define como las secciones de acero correspondientes a los pernos de anclaje

destinados a trabajar a tracción o cortante. Estará formada por la región de basa

limitada por segmentos de recta paralelos a las caras del perfil a una distancia

137

“c” de dichas caras que queda definida según el aparatado 8.8.1 del CTE DB SE-

A:

1) En la Figura 89 se procede al cálculo de la dimensiones del área portante

equivalente, para ello se supondrá una zapata de hormigón de

250x250x100 cm, un poco más pequeñas que las calculadas anteriormente

para los pórticos interiores.

Figura 89. Representación de los parámetros de cálculo

a1= a+h= 440 + 1000= 1440 mm

b1= b+h= 320 + 1000= 1320 mm

ar =

1030

br =

1090

2) Kj= √

=1,3 5

3) fjd= βj*Kj*fcd 3,3*fcd= (2/3) * 1,3 * (30/1,5)= 17,33 MPa 66 MPa.

138

C = 25*√

= 53,82mm

Por lo tanto el Área eficaz quedaría definida tal y como se muestran en la Figura

90:

Figura 90. Representación del área eficaz

Aef = hef x bef = (240+2*53,82) * (120+2*53,82) = 79136,77 mm2

Comprobación a tensión del hormigón:

1) Excentricidad → e= MEd/NEd = (83,91*106 / 11,707*10

3)= 7167,51mm

2) hef /6= 347,64/6= 57,94mm

Por tanto se cumple que e > hef /6

3)

Figura 91. Esquema de esfuerzos placa-hormigón

139

Zd= 240/2 – tf/2 = 110 – 4,9= 105,1mm

Zi= 440/2 – e1 = 220 – 50= 170mm

SISTEMA DE ECUACIONES

∑ Fv C-T= NEd → C-T= 11,707*103

∑ M → C*Zd + T*Zi= MEd → C*105,1 + T*170= 83,91*106

C = 312250,78 N

T = 300543,78 N

4) Se debe cumplir que:

σh =

< fjd; donde:

lef = tf + 2*c = 9,8 + 2*53,82 = 117,44

bef = 120 + 2*53,82 = 227,64

fjd = 17,33 MPa

σh= 312250,78 / (227,64*117,44) = 11,68MPa < 17,33MPa → CUMPLE

Resistencia a cortante del conjunto:

Se debe cumplir que: VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd

1) Ff,Rd = Cf * Nc,Sd = 93675,23 N; donde:

Cf : Coeficiente de rozamiento entre la placa base y el hormigón. 0,3 para

morteros especiales o contacto directo con el hormigón.

Nc,Sd: Fuerza de cálculo a compresión transmitida por el pilar. El valor de

compresión (C) calculado en el apartado anterior.

2) Fvb,Rd = (αb*fub*As)/ γM2= 62635,5 N; donde:

αb: 0,44-0,0003*fyb.

fyb:500.

fub:550.

As: Área perno (ϕ25 mm).

γM2: 1,25.

3) Fv,Rd = 93675,23+ 8*62635,5 = 594759,23 N

VEd Fv,Rd = Ff,Rd +n*Fvb,Rd

41,253*103

N 594,759*103

N → CUMPLE

140

Pernos a tracción y corte:

1) CORTANTE: Como el rozamiento resiste todo el cortante (Ff,Rd > VEd), no

procede su comprobación.

2) TRACCIÓN: Debe cumplirse que: Ft,Ed < Ft,Rd

Ft,Ed = T / nº pernos a tracción = 300543,78 / 4 = 75135,95 N

Ft,Rd = (0,9*fub*As) / γM2 = 194386,04 N

Ft,Ed < Ft,Rd

75135,95 N < 194386,04 N → CUMPLE

3) CORTANTE Y TRACCIÓN: No procede porque no hay cortante

considerable a efectos de cálculo.

Comprobación de la chapa a flexión:

Se debe cumplir que: MEd < Mpl,Rd

3) MEd = (T / nº pernos) * b = (300543,78 / 4)*50 = 3756797,25 Nmm

4) Mpl,Rd = (W*t2*fyd)/4 = (125 * 25

2 * (275/1,05)) / 4) = 5115327,38 Nmm;

donde:

b: 50 mm

W: ϕ + 2*b = 125 mm

MEd < Mpl,Rd

3756797,25 Nmm < 5115327,38 Nmm → CUMPLE

Por tanto, comprobando manualmente la placa de anclaje se determina que la

placa debe de tener unas dimensiones de 440x320x25 mm, con 8 pernos de ϕ25

mm y todo en acero S275.

Una disposición muy parecida a la que ofrece directamente CYPE, por lo tanto

la comprobación es válida.

141

Resultados CYPE:

Figura 92. Representación de la placa y tornillos propuesto por CYPE

142

Tabla 65. Características técnicas de la placa de anclaje

4.2.4. Dimensionado de la cimentación.

En el apartado 2.5.3 se fijaron los materiales para la zapata que son por un lado

hormigón HA-30 (γc= 1,5) y por otro lado el acero de las armaduras B500 SD

(γs= 1,15). También se estableció en el apartado 2.5.4 que las zapatas

descansarán sobre una capa de hormigón de limpieza de 10 cm tal y como marca

la norma EHE-08. Anejo 18.

En el proceso de cálculo se deberán de comprobar una serie de E.L.U para

garantizar que la seguridad estructural del elemento constructivo en cuestión, en

este caso la cimentación, cumpla con lo establecido en el CTE DB SE-C.

Estas comprobaciones se pueden aunar en las siguientes:

E.L.U. de equilibrio, seguridad al vuelco.

143

E.L.U. de agotamiento del terreno.

E.L.U. de agotamiento de la estructura de cimentación.

4.2.4.1. E.L.U. Seguridad al vuelco.

Según la EHE-08, habrá que comprobar que bajo la hipótesis de carga más

desfavorable, no se sobrepasen los límites de equilibrio, es decir, que el valor de

cálculo de los efectos de las acciones estabilizadoras sea mayor que el valor de

cálculo de los efectos de las acciones desestabilizadoras:

Dado que los efectos producidos por las acciones son momentos, la condición de

estado límite último de equilibrio puede ponerse como:

→ γd,estab * γd,desestab *

Por tanto la expresión quedaría como:

Donde los valores de los coeficientes de seguridad se multiplican directamente

sobre los resultados y se obtienen de la Tabla 66:

γE: Coeficiente parcial para el efecto de las acciones.

