Análisis y Diseño Nave Ind. Conexiones Soldadas Diseño Estudiar

UNIVERSIDAD DE CUENCA

Facultad de Ingeniería Civil Departamento de Civil

Análisis y Diseño de Nave Industrial Industrial con Estructuras Metálicas. Autor: Henry Estith Banegas Avila

Tutor: Prof. Dr. Ing. Roberto Gamón Torres

La Habana – Cuba 2005 Estructuras Metálicas Metálicas Henry Estith Banegas Avila



A mi madre, que siempre me apoya con amor afecto y cariño.

Estructuras Metálicas Metálicas Henry Estith Banegas Avila



A mi madre, que siempre me apoya con amor afecto y cariño.




Agradezco a Dios por sobre todas las cosas. A mi tutor Prof. Dr. Ing. Roberto

Gamón

Torres

por

compartir sus conocimientos y brindarme toda la ayuda posible. A un amigo, Jorge Crespo, por su ayuda Estructuras Metálicas Metálicas Henry Estith Banegas Avila


desinteresada


CONTENIDO

 Introducción

……………………………………………………………………….3

 Objetivos…………………………………………………………………………...4  Alcance……………………………………………………………………………..5  Estado

del arte……………………………………………………………………...6

 Capítulo

I: Generalidades………………………………………………………….8

1.1 Características generales del proyecto……………………………………………………..9 1.2 Cargas……………………………………………………………………………………..11 1.2.1 Carga muerta……………………………………………………………………11 1.2.2 Carga viva………………………………………………………………………11 1.2.3 Factores y combinaciones de cargas……………………………………………12 1.2.4 Carga sísmica…………………………………………………………………...12 1.3 Código Ecuatoriano de la Construcción…………………………………………………..13 1.3.1 Bases de diseño…………………………………………………………………13 1.3.1.1 Zonas sísmicas y factor de zona Z……………………………………14 1.3.1.2 Geología local y perfiles de suelo. Coeficiente S y Ca……………….14 1.3.1.3 Tipo de uso, destino e importancia de la estructura. Coeficiente I…...17 1.3.1.4 Selección del procedimiento de cálculo de fuerzas laterales…………18 1.3.2 Carga sísmica reactiva W……………………………………………………….18 1.3.3 Cortante Basal de Diseño……………………………………………………….18 1.3.3.1 Coeficiente de configuración estructural en planta φP ..……………...19 1.3.3.2 Coeficiente de configuración estructural en elevación φE …………...19 1.3.3.3 Período de vibración T………………………………………………..24 1.3.3.4 Factor de reducción de resistencia sísmica R…………………………25 1.3.4 Distribución vertical de fuerzas laterales……………………………………….25 1.3.5 Distribución horizontal del cortante……………………………………………26 1.3.6 Limites de la deriva de piso…………………………………………………….27 1.4 Armaduras………………………………………………………………………………...28 1.4.1 Tipos de armaduras de cubierta………………………………………………………...28 1.4.2 Secciones principales de elementos en una armadura………………………………….29 1.4.3 Selección del tipo de secciones…………………………………………………………30 Estructuras Metálicas 1 Henry Estith Banegas Avila



1.4.4 Arriostramientos………………………………………………………………………...31  Capítulo

II: Cálculo de cargas y Modelación de la nave industrial………………34

2.1 Cálculo de cargas para la nave industrial…………………………………………………35 2.1.1 Cálculo de carga muerta………………………………………………………...35 2.1.2 Cálculo de carga viva…………………………………………………………...36 2.1.3 Carga de sismo………………………………………………………………….36 2.2 Modelación de la nave industrial…………………………………………………………38  Capítulo

III: Diseño manual de los miembros estructurales……………………...42

3.1 Análisis y diseño de la viga carrilera del puente grúa…………………………………….41 3.2 Diseño de columna………………………………………………………………………..52 3.3 Diseño de un elemento del cordón inferior de la armadura………………………………60 3.4 Diseño de una diagonal del la armadura………………………………………………….63  Capítulo

IV: Diseño manual de uniones………………………………………….66

4.1 Diseño de una unión de la armadura de cubierta…………………………………………67 4.2 Diseño del nodo inferior armadura-columna…………………………………………….74 4.3 Diseño de la ménsula de la viga carrilera………………………………………………...79 4.4 Diseño de placas base para columnas…………………………………………………….83  Conclusiones……………………………………………………………………...85  Recomendaciones…………………………………………………………………86  Referencias

