Cálculo de piezas a compresión.

Cálculo de piezas a compresión.. Conceptos previos: Ejes y momentos. Momentos principales: Se adopta el siguiente convenio: M x : Momento que gira alrededor del eje X-X, provocando una flexión en el plano Y-Y. M y : Momento que gira alrededor del eje Y-Y, provocando una flexión en el plano X-X.. Casos posibles de compresión. a) Centrada Acciones a considerar: Fuerza normal N Esbelteces b) Descentrada en el eje X-X Acciones a considerar: Fuerza normal N Momento My = N e x Esbelteces

c) Descentrada en el eje Y-Y Acciones a considerar: Fuerza normal N Momento Mx = N e y Esbelteces d) Descentrada respecto a los dos ejes Acciones a considerar: Fuerza normal N Momentos My = N e x M = N Esbelteces x e y 3. Casos posibles de arriostramiento. a) Sin posibilidad de pandeo b) Posibilidad de pandeo en el plano Y-Y (alrededor del eje X-X) c) Posibilidad de pandeo en el plano X-X (alrededor del eje Y-Y)

d) Pandeo libre 4. Esbeltez, longitud de pandeo, coeficiente de pandeo. P cr = π E I l K l K = β l, es la longitud de pandeo, l la longitud geométrica del soporte, y β un coeficiente de esbeltez, que depende de las vinculaciones del pilar. En soportes aislados: β 0.50 0.70 0.70- l K λ = se denomina Relación de esbeltez i En perfiles simples, l K x λ x = y ix λ y = l K y i y 3

5. Clases de piezas. La Norma NBE EA-95 establece la diferenciación entre piezas simples y compuestas. Piezas simples. Un solo perfil. Perfiles y/o chapas yuxtapuestas (fig. 3.), unidos entre sí mediante roblones o tornillos, a distancias s que cumplan las condiciones: s 8 a y s 5 e siendo a el diámetro del agujero y e el mínimo espesor de las piezas unidas; o mediante soldadura continua, o discontinua a separaciones s cumpliendo la condición: s 5 e y s 300 mm 3. Perfiles con forro discontinuo de chapa (fig. 3.) con uniones mediante roblones, tornillos o soldadura, a distancias s que cumplan la condición: s 5 i siendo i el radio de giro mínimo de los perfiles. 4

Piezas compuestas Son las piezas constituidas por dos o más cordones longitudinales enlazados entre sí. Cada cordón tendrá la constitución de una pieza simple. Los elementos de enlace pueden ser: Presillas, o sea, chapas o perfiles, resistentes a flexión y con unión rígida a los cordones (fig. 3.). Celosía, o sea, red triangular, formada por diagonales o montantes y diagonales [fig. 3.]. 5

Piezas compuestas con enlaces en celosía: 6

6. Esbeltez en las piezas compuestas. En las piezas compuestas se denomina eje de inercia material: el que pasa por el baricentro de todos los perfiles simples que forman la pieza. Al eje que no cumple esta condición se le denomina eje de inercia libre. La esbeltez mecánica de una pieza compuesta en un plano perpendicular a un eje de inercia material, es: l λ = K i siendo i el radio de giro de la sección bruta de la pieza respecto al eje de inercia material considerado. La esbeltez mecánica ideal λ i de una pieza compuesta, en una plano perpendicular a un eje de inercia libre, es el valor: λ i = lk i + m λ siendo: l K i m λ Longitud de pandeo de la pieza en el plano considerado. Radio de giro de la sección bruta de la pieza respecto al eje de inercia considerado. Número de perfiles simples cortados por el plano de pandeo considerado. Esbeltez complementaria calculada según se indica a continuación: Presillas λ l = i Diagonales desiguales (fig. 3. a) λ = π A n l s d A 3 D d + A 3 D 3 A d Diagonales iguales (fig. 3. b) λ = π n A l s D 7