Tabla 66. Coeficientes parciales de seguridad (tabla 2.1 CTE DB SE-C)

144

Por tanto, se debe de cumplir que:

= 2

Dimensionado de la zapata:

Como se puede observar en la ecuación anterior, sobre la zapata actúan una serie

de esfuerzos, de entre los cuales unos contribuirán a la estabilidad de la zapata

(Fuerzas estabilizadoras) y otras contribuirán a la inestabilidad (Fuerzas

desestabilizadoras).

Como “Fuerzas Estabilizadoras” se encuentran:

- Peso propio de la zapata.

- Axil de cálculo sobre el pilar

Como “Fuerzas Desestabilizadoras” se encuentran:

- Esfuerzo Cortante sobre el pilar (en la base).

- Momento flector sobre el pilar (en la base).

Por tanto, haciendo un equilibrio de momentos aplicados sobre un modelo de la

zapata en cuestión, y estableciendo el cumplimiento de la ecuación desarrollada

al comienzo de este apartado, se puede llegar a determinar a través de un

procedimiento iterativo las dimensiones de la propia zapata.

Se considerará el peso propio de la zapata como una fuerza siempre estabilizante

y para su cálculo se deberá de considerar un peso específico del hormigón (γh)

de 25 KN/m3 y un ancho de zapata h = 0,7 m tal y como se representa en la

Figura 93:

Figura 93. Modelo de cálculo al vuelco de la cimentación

145

∑Md,estab= PP*

+ NEd*

= a*a*h*25*

+ 11,707*

=17,5a

3 + 5,854a

∑Md,desestab= VEd * h +MEd = 41,253*h + 83,91

Si se satisface la ecuación anterior:

= 2; → a =2,30 m

Por tanto, de forma analítica, se determina que la zapata debería de tener unas

dimensiones aproximadas de 230x230x70 cm

CYPE 3D considera todos estos datos en la combinación de acciones más

desfavorable y ofrece una propuesta de zapatas, en cuanto a dimensiones

geométricas, para cada uno de los pilares de la nave y también calcula la cuantía

de armaduras necesarias para cada una de las zapatas.

Al tratarse de una nave industrial simétrica, para facilitar todo el proceso

constructivo de la cimentación, se extrapolará la zapata que presente una mayor

solicitación al resto de los pilares. De esta forma todas las zapatas

correspondientes a los pilares del sistema contraviento tendrán las mismas

características.

CYPE propone una zapata de dimensiones 260x260x60 cm para la que se

cumple el E.L.U de Seguridad al vuelco. Por lo tanto como se puede comprobar,

el dimensionado es correcto.

Resultados CYPE:

Tabla 67. Verificación de seguridad al vuelco por CYPE

4.2.4.2. E.L.U. Agotamiento del terreno.

A continuación se realiza la comprobación de agotamiento del terreno que marca

el CTE DB SE-C para la zapata de dimensiones 260x260x60 cm, que ha

verificado el E.L.U de seguridad al vuelco.

Suponiendo que la tensión máxima admisible del terreno sea de 0,3 MPa, se

deben de cumplir una serie de comprobaciones:

Esta comprobación se ha realizado para la combinación de acciones más

desfavorable es la misma que la que se utilizó en la comprobación al vuelco del

apartado anterior (E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI)) cuyos

valores de sus acciones sobre la base del pilar se representan en la Tabla 68:

146

Esfuerzos Base pilar

MEd (KNm) 83,91

NEd (KN) 11,707

VEd (KN) 41,253

Tabla 68. Esfuerzos de cálculo (más desfavorables) para la zapata

Comprobación agotamiento:

El peso de la cimentación y la excentricidad geométrica serán:

P = a*b*h*γh = 2,6*2,6*0,6*25= 101,4 KN

e = a/2 = 2,6/2 = 1,3 m

Seguidamente, se trasladan las acciones a la base de la zapata, para ver cómo

afecta al terreno las cargas aplicadas tal y como se ilustra en la Figura 94:

Figura 94. Modelo de cálculo de esfuerzos en la base de la zapata

Ns,k = P + NEd = 113,107 KN


Vs,k = VEd = 41,253 KN

Una vez conocidas las acciones transmitidas al terreno, se calcula el área

equivalente. Para ello lo primero que hace falta es calcular las excentricidades de

cargas respecto de los ejes, que en este caso, a ser una zapata cuadrada será la

misma en los dos ejes.

eeq = Ms,k / Ns,k = 0,826 m

Una vez definida la excentricidad equivalente, lo que se hace es calcular el área

equivalente como:

A= a x a;

Aeq = (a-2*eeq) x (a-2*eeq) = 0,898 m2 0,9 m

2

147

Por último se calcula la presión total bruta media (qb), comparándola con la

resistencia del terreno (qs)

qb = Ns,k / Aeq = 125,64 KN/m2 < qs = 300 KPa = 300 KN/m

2 → CUMPLE.

Resultados CYPE:

Figura 95. Verificación de agotamiento del terreno por CYPE

4.2.4.3. E.L.U. Agotamiento de la cimentación.

La EHE-08.58.2 a efectos de estado límite de agotamiento establece una

clasificación para encepados y zapatas en función de la relación entre su vuelo

máximo y el canto:

Si Vmáx > 2*h → Zapata Flexible

Si Vmáx < 2*h → Zapata Rígida.

El vuelo máximo de la zapata será:

Vmáx=

-

= 1,18 m < 1,2 m → ZAPATA RÍGIDA.

Vmáx=

-

= 1,24 m 1,2 m → ZAPATA RÍGIDA.