Bibliográficas………………………………………………………..87

 Nomenclatura……………………………………………………………………..88  Anexos

Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


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INTRODUCCIÓN Desde hace muchos años se viene empleado la construcción de estructuras metálicas debido a que posee varias ventajas con respecto a las de hormigón armado tales como el peso, alta resistencia, homogeneidad, elasticidad, precisión dimensional, ductilidad, tenacidad, facilidad de unión con otros miembros, rapidez de montaje, disponibilidad de secciones y tamaños, costo de recuperación, reciclable, permite ampliaciones fácilmente, se puede prefabricar estructuras y por lo tanto el tiempo en la puesta en marcha para la explotación de la edificación disminuye por el empleo de este tipo de material. También tiene sus desventajas como la corrosión, disminución de su resistencia al exponerse al fuego, se fatiga cuando se somete a un gran número de inversiones de carga o a cambios frecuentes de magnitud de esfuerzos a tensión. Ahora existen grandes instituciones que están dedicadas a la difícil labor de estudiar las características y formas de comportamiento del acero, así como en la elaboración de normas para cálculo estructural, siendo una de ellas la muy conocida American Institute of Steel Costruction (AISC) que en los últimos años a desarrollado el método de estados límites Load and Resistance Factor Design (LRFD. Este método que nos presenta la AISC es el que vamos a utilizar en el cálculo de los elementos estructurales que conforman la nave industrial que se ha propuesto para el desarrollo de éste proyecto; que puede servir como base para el estudio de un proyecto real, siendo éste muy complejo y bien extenso, que para su realización se necesita de todo un conjunto de profesionales. El proyecto a tratarse en este trabajo está más orientado a la aplicación de los fundamentos básicos del método LRFD. El programa de estructuras Sap2000 que se emplea para la modelación de la nave cuenta ya en su programación con este último método desarrollado por la norma americana. La comprobación de los resultados arrojados por este programa se realizará mediante el diseño manual de algunos de los elementos utilizando, claro está, el método de los estados límites, llegando así a realizarse un análisis comparativo.



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OBJETIVOS

Aplicar los conocimientos adquiridos en clase y durante la elaboración de este proyecto. Diseñar la nave industrial de manera que sea con las medidas de peso y dimensiones de los elementos lo más pequeño posible, que sea resistente y funcional, reduciendo las labores de fabricación y tiempo de montaje. Analizar y diseñar cada uno de los elementos que intervienen un una nave industrial evaluando los esfuerzos y las deformaciones que generan las cargas externas en la estructura que se ha modelado. Aplicar los reglamentos para el cálculo estructural empleando las nuevas metodologías de diseño presentadas en la normativa actual de la American Institute of Steel Costruction (AISC) por el método de estados límites Load and Resistance Factor Design (LRFD.



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ALCANCE

Se basa en realizar el diseño de todos los elementos estructurales que conforman la nave industrial de estructura metálica través del programa de estructuras Sap2000. Se diseña también manualmente algunos de los elementos principales tales como viga carrilera del puente grúa, una columna, un tensor de la armadura de la cubierta y dos uniones, llegando así; ha adquirir conocimientos en cuanto al uso del sofisticado programa de estructuras, y demostrando que se conocen los aspectos teóricos fundamentales del diseño de estructuras metálicas utilizando la norma americana AISC/LRFD.