3 A d Diagonales dobles unidas (fig. 3. c) λ = π n A l s 3 Dos celosías de diagonales A d λ = π contrapuestas (fig. 3. d) A l s D D Montantes y diagonales (fig. 3. e) λ = π A n l s d A 3 D s + A 3 M 3 Montantes sueltos y diagonales A d λ = π (fig. 3. f) n A l s D Montantes y jabalcones (fig. 3. g) λ = π A n l s d A 3 D s + A 3 M siendo: l Máxima luz parcial del cordón. i Radio de giro mínimo del cordón. A Area de la sección bruta del total de los cordones. A D, A D, A D Area de la sección bruta de una diagonal.: A M Area de la sección bruta de un montante. d, d, d Longitud de una diagonal. 7. Normas constructivas para los enlaces de una pieza compuesta Los enlaces se dispondrán de modo que cumplan las condiciones a) a e) de este apartado. En casos especiales, y justificándolo, puede no cumplirse alguna condición. a) El número de tramos en que se divida la pieza será igual o mayor que 3. Siempre que sea posible, la longitud l de los tramos será constante en toda la pieza. b) La longitud de todo tramo cumplirá la condición: l 50 i, siendo i el radio de giro mínimo del cordón. 8

c) La disposición y dimensiones de los enlaces se mantendrán constantes en toda la pieza. Se exceptúan las piezas con cambios bruscos en la sección transversal. d) En las piezas en celosía se recomienda que el ángulo de las diagonales con el eje de la pieza esté comprendido entre 30º y 60º. e) En los extremos de toda pieza compuesta, con presillas o con celosía, se dispondrán presillas o cartelas de nudo, unidas a cada cordón rígidamente, con no menos de tres roblones, o tornillos, del mínimo diámetro autorizado o con soldadura de resistencia equivalente. No se emplearán celosías con diagonales dobles y montantes (fig. 3. h), o con otras disposiciones internamente hiperestáticas, a menos que se determinen los esfuerzos en las barras de la celosía estudiando la deformación a flexión de la pieza compuesta. 8. Coeficientes de esbeltez en estructuras (*). En primer lugar es necesario aclarar el concepto de estructura desplazable e indesplazable; aparte de la evidente diferencia que implica la existencia de una o más coacciones externas que impidan el desplazamiento, se consideran desplazables aquellas estructuras que confían su estabilidad a las acciones transversales a un número determinado de nudos rígidos, en tanto que indesplazables son aquellas estructuras que disponen de elementos de arriostramiento, capaces de tomar las acciones horizontales (cruces de San Andrés, muros de arriostramiento, etc). En realidad, siendo todas las estructuras deformables en sentido lateral, las que tienen arriostramientos son menos deformables y las normas desprecian en primera instancia ese desplazamiento; las que sólo tienen nudos rígidos son muy deformables y por tanto desplazables. En la figura se muestra una estructura ortogonal, con dos pórticos de fachada, uno indesplazable (pórtico A) y otro desplazable (pórtico B); también se muestra una (*) Garcimartín Molina, M.A. (998) Elementos estructurales sometidos a compresión. Curso de Diseño y Cálculo de Edificos Industriales de Estructura Metálica. Universidad de Castilla-La Mancha. 64 pp. 9

nave típica, en las que es habitual disponer elementos de arriostramiento en la fachada lateral, así el nudo superior del soporte del pórtico es desplazable en el plano transversal e indesplazable en el plano longitudinal. 8.. Pilares de edificios. Este caso puede resolver bastantes problemas estructurales tanto en edificios de pórticos ortogonales como en naves u otras estructuras. El procedimiento consiste en calcular el grado de empotramiento de los extremos de la pieza, entendiendo por grado de empotramiento la relación entre la suma de las rigideces de las vigas a derecha e izquierda y la de todas las barras que forman el nudo. A continuación se transcribe el apartado de la Norma que trata este tema: «En una estructura de edificación, constituida por vigas y pilares, se toma como longitud L de un pilar la distancia entre el supradós de los dos forjados consecutivos, o la distancia entre el apoyo de la base en el cimiento y el supradósdel primer forjado. En el extremo superior o inferior de un pilar, con unión rígida al nudo, se define como grado de empotramiento k del pilar en el plano de un pórtico el valor: k = I L I L IP + L V P V I + L IV + L W V W I + L W W donde: 0