Al igual que en el apartado anterior, se trasladan las acciones a la base de la

zapata, para ver cómo afecta al terreno las cargas aplicadas para un P = 101,4

KN (Peso propio) y una e = 1,3 m (excentricidad geométrica):

Ns,k = P + NEd = 113,107 KN


Vs,k = VEd = 41,253 KN

En este tipo de elementos no es aplicable la teoría general de flexión y es

necesario definir un modelo de bielas y tirantes de acuerdo con los criterios

indicados en la EHE-08. El modelo a utilizar es el representado a continuación,

donde la armadura principal se obtendrá para resistir la tracción Td indicada en el

modelo de la Figura 96:

148

Figura 96. Modelo del método de bielas y tirantes (EHE-08)

Dimensionamiento zapata:

1) ECUACIONES DE EQUILIBRIO

∑Fy: N1d +N2d=Nd → N1d +N2d=113,107 *103 N

∑M: N1d *

– N2d *

= Md → N1d *

– N2d *

= 93,44 * 10

6 Nmm

2) σ=

;

σ1= 0,0167318 N/mm2

σ2 = 0,0167317 N/mm2

3) σ3= σ1 -

*(Vmáx +

) = 0,0167317 N/mm

2

4) R1d =

* (Vmáx +

)*B = 53943,16 N

5) X1 =

( )

)

( )

)

= 620 mm

d´ = 620 – 50 = 570 mm

149

6) Td =

* X1 = 69029,43 N

De esta manera, una vez que se sabe cuál es la solicitación a tracción a la que se

encuentra sometida la zapata, se puede definir la cuantía mínima de armadura de

dicha cimentación:

ARMADURA MÍNIMA DE CÁLCULO

Queda definida mediante la siguiente relación: As = Td / fyd

→ As = 69029,43 / (500/1,15) = 158,77 mm2

ARMADURA MÍNIMA GEOMÉTRICA

Según lo establecido en el artículo 42.3.5 de la EHE-08:

→ As,geo 0,9‰ * Ac =

* (2600*600) = 1404 mm

2

Finalmente, la cuantía de armado en las zapatas queda definida como:

→ 1404 mm2 → 12,42 13 Ø12

7) Separación entre armaduras.

La separación entre los redondos queda definida por la siguiente ecuación:

S =

=

= 20,8 cm

Por tanto, de una forma analítica se estima que la distribución de las armaduras

de la zapata será la siguiente:

Armado:

Eje X: 13 Ø12c/20,8 cm

Eje Y: 13 Ø12c/20,8 cm

Resultados CYPE:

CYPE resuelve esta problemática al introducirle los datos relacionados de las

dimensiones geométricas de la zapata y los datos de resistencia del suelo

ofreciendo una distribución y cuantía de armaduras en la Tabla 69:

150

Tabla 69. Verificación de la cuantía de armadura de la zapata por CYPE

Armado Superior.



Armado Inferior.



Por lo tanto, como se puede comprobar, el dimensionado es correcto.

4.2.4.4. E.L.U. Anclaje de las armaduras.

Una vez calculadas las armaduras necesarias, se debe determinar la longitud de

anclaje para las barras calculadas en el apartado anterior. Para ello, se seguirán

las instrucciones establecidas en la EHE-08.

Según lo establecido en el artículo 69.5.1 las longitudes de anclaje dependen,

entre otros factores, de las propiedades de adherencia de las barras y de la

posición que éstas ocupan en la pieza de hormigón.

Para el caso que nos ocupa, las armaduras longitudinales de la zapata se

encuentran en “POSICION I” de adherencia buena que durante el hormigonado

forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º.

Para las barras en posición I la longitud básica de anclaje queda definida como:

151

Donde:

- Ø: Diámetro de la barra en mm.

- m: Coeficiente numérico con los valores indicados en la Tabla 70 en

función del tipo de acero.

- fyk: Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.

Tabla 70. Coeficiente “m” en función del tipo de acero (tabla 69.5.1.2.a, EHE-08)

Lbl = máx (1,3*122,

* 12) = 300 mm.

Una vez conocida la longitud básica, se determina la reducción de la misma por

el empleo de dispositivos de anclaje y por armadura superabundante, obteniendo

la longitud neta de anclaje “Lb,neta”:

Donde:

- β: factor de reducción definido en la Tabla 71.

- As: Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se

ancla la armadura.

- As,real: Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual

se ancla la armadura.

152

Tabla 71. Coeficiente “β” definido (tabla 69.5.1.2.b, EHE-08)

Lb,neta = 300*β*

= 286,48*β = 286,48 mm.

Si la longitud del anclaje puede ser contenida dentro de las propias dimensiones

de la zapata, es decir, que la longitud neta de anclaje sea menor que la longitud

disponible desde la sección de referencia, entonces la barra se puede anclar en

prolongación recta y no será necesaria la terminación en patilla.

En el caso de que el espacio que quede para el anclaje se encuentre entre la

longitud neta de anclaje y un 70 % de ésta, si será necesaria la terminación en

patilla o bien en barra transversal soldada.

Para el caso de las zapatas rígidas, esta sección de referencia es la que se obtiene

del apartado 58.4.1.1 de la EHE-08 para el cálculo de agotamiento de la

cimentación. El anclaje se mide a partir del punto de aplicación X1 de la

resultante mayor de las tensiones que se calculó para conocer la solicitación a

tracción a la que se encuentra la zapata en el apartado anterior.

Ldisp = A/2 – a/4 – X1- rnom > 286,48 mm

→ 510 mm > 286,48 mm → CUMPLE.

Se concluye por lo tanto, que la longitud de anclaje de las barras longitudinales

puede ser embebida dentro la longitud disponible de la propia zapata y no será

necesaria la terminación de éstas en patilla, tal y como aparecen dimensionadas

en la Figura 97.

De esta manera, ya quedaría definido al completo todo el plano de cimentación

de la nave industrial que en la Figura 98 se ilustra:

153

Figura 97. Representación gráfica de la zapata de los pilares de los pórticos (CYPE 3D)

Figura 98. Vista en planta de la parrilla de cimentaciones (CYPE 3D)

154

4.3. Dimensionamiento de la viga contraviento.

Una vez dimensionados los pilares y la jácena del pórtico de fachada, se procede

a dimensionar el resto de elementos de la viga contraviento, como son los

montantes y las diagonales. En el caso de los montantes de los extremos, se

consideran parte del arriostramiento lateral y por tanto se calcularán en el

próximo apartado 4.4.

4.3.1. Diagonales.

Todas las barras se hacen iguales y el proceso de dimensionamiento que se

seguirá será el del elemento trabajando a compresión, que es el más restrictivo.