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ESTADO DEL ARTE

Como el hierro se corroe fácilmente, no se conservan piezas muy antiguas que sirvan de pista para localizar a los primeros fundidores de hierro que supieron explotar los primeros minerales ferrosos. Es probable que de manera accidental los antiguos hayan descubierto pequeños trozos de hierro en residuos de fogatas donde se quemó leña en abundancia en contacto con rocas de alto contenido férrico. Esto es concebible porque el hierro ocupa el cuarto lugar en abundancia en la corteza terrestre después del oxígeno, el silicio y el aluminio. Hasta aquí los antiguos tenían hierro, no acero. Hay indicios de que alrededor del año 1200 A.C. ya se sabía cómo convertir la superficie del hierro forjado en acero. El proceso de "aceración" del hierro, se dice, surgió por la necesidad de contar con un material tan fuerte como el bronce. El efecto del carbono en el endurecimiento del acero se compara con el efecto del estaño en el cobre. A temperaturas tan altas como 950°C, toma nueve horas formar una corteza de acero (con 0.5% de carbono) de 1.5mm de grueso alrededor de la pieza de hierro. Este proceso, con algunas variantes, todavía se emplea en la actualidad y se conoce como cementación. A emerger la civilización de la oscuridad de la edad media, todavía la cementación era el método más generalizado para convertir la superficie del hierro forjado en acero. No fue sino hasta 1740 que el mundo occidental redescubrió el método del crisol para producir acero. En el siglo XVIII se desconocía el motivo por el cual el hierro forjado, el acero y el arrabio eran distintos. No fue sino hasta 1820 cuando Kersten planteó que era el contenido de carbono la razón de sus diferencias. El primer método para determinar con precisión el contenido de carbono en el acero fue desarrollado en 1831 por Leibig. Antes de la revolución industrial, el acero era un material caro que se producía en escala reducida para fabricar armas, principalmente. Los componentes estructurales de máquinas, puentes y edificios eran de hierro forjado o fundiciones. A mediados del siglo XIX se producían por laminación rieles para ferrocarril de 40 m de largo; se usaba de manera generalizada el martillo de vapor y se fabricó el primer buque interoceánico hecho a base de hierro forjado. La torre Eiffel, inaugurada en París en 1889, se construyó con más de 7 000 toneladas de hierro forjado.



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El primer paso para lograr la transformación masiva del arrabio en acero lo dio el inglés Henry Bessemer en 1856. Bessemer instaló su propia acería en Sheffield, pronto logró una producción de un millón de toneladas por año. Una vez desatada la producción masiva de acero durante la revolución industrial, la producción, mundial creció vertiginosamente, impulsada por una fiebre tecnológica sin precedentes y por una demanda industrial insatisfecha. Hoy en día podemos decir que la fabricación del acero es una tecnología relacionada con la producción del hierro y sus aleaciones, en especial las que contienen un pequeño porcentaje de carbono, que constituyen los diferentes tipos de acero. A veces, las diferencias entre las distintas clases de hierro y acero resultan confusas por la nomenclatura empleada. En general, el acero es una aleación de hierro y carbono a la que suelen añadirse otros elementos. Algunas aleaciones denominadas ‘hierros’ contienen más carbono que algunos aceros comerciales. El hierro de crisol abierto y el hierro forjado contienen un porcentaje de carbono de sólo unas centésimas. Los distintos tipos de acero contienen entre el 0,04 y el 2,25% de carbono. El hierro colado, el hierro colado maleable y el arrabio contienen entre un 2 y un 4% de carbono. Hay una forma especial de hierro maleable que no contiene casi carbono alguno. Para fabricar aleaciones de hierro y acero se emplea un tipo especial de aleaciones de hierro denominadas ferro-aleaciones, que contienen entre un 20 y un 80% del elemento de aleación, que puede ser manganeso, silicio o cromo. En la actualidad el acero es utilizado para la construcción de varias estructuras siendo una de ellas las naves industriales, siguiendo una serie de modelaciones de cálculo y normativas de diseño, siendo una de ellas la norma americana AISC que ha desarrollado cada vez métodos más sofisticados que aprovechan las propiedades físicas y mecánicas del acero, llegando a una optimización de recursos, como es el método LRFD. Se cuenta ahora, con las últimas actualizaciones publicadas del año 2001, en las cuales se basa el diseño de los elementos de la nave industrial propuesta en este proyecto.


UNIVERIDAD DE CUENCA

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

Capítulo I

Generalidades




1.1 Características generales del proyecto

El proyecto consiste en el diseño estructural de una nave metálica con las siguientes características, 15m de luz y 30m de longitud con 6m de intercolumnio y 10m de altura, la cubierta será a dos aguas y estará resuelta con láminas metálicas grecadas trapezoidales de marca Galvadeck de 0.6mm de espesor. Estas láminas se utilizarán también para la fachada de la nave industrial. Las aguas se evacuan por caída libre hacia los laterales.