I, L son el momento de inercia y la longitud del pilar, respectivamente; I P, L P los del pilar superior o inferior del nudo; I V, L V los de la viga izquierda, si ésta está unida rígidamente; I W, L W los de la viga derecha, si ésta está unida rígidamente. No se incluyen en la expresión de k los términos de las vigas o pilares que no existen, o no están rígidamente unidos. En un pilar es k=0 si la unión del extremo considerado al nudo no es rígida o si enlaza a una rótula en cimentación, y k= si se empotra en la cimentación. En una estructura de nudos no rígidos con recuadros arriostrados, por triangulaciones o por macizado con muros, se tomará para sus pilares: β = Si la estructura tiene algunos nudos rígidos, el coeficiente β de una pilar cuyo grado de empotramiento en el nudo superior sea k, y en el nudo inferior k, puede calcularse por la expresión: 3.6 β = 3 ( k + k ) + 0.84 k ( k + k ) + 0.8 k k k cuyos valores vienen expresados en la tabla. En una estructura sin recuadros arriostrados por triangulaciones o por macizos con muros, cuya estabilidad se confie a pórticos con nudos rígidos, en estos pórticos el coeficiente β de un pilar, cuyo grado de empotramiento en el nudo superior sea k, y en el nudo inferior k, puede calcularse por la expresión: β =.6 +.4 ( k + k ) +. k ( k + k ) + 5.5 k k k cuyos valores vienen expresados en la tabla. Para los restantes valores de pilares se tomará β =».

Tabla. Coeficiente de esbeltez β para pilares de estructuras sin recuadros arriostrados. Grado de empotramiento Coeficiente β, siendo el grado de empotramiento en el nudo superior k en el nudo inferior k 0.0 0. 0. 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9.0 0.0.00 0.97 0.95 0.93 0.90 0.88 0.85 0.8 0.78 0.74 0.70 0. 0.97 0.95 0.93 0.9 0.88 0.86 0.83 0.80 0.76 0.7 0.69 0. 0.95 0.93 0.9 0.89 0.86 0.84 0.8 0.78 0.75 0.7 0.67 0.3 0.93 0.9 0.89 0.87 0.84 0.8 0.79 0.76 0.73 0.69 0.66 0.4 0.90 0.88 0.86 0.84 0.8 0.80 0.77 0.74 0.7 0.67 0.64 0.5 0.88 0.86 0.84 0.8 0.80 0.77 0.75 0.7 0.69 0.65 0.63 0.6 0.85 0.83 0.8 0.79 0.77 0.75 0.7 0.70 0.67 0.63 0.6 0.7 0.8 0.80 0.78 0.76 0.74 0.7 0.70 0.67 0.64 0.6 0.58 0.8 0.78 0.76 0.75 0.73 0.7 0.69 0.67 0.64 0.6 0.58 0.56 0.9 0.74 0.7 0.7 0.69 0.67 0.65 0.63 0.6 0.58 0.56 0.53.0 0.70 0.69 0.67 0.66 0.64 0.63 0.6 0.58 0.56 0.53 0.50 Tabla. Coeficiente de esbeltez β para pilares de estructuras con recuadros arriostrados. Grado de empotramiento Coeficiente β, siendo el grado de empotramiento en el nudo superior k en el nudo inferior k 0.0 0. 0. 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9.0 0.0 4.9 3.3.78.53.37.4.7.0.04.00 0. 4.9.89.39.5.98.88.80.74.69.66.6 0. 3.3.39.05.85.78.64.58.53.49.46.43 0.3.78.5.85.69.56.5.44.40.36.33.3 0.4.53.98.73.56.48.4.35.3.8.4. 0.5.37.88.64.5.4.34.9.4..8.6 0.6.4.80.58.44.35.9.4.0.6.4. 0.7.7.74.53.40.3.4.0.6..0.08 0.8.0.69.49.36.8..6..09.07.05 0.9.04.66.46.33.4.8.4.0.07.04.0.0.00.6.43.3..6..08.05.0.00