Se utilizarán perfiles L ya que proporcionan una buena compatibilidad para las

conexiones con otros elementos estructurales cuyas características técnica se

exponen en la Tabla 72:

Tabla 72. Características geométricas de la sección de las diagonales de arriostramiento

Las comprobaciones a realizar en estos elementos son las mismas que en el resto

de elementos principales descritos anteriormente:


Al estar trabajando con luces grandes, se debe verificar el E.L.S de deformación

atendiendo al criterio de apariencia, donde únicamente es válida la combinación

del PP, donde se presenta una flecha de valor

155

En esta nave industrial, la longitud de las diagonales es de:

Ld= (5,332

+ 5,52)1/2

= 7,66 m.

Además se consideran biapoyadas, por tanto para un perfil L40x40x4:

fr=

)

<

→ Iy >

*

= 3,9 *

→

→ Iy > 0,000197*106 mm

4.

0,0186*106 > 0,000197*10

6 mm

4 → CUMPLE.


Con respecto a las diagonales es muy importante aclarar la siguiente cuestión.

La forma de proceder que tiene CYPE respecto al cálculo de los tirantes es que

para cada combinación de hipótesis, cuando se obtienen los esfuerzos finales en

cada tirante, en aquellos en los que el axil resulta de compresión se procede de la

siguiente manera:

1) Se anula el axil del tirante comprimido.

2) Dicho valor del esfuerzo se suma al axil del otro tirante que forma parte del

recuadro de arriostramiento.

3) Con la nueva configuración de axiles en los tirantes se procede a restituir el

equilibrio de los nudos.

Es decir, lo que hace CYPE es eliminar el axil del tirante comprimido (C=0) y se

le suma al tirante traccionado (T*= T +|C|).

De esta manera, aunque existan barras que se encuentran sometidas a un esfuerzo

axil de compresión, únicamente comprobando el esfuerzo a tracción resultante se

establece una situación más desfavorable para el perfil y por tanto más de cara al

lado de la seguridad.

Por lo tanto, se comprobará la resistencia de la sección a una tracción amplificada

con el objetivo de no ser necesaria una comprobación a E.L.U de pandeo debido a la

compresión.

4.3.1.2.1. Comprobación a tracción.


Para la situación más desfavorable en cuanto al esfuerzo axil sobre los tirantes se

refiere (E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(180º)H4 + 0,75*N(EI)), se debe cumplir

que:

156

NEd A*fyd

NEd = 52,462 KN.

A=308 mm2 (L 40x40x4).

fyd = 275/1,05.

52,462 KN 80,666 KN → CUMPLE

Resultados CYPE:

Figura 99. Verificación de dimensionamiento a tracción (CYPE)


La diagonal del arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la

comprobación de tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el

criterio de esbeltez.

Además, hay que tener en cuenta en los cálculos que la diagonal se doblará para

el trabajo del arriostramiento, por tanto la longitud de la diagonal se deberá de

considerar la mitad.


1. βy = 1

2. λky =[(1*(8600/2)*√ )/15,2*π]= 3,26 < 4 → CUMPLE

157

4.3.2. Montantes.

Si los montantes extremos se consideran pertenecientes al arriostramiento lateral,

entonces solo se dispone de tres montantes de la viga contraviento cuyas

características técnica se exponen en la Tabla 73. Los que recogen la acción del

viento de los tres pilares centrales del pórtico de fachada trabajarán

fundamentalmente a compresión.

Tabla 73. Características geométricas de la sección de los montantes de arriostramiento

Las comprobaciones a realizar en estos elementos son las mismas que en el resto

de elementos principales descritos anteriormente:


En este caso, NO es necesario realizar la comprobación de deformación puesto

que para aparecer flechas es necesario que existan momentos, esfuerzos que

solamente se originan ante la aparición de cargas aplicadas sobre la barra de una

forma puntual o de una forma distribuida.

Aunque no lo parezca, sobre los montantes no aparecen cargas directamente

aplicadas, ya que las cargas de nieve o viento sobre la cubierta actúan sobre las

correas en primera instancia y éstas las transmiten hacia las jácenas sobre las que

se apoyan, y no sobre la viga contraviento.

158

Como los montantes tienen una longitud de 5,5 m (< 6 m), no es necesario

tampoco considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el

criterio de apariencia.


Al ser el montante un elemento que trabaja únicamente a compresión, no tiene

sentido calcular su resistencia a nivel de sección ya que su solicitación a pandeo

será siempre más restrictiva.


La comprobación de estabilidad a pandeo de la pieza se realizará sobre el

montante más solicitado que en este caso es el montante correspondiente al pilar

central del pórtico de fachada.

Concretamente para la combinación que presenta un mayor valor de axil de

compresión, es decir:

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI).

NEd = -79,154 KN.



El montante será un elemento que trabaja a compresión, y que se puede

considerar como biapoyado, por tano:


1. βy = 1

2. λky =[(1*5500*√ )/57,4*π]= 1,104 < 2

3. αy = nº curva = 0,21

4. ϕy = 0,5[1+αy*(λy-0,2)+λy2] = 1,204

5. χy = 1/(ϕy+(ϕy2-λy

2)1/2

= 0,594

6. Nb,Rd = (χy*A*fy)/1,05 = 255,137 KN

Nb,Rd = 255,137 KN > NEd = (79,154 KN) → CUMPLE

Como se puede comprobar el perfil IPE-140 cumple muy sobradamente la

solicitación a pandeo, pero no se puede colocar un perfil menor debido a las

diagonales calculadas anteriormente, ya que se debe cumplir que la relación

entre el área de los tirantes y el menor perfil en el recuadro arriostrado sea

inferior a la recomendada (> 20 %).

159

→

= 18,78 %.

Resultados CYPE:


4.4. Dimensionado del arriostramiento de fachada lateral.

Una vez dimensionados todos los elementos de la viga contraviento, falta por

determinar los perfiles que configuran el arriostramiento de la misma tal y como

se muestra en la Figura 101:

160

Figura 101. Detalle de arriostramiento lateral

4.4.1. Montantes.

La comprobación de este elemento es muy similar a la realizada en la viga

contraviento con valores de tensión inferiores, por tanto se puede concluir que al

tener la misma longitud la condición de esbeltez, es exactamente la misma que la

realizada en el apartado 4.3.1.3. Así que el perfil IPE-140 será el elegido,

recordando también la condición de relación entre áreas de perfil y tirante que

debe cumplirse (< 20 %).