La nave industrial cuenta con un puente grúa de 10KN de capacidad de carga, que se mueve en el sentido longitudinal a través de sus dos ruedas en cada extremo. La grúa puede recorrer en el sentido transversal facilitando así el izaje de elementos consideradas pesadas a cualquier parte dentro de la nave. El puente grúa se desplaza sobre las vigas carrileras que se apoyan en las ménsulas que se encuentran empotradas en las columnas a la altura de 4.8m.

Estructuralmente la nave está conformada por una armadura de 2m de peralto en sus extremos y 2.9m en la parte central, la cual está conectada a las columnas en el sentido transversal a la altura de 8m en su cordón inferior. Las columnas se conectan a los pedestales de los cimientos a través de una placa base, mediante unos tornillos que están perfectamente anclados y adheridos al concreto de dicho pedestal. Las bases de columna se diseñan articuladas para disminuir el área de cimentación y hormigón necesarios, es decir a carga axial obteniendo así las dimensiones y espesor de al plancha metálica laminada en caliente.

Los elementos que conforman la armadura están conectados entre sí, mediante soldadura a una placa de un espesor de 10mm. Las conexiones de los cordones superior e inferior que se unen a la columna se lo realiza mediante soldadura a un perfil T, el mismo que se conectará a la columna mediante seis pernos de 16mm de diámetro que fueron diseñados de acuerdo a las solicitaciones de cargas al cual estén sujetos. También se colocará un perfil angular por debajo del perfil T perfectamente soldado a la columna.

La estructura cuenta con un sistema de rigidización para absorber las cargas laterales aplicadas, que este caso se trata del efecto del sismo. Se han colocado estos arriostres, que son sujeciones laterales diagonales, en la fachada y armadura de cubierta para ayudar a mantener las deformaciones de los elementos dentro de los parámetros requeridos. Estos están



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colocados en el cordón superior e inferior de la armadura y en la fachada, acorde a criterios para comunicar rigidez espacial.

La estructura de esta nave se propone resolverla con perfiles laminados en caliente suministrados por la gama canadiense ya que se dispone de esté catálogo, además bebido a que el programa de estructuras Sap200 que se va ha utilizar para de diseño cuenta con la posibilidad de hacerlo utilizando esta variedad de perfiles.



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1.2 Cargas

Se podría decir que parte más importante y difícil que debe enfrentar un proyectista de estructuras, es la estimación de las cargas que actúan en una edificación durante su vida útil, de ahí que; no debe omitirse la posibilidad de que pueda presentarse cualquier carga, para estar a lado de la seguridad. Después de que se han estimado las cargas es preciso indagar las combinaciones más desfavorables que puedan ocurrir en un momento dado. Las cargas se clasifican en cargas vivas y cargas muertas.

1.2.1 Carga muerta

Las cargas muertas son aquellas que permanecen inmóviles en la estructura, éstas son el peso propio y otras cargas que permanecerán fijas. Para el análisis y diseño de cualquier estructura es indispensable evaluar los pesos de los elementos que lo conforman, y, en el caso de haber, de otras cargas permanentes. [8]

Antes del diseño de cualquier estructura no se cuenta con el peso propio real de los elementos, por lo que hay que hacer una estimación de estos valores, pero cuando ya se tenga el diseño final se debe hacer un análisis comparativo del valor real con el estimado, y verificar que no haya muchas discrepancias, en caso de haber, se debe repetir el diseño con los nuevos valores hasta que converjan. En el manual LRFD se presentan los pesos de muchos materiales en el cual se puede consultar para hacer estimaciones de pesos propios.

1.2.2 Carga viva

Se denominan cargas vivas a aquellas que no están inmóviles, tales como gente, grúas, sismo, vehículos, nieve, hielo, aguas en movimiento, presión de tierra, viento, etc. Estas cargas dependen del tipo de estructura, su uso pretendido, y la ubicación geográfica.

Las cargas vivas sobre las estructuras tipo estándar, son por lo general especificadas por el código de construcción de cada país en el que se proyecte.



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1.2.3 Factores y combinaciones de cargas

A continuación de presenta los factores y combinaciones de carga básicas que se deben tener en cuento en el momento momento del diseño de una estructura. Estos factores factores están dados en la sección A4.1 de las especificaciones del LRFD.