8.. Pórticos de un vano a dos aguas. Para el caso de pórticos de sección constante biarticulados y biempotrados, se propone seguir para la determinación del coeficiente β el procedimiento de Ortiz Herrera, con criterios limitativos válidos para acero A 4. De acuerdo con los datos de la figura se tiene: Pórtico biempotrado Pórtico biarticulado Soporte Dintel Condiciones k = k = 0 k ID 0.5 = L ID IS 0.5 + L H k ID 0.5 = L ID IS 0.5 + L H k = k = IS IS 0.48 0.5 k H = k H = IS ID IS ID 0.5 + 0.5 + H L H L i D i S L 00 H 00 i D i S L 00 H 00 Con los valores de k y k se entra en la tabla para determinar β. 3

9. Comprobaciones a realizar. 9.. Compresión centrada. * * N ω = A u siendo: N * ω A u Esfuerzo normal ponderado Coeficiente de pandeo, función del tipo de acero y de la esbeltez mecánica de la pieza. Area de la sección bruta de la pieza. Resistencia de cálculo del acero. 9.. Compresión excéntrica. 9... Comprobación a resistencia. En las barras de sección constante solicitadas a compresión excéntrica se verificará en todo punto: * * * * N Mx y My x = + + u A Ix Iy donde: N * es el esfuerzo normal ponderado M * x, M * y son los momentos flectores ponderados. 9... Comprobación a pandeo 4

En las piezas de simetría sencilla o doble, solicitadas por una compresión excéntrica contenida en un plano de simetría, en las que puede producirse pandeo en dicho plano y estar impedido en el plano normal a éste, se verificará: * * * N ω M = + u A Wc En piezas de simetría sencilla, si el centro de gravedad se encuentra más próximo al borde comprimido que al traccionado, se comprobará además que se verfifica: * * * N ω 300 + λ M = + u A 000 W En las expresiones anteriores son: t A λ ω W c, W t N * M * el área de la sección; la esbeltez mecánica en el plano del momento; el coeficiente de pandeo correspondiente a dicha esbeltez; los módulos resistentes de la sección relativos a los bordes en compresión y tracción, respectivamente; el esfuerzo normal ponderado en valor absoluto; el momento flector máximo ponderado en valor absoluto en la parte central, de longitud 0.4 l de la pieza. Si la pieza puede pandear en el plano perpendicular al del momento, se comprobará la pieza con el coeficiente de pandeo ω correspondiente a la esbeltez máxima, λ x o λ y. 5

En el caso de una pieza de doble simetría o de simetría puntual solicitada por los momentos M * x y M * y en sus dos planos principales de inercia, se verificará: * * N = A ω + M W * x x M + W * y y u donde: ω M * x, M * y es el coeficiente de pandeo en función de la mayor de las dos esbelteces. Si la barra es de débil rigidez torsional, se considera el pandeo con flexión y torsión. son los momentos flectores ponderados en la parte central de longitud 0.4 l de la pieza, donde se produzca tensión máxima. N A 0.3 L 0.4 L + M max 0.3 L B M B 6