4.4.2. Diagonales.

La diagonal del arriostramiento es un elemento que trabaja a tracción, con un

valor de acción correspondiente a la combinación:

E.L.U= 1,35*PP + 1,5*V(90º)H2 + 0,75*N(EI).

NEd = 20,264 KN.

Al igual que se indicó en el estudio de las diagonales de la viga contraviento, las

diagonales se constituirán de perfiles L ya que proporcionan una buena

compatibilidad para las conexiones con otros elementos estructurales.

Sus características quedan recogidas en la Tabla 74:

161

Tabla 74. Características geométricas de la sección de las diagonales de arriostramiento


En esta nave industrial, la longitud de las diagonales es de:

Ld = (6,62 + 5,5

2)1/2

= 8,6 m.

La única carga que podría generar una flecha en la diagonal es el peso propio, no

obstante como la diagonal del arriostramiento no se configura completamente

horizontal, sino con una inclinación de 47,5º respecto de la horizontal, el peso

propio del perfil no genera flechas significativas y por tanto no es necesario

realizar esta comprobación.


4.4.2.2.1. Comprobación a tracción.


Se debe cumplir que:

NEd A*fyd

NEd = 20,264 KN.

A= 308 mm2 (L 40x40x4).

fyd = 275/1,05.

20,264 KN 80,666 KN → CUMPLE

162

Resultados CYPE:



La diagonal del arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la

comprobación de tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el

criterio de esbeltez.

Además, hay que tener en cuenta en los cálculos que la diagonal se doblará para

el trabajo del arriostramiento, por tanto la longitud de la diagonal se deberá de

considerar la mitad.


1. βy = 1

2. λky =[(1*(8600/2)*√ )/15,2*π]= 3,26 < 4 → CUMPLE

4.5. Dimensionado de la viga perimetral.

La viga perimetral canaliza cualquier empuje movilizado por intento de pandeo

de los pórticos interiores a la cruz de San Andrés. Son barras de arriostramiento

que trabajan a tracción cuyas características técnicas quedan recogidas a

continuación en la Tabla 75.

Al igual que cualquier otro elemento de la estructura, se deben verificar los

diferentes estados límites.

163

Tabla 75. Características geométricas de la sección de la viga perimetral

4.5.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE.4.3.3.2).

En este caso, NO es necesario realizar la comprobación de deformación puesto

que para aparecer flechas es necesario que existan momentos, esfuerzos que

solamente se originan ante la aparición de cargas aplicadas sobre la barra de una

forma puntual o de una forma distribuida.

Como los montantes tienen una longitud de 5,5 m (< 6 m), no es necesario

tampoco considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el

criterio de apariencia.

4.5.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2).

4.5.2.1. Comprobación a tracción.


Para la situación más desfavorable en cuanto al esfuerzo axil sobre los tirantes se

refiere (E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(0º)H4 + 0,75*N(EI)), se debe cumplir que:

NEd A*fyd

NEd = 33,094 KN.

A=1640 mm2 (IPE-140).

fyd = 275/1,05.

33,094 KN 429,524 KN → CUMPLE

164

Resultados CYPE:


4.5.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).

Tal y como se había comentado anteriormente, la viga perimetral del

arriostramiento, como elemento traccionado, no está sujeta a la comprobación de

tensiones del E.L.U de pandeo, pero si se debe de cumplir el criterio de esbeltez.


1. βy = 1

2. λky =[(1*5500*√ )/57,4*π]= 1,104 < 4 → CUMPLE

Como se puede comprobar, el perfil escogido como viga perimetral cumple muy

sobradamente las solicitaciones y cumpliría para un perfil menor. No obstante,

puesto que los montantes de la viga contraviento y del arriostramiento lateral

deben ser IPE-140 por motivo de la relación de áreas con los tirantes (< 20 %),

se decide que el resto de vigas de atado también sean de este tipo de perfil con el

fin de facilitar el proceso constructivo y evitar discontinuidades de elementos

que puedan acarrear un problema a la hora de establecer conexiones entre ellos.

165

4.6. Dimensionado de la viga pre-marco de la fachada frontal.

La fachada frontal contará con dos puertas de 5x5,25 m adyacentes en torno al

pilar central del sistema contraviento. Estas puertas, al ser de unas dimensiones

considerables, es probable que sea necesario su anclaje a algún tipo de elemento

estructural para su apoyo, para el cual se ha ideado este sistema de “viga pre-

marco” donde sus características técnicas se recogen en la Tabla 76 de a

continuación.

Sin embargo, esta viga no solamente tendrá una finalidad de elemento de

fijación, sino que también se verá sometida a las posibles acciones de viento.

Además actuará como una especie de arriostramiento lineal del pórtico de

fachada limitando de esta manera las longitudes de pandeo de los pilares del

sistema contraviento de la fachada frontal sin afectar prácticamente nada a los

pilares en los que está apoyada

Esta viga estará constituida por 4 tramos de 5,25 m en una configuración de

estado biapoyada para cada una de las piezas (articulado-articulado en las dos

piezas centrales y rígido-articulado en las dos piezas de los extremos), y al igual

que cualquier otro elemento de la estructura, se deben verificar los diferentes

estados límites.

Tabla 76. Características geométricas de la sección de la viga pre-marco

La combinación de acciones más pésima que se presenta para este elemento es la

siguiente:

166

E.L.U = 1,35*PP + 1,5*V(270º)H1

NEd =30,663 KN; MEd =47,27 KNm; VEd = 36,017 KN

4.6.1. E.L.S. Deformación (CTE DB SE-4.3.3.2)


En el criterio de integridad, se debe verificar que la flecha relativa activa sea

menor que 1/250 ante cualquier combinación característica.


máxima de las piezas centrales de 12,208 mm correspondiente a la combinación

1,35*PP + 1,5*V(270º)H1.



δr =

→



Como las piezas tienen una longitud de 5,25 m (< 6 m), no es necesario tampoco

considerar la flecha producida por su peso propio y comprobar así el criterio de

apariencia.