U = 1.4D U = 1.2D + 1.6L + 0.5(Lr o S o R) U = 1.2D + 1.6(Lr o S o R) + (0.5L o 0.8W) U = 1.2D + 1.3W + 0.5L +0.5(Lr o S o R) U = 1.2D + 1.0E 0.5L + 0.2S U = 1.2D - 1.0E 0.5L + 0.2S

Donde:

D.- Cargas muertas. L.- Cargas vivas. Lr.- Cargas vivas en techos. S.- Cargas de nieve. R.- Carga inicial de agua de lluvia o hielo, sin incluir encharcamiento. U.- Carga última.

El objeto de utilizar estos factores a la hora del diseño es incrementar los valores de carga considerados, de manera que se tomen en cuenta las incertidumbres implicadas al estimar las magnitudes.

1.2.4 Carga sísmica

Para la estimación de la carga de sismo se hace referencia al Código Ecuatoriano de la Construcción que se describe a continuación.



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1.3 Código Ecuatoriano de la Construcción

Las especificaciones de este Código Ecuatoriano de la Construcción deben ser consideradas como requisitos mínimos a aplicarse para el cálculo y diseño de una estructura, con el fin de resistir eventos de origen sísmico. Dichos requisitos se basan principalmente en el comportamiento dinámico de estructuras de edificación. Para el caso de estructuras distintas a las de edificación, tales como reservorios, tanques, silos, puentes, torres de transmisión, muelles, estructuras hidráulicas, presas, tuberías, etc., cuyo comportamiento dinámico es distinto al de las estructuras de edificación, se deberán aplicar consideraciones adicionales especiales que complementen a los requisitos mínimos que constan en el presente reglamento.

Es la intención del presente reglamento que, al cumplir con los requisitos aquí detallados, se proporcione a la estructura de un adecuado diseño sismorresistente que cumpla con la siguiente filosofía:

Prevenir daños en elementos no-estructurales y estructurales, ante terremotos pequeños, que pueden ocurrir frecuentemente frecuentemente durante la vida útil de la estructura. Prevenir daños estructurales graves y controlar daños no-estructurales, ante terremotos moderados y poco frecuentes, que pueden ocurrir durante la vida útil de la estructura. Evitar el colapso ante terremotos severos que pueden ocurrir raras veces durante la vida útil de la estructura, procurando salvaguardar la seguridad y la vida de sus ocupantes. [6]

1.3.1 Bases de diseño

Los procedimientos y requisitos descritos en este reglamento se determinarán considerando la zona sísmica del Ecuador donde se va a construir la estructura, las características del suelo del sitio de emplazamiento, el tipo de uso, destino e importancia de la estructura, y el tipo de sistema y configuración estructural a utilizarse. Las estructuras deberán diseñarse para una resistencia tal que puedan soportar los desplazamientos laterales inducidos por el sismo de diseño, considerando la respuesta inelástica, la redundancia y sobre-resistencia estructural inherente, y la ductilidad de la estructura. La resistencia mínima de diseño deberá basarse en las fuerzas sísmicas de diseño establecidas en este reglamento.



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1.3.1.1 Zonas sísmicas y factor de zona Z

El sitio donde se construirá la estructura determinará una de las cuatro zonas sísmicas del Ecuador, de acuerdo con la definición de zonas de la Figura 1. Una vez identificada la zona sísmica correspondiente, se adoptará el valor del factor de zona Z, según la Tabla 1. El valor de Z de cada zona representa la aceleración máxima efectiva en roca esperada para el sismo de diseño, expresada como fracción de la aceleración de la gravedad.

-83

-82

-81

-80

-79

LIMONES

2

ESMERALDAS

-78

##

-75

-91

-74

-90

-89

2 MALDONADO #

#

#

ATACAMES

-76

##

#

#

#

-77

SAN LORENZO

1

0

0

-1

-1

TULCAN

##

EL ANGEL

## ##

#

# # IBARRA # #

LA BONITA

1

#

PEDERNALES

#

TABACUNDO ## #

BAHIA DE CARAQUEZ #

#

#

##

EL CARMEN CHONE

QUITO #

NUEVA LOJA

FRANCISCO DE ORELLANA (COCA)