0. Cálculo de las presillas. El significado de las variables a utilizar es: s l i n A es la separación entre ejes de cordones consecutivos; es la longitud de tramo, en los cordones; es el radio de giro mínimo de los cordones;; es el número de plano de presillas iguales; el área de la sección bruta total de los perfiles principales; Las presillas se dimensionarán para resistir las solicitaciones que en ellas provoca un esfuerzo cortante ideal ponderado T *, que se calcula como sigue: * u s Ti = A η, con η = / 80 0 i El esfuerzo cortante T * i origina en las presillas una solicitación de flexión, con esfuerzo cortante T * p y momento flector M * p, que para el caso más común representado en la figura, tienen por valor: T * p * Ti l = s M * p M * p * = W T * P τ * = A * Tp s = * Ti l = 4 W = t h 6 A = t h * + * 3 τ u Como las variables son dos, el espesor t y el canto de la presilla h, lo razonable es fijar el espesor (8, 0,, 5 mm), y calcular el canto en función del espesor elegido. 7

. Basas. (*) Las basas son los elementos constructivos a través de los cuales los soportes transmiten los esfuerzos al cimiento de manera que éste pueda resistirlos. Dado que el material que constituye el cimiento suele ser siempre hormigón, y debido a que el acero resiste mucho más que el hormigón, es necesario un ensanchamiento en la base del soporte metálico con el fin de conseguir una transmisión suave de esfuerzos hasta el hormigón. Esta transmisión se realiza por tres mecanismos: presión acero-hormigón, anclaje de barras traccionadas, y fricción acero-hormigón que, de no ser suficiente, obliga a trabajar a corte a los anclajes... Tipología. a) Basa articulada con pasador. (*) López Perales, J.A; Alcobendas Cobo, P.J. (999). Cálculo de placas de anclaje. Curso de cálculo de estructuras de hormigón armado. Edita la Escuela Técnica Superior de Ingenieros Agrónomos de Albacete (UCLM). Albacete. 8

b) Basa articulada con placa de asiento de superficie curva. c) Basa articulada con placa de base no rigidizada. d) Basa empotrada con placa de base no rigidizada. e) Basa empotrada con placa de base rigidizada. Basa articulada con pasador Basa articulada con placa de asiento de superficie curva 9

Basa articulada con placa de asiento no rigidizada Basa empotrada con placa de base no rigidizada 0

Basa empotrada con placa de asiento rigidizada M.. Basa empotrada de soporte en compresión simple e = = 0. N

Se comienza por calcular el momento flector M y el esfuerzo cortante T que actúan sobre la sección más desfavorable, que será la de empotramiento en el fuste del soporte. La tensión que transmite la placa es: p N = h b La tensión que transmite la placa al hormigón p deberá ser menor que la tensión admisible del hormigón adm.h. Así, p adm.h = γ c f ck γ f Para la ménsula de vuelo en el empotramiento: h c, el momento flector y el esfuerzo cortante valen M = p h c b = 8 p b ( h c) T = p b ( h c)

Sea t el espesor de la placa. de la figura, el módulo resistente de la sección es: W b t = 6 La tensión normal valdrá M = y la tensión tangencial W T τ =. b t Deberá verificarse la condición espesor t de la placa. + 3 τ u, lo que permite dimensionar el M a.3. Basa empotrada de soporte en compresión compuesta e =. N 6 m N = a b max min = = m m 6 e + a 6 e a max adm.h a ' = a + c ' = a a c max min max min + 3

= min + ' Si calculamos el momento como el producido en la sección de referencia por una max + carga uniforme de valor b, viene definido por la expresión: M = 6 ( + ) ( a c) b max El esfuerzo cortante toma el mismo valor que en el caso anterior. M a.4. Basa empotrada de soporte en flexión compuesta e = >. N 6 Los cálculos que a continuación se detallan son válidos para a 3 a < e > 6 8 De acuerdo con el apartado 3.8. de la NBE EA-95, puede aceptarse una ley uniforme de tensiones en una extensión no superior al cuarto de la longitud de la placa y situada junto al borde comprimido de la misma. N N M M T a 4 4