4.6.2. E.L.U. Resistencia (CTE DB SE-A.6.2)

4.6.2.1. Comprobación a cortante (CTE DB SE-A.6.2.4).


Vc,Rd = Vpl,Rd =

√

)

√ KN; donde:

fyd: fy/γM0 = 275/1,05




cortante.

167


36,017 < 0,5* Vc,Rd → 50,418KN < 167,088KN → No hay interacción.

Resultados CYPE:






168

C= (135-6,6-2*15)/2= 49,2

ALA= 49,2/10,2= 4,82


9ε= 9*√

= 8,31 > 4,82 → CLASE 1


C= 270-2*10,2= 249,6

ALMA= 249,6/6,6= 37,81


72ε= 72*√

= 66,56 > 37,81 → CLASE 1

Al ser una disposición Isostática y salir ambas clasificaciones en clase 1, se

puede optimizar y cambiar su clasificación a CLASE 3.




La resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 3:

Mel,Rd = Wel * fyd

Wel: Módulo resistente elástico correspondiente a la fibra con mayor tensión =

429*103 mm


Mel = 429*103 * (275/1,05)= 112,357 KNm

MEd < Mel → 47,27 KNm < 112,357 KNm → CUMPLE

169

4.6.3. E.L.U. Pandeo (CTE DB SE-A.6.3.2).

4.6.3.1. Pandeo lateral.


1) MLTV=

)

√ = 71,034*10

6 Nmm

MLTW = Wel,y*

= 46,252*10

6 Nmm

MCR = √ = 84,764*106 Nmm

2) λLT = √

= 1,179

3) αLT = 0,21

4) ϕLT = 0,5*[ ) ] = 1,298

5) χLT = 1/( ϕLT + (ϕLT2 - λLT

2)1/2

= 0,543 < 1 → CUMPLE

Resultados CYPE:

Figura 105. Verificación de dimensionamiento a pandeo lateral (CYPE)

170

5. Referencias bibliográficas.

Documento básico SE Seguridad Estructural. Código Técnico de

Edificación. Ministerio de Fomento. Abril 2009.

Documento básico SE-AE Seguridad Estructural-Acciones en la Edificación.

Código Técnico de la Edificación. Ministerio de Fomento. Abril 2009.

Documento básico SE-A Seguridad Estructural-Acero. Código Técnico de

Edificación. Ministerio de Fomento. Marzo 2006.

Documento básico SE-C Seguridad Estructural-Cimientos. Código Técnico

de Edificación. Ministerio de Fomento. Octubre 2007.

Documento básico SI Seguridad en caso de Incendio. Código Técnico de

Edificación. Ministerio de Fomento. Diciembre 2019.

Instrucción de Hormigón Estructural, EHE-08. Ministerio de Fomento 2008.

Instrucción de Acero Estructural, EAE. Ministerio de Fomento. 2008.

Reglamento RSCIEI de Seguridad Contra Incendios en Establecimientos

Industriales. Guía Técnica de Aplicación. Diciembre 2004.

Prontuario Ensidesa. Manual para cálculo de estructuras metálicas. Tomo

1. Ensidesa. 1975.

MONTALVÁ SUBIRATS, J.M. [et.al.] (2014) 2ª ed. Proyecto estructural

de edificio industrial. Diseño y cálculo de estructura metálica. Valencia:

Universitat Politècnica.

TOMÁS ESPÍN, ANTONIO (2013). Apuntes de la asignatura “Estructuras

Metálicas”. Cartagena: Universidad Politécnica de Cartagena.

171

ANEXO 1. COMBINACIONES EN E.L.U.

NOMBRES DE LA HIPÓTESIS

172

E.L.U. DE ROTURA EN ACERO LAMINADO

174

E.L.U. DE ROTURA. HORMIGÓN EN CIMENTACIONES

176

ANEXO 2. PERFILES METÁLICOS

EMPLEADOS.

181

ANEXO 3. UNIONES.

UNIÓN JÁCENA-JÁCENA (P.INTERIOR).

Figura 106. Detalle de la unión Jácena-Jácena (P.interior)

1. Descripción de los componentes de la unión.

182

2. Comprobaciones.

a) Viga IPE-360

b) Viga IPE-360

183

c) Tornillos

185

UNIÓN JÁCENA-JÁCENA (P.FACHADA).

Figura 107. Detalle de la unión Jácena-Jácena (P.fachada)


187

2. Comprobaciones

a) Pilar IPE-240.

188

b) Viga IPE-140.

189

c) Tornillos IPE-240, IPE-140.

190

d) Vigas IPE-300

e) Tornillos IPE-240, IPE-300

192

UNIÓN PILAR-JÁCENA (P.INTERIOR).

Figura 108. Detalle de la unión Pilar-Jácena (P.interior)


193

2. Comprobaciones.

a) Pilar HEB-220

194

b) Viga IPE-360

195

c) Tornillos HEB-220, IPE-360

196

d) Vigas IPE-140

197

e) Tornillos HEB-220, IPE-140

198

UNIÓN PILAR-JÁCNEA (P.FACHADA).

Figura 109. Detalle de la unión Pilar-Jácena (P.fachada)


199

2. Comprobaciones.

a) Pilar HEB-220

200

b) IPE-300

201

c) Tronillos HEB-220, IPE-30

d) Viga IPE-140

202

e) Tornillos HEB-220, IPE-140

203

UNIÓN PILARES CONTRAVIENTO-JÁCENA (P.FACHADA).

Figura 110. Detalle de la unión Pilares contraviento-Jácena (P.fachada)


204

2. Comprobaciones.

a) Viga IPE-300

b) Pilar IPE-240

205

c) Tornillos

206

UNIÓN PILAR-VIGA PRE-MARCO (P.FACHADA).

Figura 111. Detalle de la unión Pilar-Viga pre-marco (P.fachada)


207

2. Comprobaciones.

a) Pilar HEB 220

208

b) Viga IPE-270

c) Tornillos

210

UNIÓN PILARES CONTRAVIENTO-VIGA PRE-MARCO (P.FACHADA).

Figura 112. Detalle de la unión Pilares contraviento-Viga pre-marco (P.fachada)


211

2. Comprobaciones.

a) Pilar IPE-240

b) Viga IPE-270

c) Tornillos

213

PLANOS

5.25 5.25 5.25 5.25

10.510.5

51

0.925

0.925

61.85

PLANO Nº

ESCALA

1:80

PÓRTICO FRONTAL

UNIVERSIDAD POLITÉCNICA DE CARTAGENA.