## ##

SANGOLQUI # MACHACHI BAEZA #

0

##

-91

## ## LATACUNGA JUNIN #

#

# ##

#

#

##

-1

CAYAMBE

#

#

PORTOVIEJO #

##

#

SANTO DOMINGO DE LOS COLORADOS

0

OTAVALO

#

#

#

QUEVEDO

-1

AMBATO # # # GUARANDA # # PUYO # # MERA PAJAN # # BABAHOYO # PALORA # RIOBAMBA # DAULE # GUAYAQUIL# # BALZAR ##

#

-89

TENA

## PILLARO ## #

#

JIPIJAPA

-90

#

#

#

#

#

#

#

-2

-2

#

SALINAS # # ANCONCITO #

##

#

BALAO GENERAL VILLAMIL

# ##

EL TRIUNFO

## ##

#

##

-3

Zona Sismica

PALLATANGA

#

NARANJAL

##

## # #

I

MACAS

II

SUCUA

III

-3

AZOQUES

IV

#

#

CUENCASIGSIG

MACHALA #

#

#

#

HUAQUILLAS # # ARENILLAS

#

-4

CATACOCHA

##

#

-4

SARAGURO

#

##

LOJA ##

##

ZAMORA

N

-5

GONZANAMA

-5

W

E S

-83

-82

-81

-80

-79

-78

-77

-76

-75

-74

Figura 1. Ecuador, zonas sísmicas para propósitos de diseño

Tabla 1. Valores del factor Z en función de la zona sísmica adoptada Zona sísmica Valor factor Z

I II III 0.15 0.25 0.30

IV 0.4

1.3.1.2 Geología local y perfiles de suelo. Coeficiente S y Ca.

Los requisitos establecidos en este reglamento que tienen como finalidad tomar en cuenta la geología local para propósitos de diseño, son requisitos mínimos y no substituyen los estudios de geología de detalle, los cuales son necesarios para el caso de proyectos de infraestructura y Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


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otros proyectos distintos a los de edificación. Las condiciones geotécnicas de los sitios o perfiles de suelo se las clasifica de acuerdo con las propiedades mecánicas del sitio, los espesores de los estratos y la velocidad de propagación de las ondas de corte. Este último parámetro puede ser correlacionado con otros parámetros del suelo, como por ejemplo el número de golpes del SPT, para algunos tipos de suelo en sitios donde se disponga de las correlaciones correspondientes.

Los tipos de perfiles de suelo se clasifican de la siguiente manera: Perfil tipo S1: Roca o suelo firme.- A este grupo corresponden las rocas y los suelos endurecidos con velocidades de ondas de corte similares a las de una roca (mayores a 750 m/s), con períodos fundamentales de vibración menores a 0.20s. Se incluyen los siguientes tipos de suelo:

Roca sana o parcialmente alterada, con resistencia a la compresión no confinada mayor o igual a 500 KPa (5 kg/cm2). Gravas arenosas, limosas o arcillosas densas y secas. Suelos cohesivos duros con resistencia al corte en condiciones no drenadas mayores a 100 Kpa (1 kg/cm2), con espesores menores a 20m. y yacentes sobre roca u otro material endurecido, con velocidad de onda de corte superior a 750 m/s. Arenas densas con número de golpes del SPT: N > 50, con espesores menores a 20m. yacentes sobre roca u otro material endurecido con velocidad de onda de corte superior a 750 m/s. Suelos y depósitos de origen volcánico firmemente cementados, tobas y conglomerados con número de golpes del SPT: N > 50. Perfil tipo S2: Suelos intermedios.- Suelos con características intermedias entre los perfiles de suelos tipo S1 y S3.

Perfil tipo S3: Suelos blandos o estratos profundos.- En este grupo se incluyen los perfiles de suelos blandos o estratos de gran espesor, en los que los períodos fundamentales de vibración son mayores a 0.6 s, incluyéndose los siguientes casos:



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Suelos Cohesivos Blandos Semiblandos Duros Muy duros

Velocidad de ondas de corte, Vs (m/s) < 200 200-400 400-750 > 750

Resistencia al Corte No Drenada, Su (KPa) < 25 25-50 50-100 100-200

Espesor del estrato > 20m > 25m > 40m > 60m

Suelos Granulares Sueltos Semidensos Densos

Velocidad de ondas de corte, Vs (m/s) < 200 200-750 > 750

Valores N del SPT

Espesor del estrato > 40m > 45m > 100m

4-10 10-30 > 30

Los valores de N, Vs y Su son valores promedio del sitio y serán determinados según las siguientes expresiones:

= ∑ (h i )/ ∑ (h i /VS ) N = ∑ (h i )/ ∑ (h i /N i ) S u = ∑ (h i )/ ∑ (h i /S u ) VS

i

i

Donde hi es el espesor del estrato i, VSi es la velocidad de las ondas de corte en el es trato i y Su es la resistencia al corte no drenada promedio del estrato i. Perfil tipo S4: Condiciones especiales de evaluación del suelo.- En este grupo se incluyen los siguientes tipos de suelo:

Suelos con alto potencial de liquefacción, colapsibles y sensitivos. Turbas, lodos y suelos orgánicos. Rellenos colocados sin control ingenieril. Arcillas y limos de alta plasticidad (IP > 75). Arcillas suaves y medias duras con espesor mayor a 30 m.

Los perfiles de este grupo incluyen los suelos altamente compresibles y donde las condiciones geológicas y/o topográficas sean especialmente desfavorables y que requieran estudios geotécnicos no rutinarios para determinar sus características mecánicas. El tipo de suelo existente en el sitio de construcción de la estructura, y por ende, el coeficiente de suelo S, se establecerán de acuerdo con lo especificado en la Tabla 2. El coeficiente S se establecerá analizando el perfil que mejor se ajuste a las características locales. En los sitios donde las propiedades del suelo sean poco conocidas, se podrán utilizar los valores del perfil Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


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de suelo tipo S3. Adicionalmente se encuentra tabulado el coeficiente Cm, relacionado con la definición del espectro del sismo de diseño establecido más adelante en este reglamento, y que depende del perfil de suelo a utilizar. Tabla 2. Coeficiente de suelo S y Coeficiente Cm Perfil tipo S1 S2 S3 S4

Descripción Roca o suelo firme Suelos intermedios Suelos blandos y estrato profundos Condiciones especiales de suelo

S 1.0 1.2 1.5 2.0*

Cm 2.5 3.0 2.8 2.5

(*) Este valor debe tomarse como mínimo, y no substituye los estudios de detalle necesarios para construir sobre este tipo de suelos.

1.3.1.3 Tipo de uso, destino e importancia de la estructura. Coeficiente I.

La estructura a construirse se clasificará en una de las categorías que se establecen en la Tabla 3, y se adoptará el correspondiente factor de importancia I. Tabla 3. Tipo de uso, destino e importancia de la estructura Categoría 1. Instalaciones esenciales y / o peligrosas

Tipo de uso, destino e importancia Factor I Hospitales, Clínicas, Centros de Salud o de 1.5 emergencia sanitaria. Estaciones militares, de policía, bomberos, defensa civil. Garajes o estacionamientos para vehículos y aviones que atienden emergencias. Torres de control aéreo. Estructuras de centros de telecomunicaciones u otros centros de atención de emergencias. Estructuras que albergan equipo de generación y distribución eléctrica. Tanques u otras estructuras utilizadas para depósitos de agua u otras substancias anti-incendios. Estructuras que albergan depósitos tóxicos, explosivos, químicos u otras substancias peligrosas. 2. Estructuras de Museos, iglesias, escuelas y centros de educación 1.3 ocupación especial o deportivos que albergan más de 300 personas. Todas las estructuras que albergan más de 5000 personas. Edificios públicos que requieren operar continuamente. 3. Otras Todas las estructuras de edificación y otras que 1.0 estructuras no clasifican dentro de las categorías anteriores.



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1.3.1.4 Selección del procedimiento de cálculo de fuerzas laterales

En general, una estructura puede ser calculada mediante procedimientos de cálculo de fuerzas laterales estáticos o dinámicos. El procedimiento escogido dependerá de la configuración estructural, tanto en planta como en elevación.

El procedimiento estático de determinación de fuerzas laterales se utilizará únicamente para el cálculo de estructuras regulares, tanto en planta como en elevación. Para el caso en el cual la estructura regular se cimiente sobre suelo tipo S4, deberán considerarse los efectos de interacción suelo-estructura. Para el resto de casos, se utilizará el procedimiento de cálculo dinámico. Sin embargo, pueden utilizarse procedimientos alternativos de cálculo sísmico que tengan un adecuado fundamento, basados en los principios establecidos por la dinámica de estructuras, llevados a cabo por un profesional calculista altamente calificado.