En el sistema de fuerzas de la figura, tomamos momentos respecto a R N f T s = N f T = s 3 a 7 a s = a + g = - g 4 8 8 Como valor de g se recomienda: 0. a g 0.5 a a f = + e ( s + g) = e 3 a 8 Tomando momentos respecto a T: R s = N ( s + f ) N R = ( s + f ) s 5

La tensión que transmite la placa al cimiento es p R = a b 4 adm.h El momento flector de la placa máximo (en el borde del pilar) será: y el esfuerzo cortante V a b 3 a c M = p - 4 8 V = p a b 4.5. Cálculo de los pernos de anclaje. Los pernos de anclaje deben cumplir la función de transmitir los esfuerzos de la base al cimiento. Cuando dichos esfuerzos sean solamente de compresión (y esfuerzo cortante que pudiera ser resistido por rozamiento), los pernos serían teóricamente innecesarios. Aún así deben considerarse por razones de sujeción. Los pernos trabajan, generalmente, por adherencia con el hormigón del cimiento. En caso de tener que resistir grandes esfuerzos de tracción pueden anclarse a un bastidor formado por redondos, angulares o perfiles UPN, según la importancia del esfuerzo. Los pernos por adherencia pueden disponerse, debidamente sujetos, en el hueco que haya de ocupar el macizo de hormigón, de modo que al hormigonar queden incorporados a la masa del macizo. También pueden dejarse cajetines huecos en dicho macizo, en los cuales se introducen posteriormente los pernos, rellenando el hueco con mortero al cual puede incorporarse algún aditivo que mejore la adherencia. La longitud que el perno debe tener embebida en el hormigón o mortero, debe ser la necesaria para que la fuerza precisa para arrancarlo sea igual a la que lo rompería por tracción. 6

l b = m φ </ f yk 0 φ donde φ = Diámetro de la barra, en centímetros. m = Coeficiente numérico indicado en la tabla, función del tipo de acero y obtenido a partir de ensayos experimentales de adherencia de barras. f yk = Límite elástico garantizado del acero, en N/mm. Tabla. Valores de m (Tabla 66.5. a EHE) m Resistencia característica del hormigón (N/mm ) B 400 S B 500 S 5 5 30 0 3 35 9 40 8 45 7 0 50 7 0 La terminación en patilla normalizada de cualquier anclaje de barras corrugadas en tracción permite reducir la longitud de anclaje a l = 0. 7 l /< 0 φ /< 5 cm. neta b Los anclajes realizados por tuercas presentan la ventaja de facilitar el proceso constructivo al permitir su nivelación después del hormigonado de la zapata. Para ello basta con dejar la cara superior de la zapata unos 75 mm por debajo de la placa de base y colocar tuercas de nivelación en tres anclajes no alineados. Aplomado y nivelado el pilar se rellena con mortero autonivelante la zona situada entre la placa de base y la zapata. 7

Hay ocasiones en que las que el constructor prefiere soldar directamente los anclajes a la placa de base o a cartelas soldadas dispuestas en la zona inferior de la placa de base. Se trata de una mala práctica constructiva que sólo puede admitirse en basas escasamente solicitadas, pues la nivelación suele ser deficiente. Una solución intermedia es soldar los pernos a la cara superior de la placa utilizándose también mortero autonivelante expansivo. Resistencia a esfuerzo cortante El apartado 3.8 de la Norma NBE EA-95 dice: 8