AUTOR:

ETS DE INGENIERÍA DE CAMINOS, CANALES Y

PUERTOS Y DE INGENIERÍA DE MINAS.

PROYECTO ESTRUCTURAL DE CONSTRUCCIÓN

METÁLICA DE 21x33 M, POL. IND. SAN JORGE, LAS

TORRES DE COTILLAS (REGIÓN DE MURCIA).

ÓSCAR MARTÍNEZ ROSAURO

TFG GRADO EN I.CIVIL

COTAS EN M

1

NUDO TIPO 2

NUDO TIPO 4

NUDO TIPO 6

NUDO TIPO 5

NUDO TIPO 7

IPE 270 IPE 270

IPE 270IPE 270

I

P

E

3

0

0

I

P

E

3

0

0

HE 220 B

HE 220 B

IPE 240

IPE 240

IPE 240

5.25 5.25 5.25 5.25

10.510.5

51

0.925

0.925

61.85

PLANO Nº

ESCALA

1:80

PÓRTICO TRASERO


AUTOR:








COTAS EN M

2

I

P

E

3

0

0

I

P

E

3

0

0

HE 220 B

HE 220 B

IPE 240

IPE 240

IPE 240

5.255.255.255.25

10.5 10.5

51

0.925

0.925

61.85

PLANO Nº

ESCALA

1:80

PÓRTICO INTERIOR


AUTOR:








COTAS EN M

3

NUDO TIPO 1

NUDO TIPO 3

I

P

E

3

6

0I

P

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

5.5

L

4

0

x

4

0

x

4

5

PLANO Nº

ESCALA

1:120

SECCIONES LATERALES


AUTOR:








COTAS EN M

4

IPE 140

5.55.55.55.55.5

5.5 5.5 5.5 5.5 5.5 5.5

6

15

6

1

HE 220 B

L

4

0

x

4

0

x

4

0.925

0.925

1.85

IPE 140 IPE 140

IPE 140

IPE 140 IPE 140

IPE 140 IPE 140 IPE 140 IPE 140 IPE 140

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

HE 220 B

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

0.925

0.925

1.85

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

0

0

IP

E

3

0

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

6

0

IP

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

6

0

IP

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

6

0

IP

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

6

0

IP

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

6

0

IP

E

3

6

0

HE 220 B

HE 220 B

I

P

E

3

0

0

IP

E

3

0

0

IPE 240

IPE 240

IPE 240

I

P

E

2

7

0

I

P

E

2

7

0

I

P

E

2

7

0

I

P

E

2

7

0

IPE 240

IPE 240

IPE 240

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

I

P

E

1

4

0

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L 40 x 40 x 4

L

4

0

x

4

0

x

4

L 40 x 40 x 4

L

4

0

x

4

0

x

4

L 40 x 40 x 4

L

4

0

x

4

0

x

4

L 40 x 40 x 4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

L

4

0

x

4

0

x

4

5

.

5

5

.

5

5

.

5

5

.

5

5

.

5

5

.

5

5

.

2

5

5

.

2

5

5

.

2

5

5

.

2

5

1

0

.

5

1

0

.

5

51

0.925

0.925

61.85

PLANO Nº

ESCALA

1:120

ESTRUCTURA EN 3D


AUTOR:








COTAS EN M

5

CUADRO DE VIGAS CENTRADORAS

40

50

VC.S-1.1

Arm. sup.: 4∅16

Arm. inf.: 4∅16

Arm. piel: 1x2∅12

Estribos: 1x∅8c/20

C1

C2

C1C1C1C1C1C1

C1C1C1C1C1C1C1

C2

C2

C2

C2

C2

PLANO Nº

ESCALA

1:150

PLANO DE CIMENTACIÓN


AUTOR:








COTAS EN CM

6

300 x 300 x 70

260 x 260 x 60

VC.S-1.1 40x50

300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70

300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70 300 x 300 x 70

260 x 260 x 60

260 x 260 x 60 260 x 260 x 60

260 x 260 x 60

260 x 260 x 60

VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50

VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50 VC.S-1.1 40x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

VC.S-1.140x50

AutoCAD SHX Text

ACERO ESTRUCTURAL CALIDAD S-275 EN CORREAS Y S-275 EN RESTO

AutoCAD SHX Text

EN MILIMETROS

AutoCAD SHX Text

TAMANO MAX.

AutoCAD SHX Text

ARIDO A EMPLEAR

AutoCAD SHX Text

ESPECIFICACIONES PARA MATERIALES Y HORMIGONES

AutoCAD SHX Text

Machacado

AutoCAD SHX Text

TIPO DE ARIDO

AutoCAD SHX Text

ARMADO HA-30

AutoCAD SHX Text

HORMIGON

AutoCAD SHX Text

TIPO DE

AutoCAD SHX Text

(6 a 9) 1 cm

AutoCAD SHX Text

CONSISTENCIA

AutoCAD SHX Text

CONO ABRAMS

AutoCAD SHX Text

ASIENTO EN

AutoCAD SHX Text

II-32.5

AutoCAD SHX Text

CEMENTO

AutoCAD SHX Text

TIPO Y CLASE

AutoCAD SHX Text

20

AutoCAD SHX Text

30

AutoCAD SHX Text

A LOS 28 DIAS

AutoCAD SHX Text

RESIST.CARACT.(N/mm2)

13P2∅12c/20 (250)

13P4∅12c/20 (250)

130 130

60

260

260

16P6∅12c/19 (290)

16P8∅12c/19 (290)

150 150

70

C1

300

300

C2

15 15

ARM. PIEL 2X1P1∅12 (580)

16 16

4P2∅16 (582)

19 19

4P3∅16 (588)

8

39

29

15P4∅8c/20

(153)

40

50

130 130 270 150 150

830

10

10

50

70

C2 C1

PLANO Nº

ELEMENTOS DE CIMENTACIÓN


AUTOR:








ZAPATAS: COTAS EN CM

7

S/E

Placa base

500x500x18

Pilar

HE 220 B

A A

Alzado

Placa base

500x500x18

Pilar

HE 220 B

6

A A

Vista lateral

7

40 210 210 40

500

40

210

210

40

500

Placa base

500x500x18

Pernos de anclaje

8 ∅ 20

Sección A - A

Placa base

350x500x18

Pilar

IPE 240

A A

Alzado

Placa base

350x500x18

Pilar

IPE 240

5

A A

Vista lateral

4

40 90 90 90 40

350

40

420

40

500

Placa base

350x500x18

Pernos de anclaje

8 ∅ 20

Sección A - A

PLACAS: COTAS EN MM

NUDO 1

NUDO 2

NUDO 3

1

0

0

0

9

4

2

5

8

3

6

0

3

4

7

Viga (a): detalle de la cartela (1/2 IPE 360)

1

0

0

0

9

4

2

5

8

3

6

0

3

4

7

Viga (b): detalle de la cartela (1/2 IPE 360)

Viga (b)

IPE 360

Cartela

1/2 IPE 360

6

6

9 170

5.7

1

8

%

(12)

ISO 4014-M16x65-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

Chapa

200x755x14

Viga (a)

IPE 360

Cartela

1/2 IPE 360

6

6

9 170

5.7

1

8

%

BB

Alzado

45

4915

18.6

Chapa

200x755x14

6

6

Viga (a)

IPE 360

Cartela

1/2 IPE 360

4

4

311

311

4

4

314

314

6

Sección B - B

64 64

64137

137

138

13864

755

200

12 Taladros ∅ 18 mm

Chapas frontales (e = 14 mm)

Chapa

145x282x8

3

3

253

253

4

4

115

115

4

4

115

115

4

4

253

253

Viga (c)

IPE 300

AA

Pilar

IPE 240

Chapa

145x282x8

3

3

253

253

4

4

115

115

4

4

115

115

4

4

253

253

Viga (b)

IPE 300

Sección B - B

5 5

175

175

4 4

47

47

4

4

47

47

3 3

200

200

Rigidizador

220x145x11

5 5

175

175

4

4

47

47

4

4

47

47

3

3

200

200

Rigidizador

220x145x11

Viga (a)

IPE 140

Viga (b)

IPE 300

Viga (c)

IPE 300

Sección F - F

10

Rigidizador

220x145x11

Rigidizador

220x145x11

Viga (a)

IPE 140

5

5

110

110

Chapa lateral

90x110x8

(2)

ISO 4017-M16x40-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

F F

Pilar

IPE 240

BB

Sección A - A

Viga (c)

IPE 140

6

4

4

314

314

6

Viga (a)

IPE 360

4

4

355

355

6

Cartela

1/2 IPE 360

Pilar

HE 220 B

AA

Sección C - C

62.7

Rigidizador

188x105x14

Rigidizador

188x105x14

Viga (a)

IPE 360

Cartela

1/2 IPE 360

6

6

9 170

5.7

1

8

%

(12)

ISO 4014-M16x65-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

Chapa

200x800x15

Pilar

HE 220 B

CC

Sección A - A

107.7

107.7

Chapa

200x800x15

Chapa lateral

90x110x8

Chapa lateral

90x110x8

Rigidizador

188x105x14

Rigidizador

188x105x14

Viga (a)

IPE 360

Viga (b)

IPE 140

Viga (c)

IPE 140

Sección D - D

1

0

0

0

9

4

2

1

9

7

3

6

0

3

4

7

Detalle de la cartela (1/2 IPE 360)

PLANO Nº

NUDOS 1,2 Y 3


AUTOR:








8

ESCALA

COTAS EN MM

1:20

TIPO 4 TIPO 5

TIPO 6

TIPO 7

PLANO Nº

NUDOS 4,5,6 Y 7


AUTOR:








9

ESCALA

COTAS EN MM

1:20

56

Rigidizador

188x105x11

Rigidizador

188x105x11

5.7

1

8

%

(6)

ISO 4014-M16x65-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

Chapa

175x330x14

Viga

IPE 300

C C

Pilar

HE 220 B

BB

Sección A - A

Viga

IPE 140

4

4

261

261

5

5

Pilar

HE 220 B

AA

Sección B - B

Viga

IPE 300

107.7

Chapa

175x330x14

Chapa lateral

90x110x8Rigidizador

188x105x11

Rigidizador

188x105x11

Viga

IPE 300

Viga

IPE 140

Sección C - C

3

3

229

229

5

5

Viga

IPE 270

Pilar

HE 220 B

Sección A - A

Rigidizador

188x105x11

Rigidizador

188x105x11

(6)

ISO 4014-M16x65-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

Chapa

160x345x14

Viga

IPE 270

AA

B B

Pilar

HE 220 B

Alzado

Chapa

160x345x14

Rigidizador

188x105x11

Rigidizador

188x105x11

Viga

IPE 270

Sección B - B

Pilar

IPE 240

Viga

IPE 300

Chapa

100x200x8

Rigidizador

282x70x7

CC

B B

Sección A - A

3

3

3

3

Rigidizador

282x70x7

Chapa

100x200x8

Pilar

IPE 240

Sección B - B

AA

(4)

ISO 4017-M12x40-8.8

ISO 4032-M12-8

2 ISO 7089-12-200 HV

Viga

IPE 300

2222

72

72

200

100


Chapa (e = 8 mm)

92.5

Pilar

IPE 240

4

4

200

200

Viga

IPE 300

Chapa

100x200x8

Sección C - C

(4)

ISO 4017-M12x40-8.8

ISO 4032-M12-8

2 ISO 7089-12-200 HV

22.5

22.5

Viga (a)

IPE 270

5

5

225

225

(3)

ISO 4017-M16x40-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

Pilar

IPE 240

Viga (b)

IPE 270

5

5

225

225

(3)

ISO 4017-M16x40-8.8

ISO 4032-M16-8

2 ISO 7089-16-200 HV

CC

Sección B - B

BB

Pilar

IPE 240

Chapa lateral

90x225x8

Viga (b)

IPE 270

Sección C - C

45

27

86

27

225

90


Chapa lateral de la viga (a) IPE 270

(e = 8 mm)

45

27

86

27

225

90


Chapa lateral de la viga (b) IPE 270

(e = 8 mm)

proyecto estructural de construcciÓn metÁlica de …

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