«La resistencia a los esfuerzos cortantes, siempre que no se dispongan otros elementos capaces de resistirlos, tales como nervaduras, bastidores, etc., deberá ser confiada exclusivamente a los espárragos de anclaje, prescindiendo de la colaboración del rozamiento entre la placa y el macizo». Cuando el perno esté solicitado simultáneamente a tracción y a esfuerzo cortante se aplicará lo establecido en el apartado 3..6. de la citada Norma. La compresión es recibida directamente por el hormigón, actuando el perno como armadura de éste. Si además el perno debe soportar un esfuerzo cortante que produce sobre él una tensión tangencial τ *, debe verificarse: τ * 0. 576 u «Cuando el anclaje de la placa se realice mediante espárragos, serán válidas para el dimensionamiento de los mismos las reglas previstas para los tornillos ordinarios (3.6.5)». Si la unión entre la base y el cimiento tiene que soportar esfuerzos cortantes importantes, puede recurrirse a soldar a la parte inferior de la placa de base un casquillo que absorberá el cortante por compresión contra el hormigón en que está embebido (figura 0). 9

.6. Cálculo de las cartelas de rigidez. Cuando se disponen cartelas deberá comprobarse también la resistencia a flexión de la placa de base considerada como una viga continua cuya sección rectangular tiene un canto e y una anchura igual a cm. La disposición de las cartelas disminuye la luz de cálculo, tal y como se ve en la figura. Atendiendo a este esquema estructural, calculamos los momentos M y M, así como el esfuerzo cortante máximo V en los apoyos virtuales que representan las cartelas. L M C M M` B L M p =, donde B C L = p B M' = 8 ( B 4 L) 30

p B V = Sea e el espesor de la placa. El módulo resistente de la sección es W e =. 6 La tensión normal valdrá M = y la tensión tangencial W V τ =. e Deberá verificarse la condición nuevo espesor e de la placa. + 3 τ u, lo que permite dimensionar el En las fórmulas que se aplican, el momento se da por unidad de anchura, lo que explica la desaparición el valor de la variable b, en el cálculo del espesor de la placa, con respecto a las expresiones empleadas sin utilizar cartelas. Para calcular las cartelas propiamente dichas, atendemos al siguiente esquema: 3

Compresión centrada Compresión compuesta Flexión compuesta a c 4 a a c < 4 a R = R = p b ( a c) 4 ( + ) b ( a c) max R = p R = 8 b p ( a c) 4 b a 8 En todos, los casos, el espesor de las cartelas vendrá dado por: e = u R (a c ).7. Compatibilidad de soldaduras. Un último aspecto en el cálculo de placas de anclaje es el referente a las soldaduras, que adquiere mayor importancia en las basas empotradas. Las soldaduras que se realizan al unir el pilar con la placa son en ángulo. Según el artículo 5..3 de la Norma NBE EA-95, la garganta de una soldadura en ángulo que une dos perfiles de espesores e e no debe pasar el valor máximo fijado en la tabla 3, que corresponde al valor e y no debe ser menor que el mínimo correspondiente al espesor e, y siempre que este valor mínimo no sea mayor que el valor máximo para e. Esta indicación de la Norma en lo referente a las soldaduras restringe la utilización de grandes espesores de chapa, pues no existe un intervalo que asegure la soldabilidad con el soporte, y menos aún con las cartelas. 3

Tabla 3. Valores límite de la garganta de una soldadura en ángulo en una unión de fuerza. Espesor de Garganta a la pieza (mm) Valor máximo (mm) Valor mínimo (mm) 4.0 4..5.5 4.3 4.9 3.0.5 5.0 5.6 3.5.5 5.7 6.3 4.0.5 6.4 7.0 4.5.5 7. 7.7 5.0 3.0 7.8 8.4 5.5 3.0 8.5 9. 6 3.5 9. 9.9 6.5 3.5 0.0 0.6 7.0 4.0 0.7.3 7.5 4.0.4.0 8.0 4.0..7 8.5 4.5.8 3.4 9.0 4.5 3.5 4. 9.5 5.0 4. 5.5 0.0 5.0 5.6 6.9.0 5.5 7.0 8.3.0 5.5 8.4 9.7 3.0 6.0 9.8. 4.0 6.0.3.6 5.0 6.5.7 4.0 6.0 6.5 4. 5.4 7.0 7.0 5.5 6.8 8.0 7.0 6.9 8. 9.0 7.5 8.3 3. 0.0 7.5 3. 33.9.0 8.0 34.0 36.0 4.0 8.0 33

Por ejemplo: supongamos que tras realizar el cálculo de un pilar interior de un muro hastial (figura) se obtiene que el soporte se dimensiona con un perfil HEB 00 y la placa de anclaje no rigidizada es de espesor 5 mm. Para realizar la comprobación de la compatibilidad de soldadura, se ha de tener en cuenta que los elementos a unir son el alma y las alas del soporte con la placa base. Los espesores son: 9.0, 5.0 y 5.0 mm. Se puede crear la siguiente tabla para visualizar mejor el ejemplo. Elemento Tabla 4. Ejemplo de compatibilidad de soldadura. Garganta Espesor (mm) Valor máximo Valor mínimo (mm) (mm) Alma HEB 00 9.0 6.0 3.5 Ala HEB 00 5.0 0.0 5.0 Placa 5.0 7.0 7.0 Puede comprobarse que entre el ala del HEB 00 y la placa de 5 mm existe compatibilidad de soldadura en el intervalo 7.0 0.0 mm. Sin embargo, no existe esta compatibilidad entre el alma del pilar y la placa. Por tanto, las soluciones posibles son: Colocar cartelas de rigidez, que permitirán disminuir el espesor de la placa. Desdoblar la placa, de manera que el espesor total de las placas supere el de cálculo. Por supuesto que será necesario conseguir una compatibilidad de soldadura entre las placas adyacentes. Desde el punto de vista constructivo, basta con dimensionar la placa inferior con cm más a cada lado para facilitar la realización del cordón de soldadura. Realizar simultáneamente las dos soluciones anteriores, es decir, colocar cartelas y desdoblar la placa. Esto será necesario en placas muy solicitadas en las que se obtienen espesores muy grandes. También hay que tener en cuenta la compatibilidad de soldaduras entre las cartelas y el resto de los elementos. 34

Siguiendo con el ejemplo, supongamos que tras el nuevo cálculo se obtienen unas cartelas de 5 mm de espesor y una nueva placa de 8 mm. Habría que volver a estudiar la compatibilidad entre los distintos elementos que hay que soldar entre sí. Para ello se realiza una nueva tabla. Elemento Tabla 5. Ejemplo de compatibilidad de soldadura. Garganta Espesor (mm) Valor máximo Valor mínimo (mm) (mm) Alma HEB 00 9.0 6.0 3.5 Ala HEB 00 5.0 0.0 5.0 Placa 8.0.0 5.5 Cartela 5.0 3.5.5 Ahora sí existe compatibilidad de soldadura entre el alma del soporte y la placa en el intervalo 3.5-5.0 mm. Del mismo modo, se amplia la compatibilidad entre la placa y las alas del perfil (5.5-0.0). Sin embargo, no es soldable la cartela con las alas del perfil HEB 00, ni tampoco es soldable la cartela con la placa. Esto nos obligaría, únicamente por motivos de soldabilidad, a adoptar unas cartelas de espesor 8 mm, que tendrían un intervalo de soldabilidad 5.5-5.5 con la placa y 5.0-5.5 con las alas del pilar. 35

.8.Predimensionamiento de basas. Por último, para predimensionar las placas de anclaje se incluye una de las tablas confeccionadas por Cudós Samblancat, V. (*), mediante la cual se puede disponer de un valor inicial de cálculo de las dimensiones de la placa, m y h (a y b en la notación que hemos manejado). Para ello hay que entrar en la tabla con los valores del momento M (en t m) y de la carga axial N (en t), ambos sin mayorar. De igual modo proporciona el valor A de la sección de los pernos de anclaje de cada lado de la placa, pero el número de pernos y su sección lo calcularemos con criterios extraidos de la EHE. (*) Cudós Samblancat, V. (978). Cálculo de estructuras de acero. H. Blume Ediciones. Madrid. 36

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