1.3.2 Carga sísmica reactiva W

Para fines de este reglamento, W representa la carga reactiva por sismo, igual a la carga muerta total de la estructura. En el caso de estructuras de bodegas o de almacenaje, W se calcula como la carga muerta más un 25% de la carga viva de piso. 1.3.3 Cortante Basal de Diseño

El cortante basal total de diseño V a ser aplicado a una estructura en una dirección dada se determinará mediante las expresiones:

V= C=

ZIC R

W

φP φE

1.25 S S T

Donde el valor de C no necesita exceder el valor de Cm de la Tabla 2, no debe ser menor que 0.5, y puede utilizarse para cualquier tipo de estructura; el valor de S y de su exponente S se obtendrán también de la Tabla 2;

φP

y φE son los factores de configuración estructural en

planta y en elevación, respectivamente, y R es el factor de reducción de respuesta estructural, todos ellos descritos en el presente reglamento.



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1.3.3.1 Coeficiente de configuración estructural en planta

El coeficiente

φP se

P

estimará a partir del análisis de las características de regularidad e

irregularidad de las plantas en la estructura, descritas en la Tabla 4 y en la Figura 2. Se utilizará la expresión

φP

= φ PA × φ PB

siendo

φPA el mínimo valor φPi de cada

piso i de la estructura, obtenido de la Tabla 4, para

cuando se encuentran presentes las irregularidades tipo 1, 2 y/o 3 ( φPi en cada piso se calcula como el mínimo valor expresado por la tabla para las tres irregularidades).

φPB se establece de

manera análoga, para cuando se encuentran presentes las irregularidades tipo 4 y/o 5 en la estructura. Cuando una estructura no contempla ninguno de los tipos de irregularidades descritos en la Tabla 4, en ninguno de sus pisos,

φP tomará el valor de 1.

1.3.3.2 Coeficiente de configuración estructural en elevación

El coeficiente

φE se

E

estimará a partir del análisis de las características de regularidad e

irregularidad en elevación de la estructura, descritas en la Tabla 5 y en la Figura 3. Se utilizará la expresión: φE

= φ EA × φ EB × φ EC

siendo

φEA el mínimo valor φEi de cada piso

i de la estructura, obtenido de la Tabla 5, para

cuando se encuentran presentes las irregularidades tipo 1 y/o 5 ( φEi en cada piso se calcula como el mínimo valor expresado por la tabla para las dos irregularidades).

φEB se establece de

manera análoga, para cuando se encuentran presentes las irregularidades tipo 2 y/o 3 en la estructura. De igual forma,

φEC se establece para cuando se encuentre presente la irregularidad

tipo 4 en la estructura. Cuando una estructura no contempla ninguno de los tipos de irregularidades descritos en la Tabla 5, en ninguno de sus niveles,



φE tomará el valor de 1.

19


IRREGULARIDADES EN PLANTA Tipo 1-Irregularidad torsional- φ p = 0.9 ( ∆1+∆2 ) i ∆ > 1.2 2 ∆ 1

∆ 2

Tipo 2-Retrocesos excesivos en las esquinas - φ = 0.9 p i A>0.15B y C>0.15D

B A C

D

Tipo 3 - Discontinuidades en el sistema de piso - φ = 0.9 p i

B D

E C A

1) C x D > 0.5A x B

B D C A

2) (C x D + C x E) > 0.5 A x B

Tipo 4 - Desplazamiento de los planos de Acción - φ p = 0.8 i de elementos verticales Desplazamiento del plano de acción

Dirección bajo estudio

Tipo 5 - Ejes estructurales no paralelos - φ = 0.9 p i

Ejes no paralelos

Planta

Figura 2 Metálicas Estructuras

20

Henry Estith Banegas Avila


IRREGULARIDADES EN ELEV ACION


IRREGULARIDADES EN ELEV ACION Tipo 1 - Piso flexible - φ = 0.9 Ei

F E D

R igidez Kc < 0.70 Rigidez K D ó Rigidez Kc < 0.80

C

(KD+ KE + KF )

B A

3

Ti po 2 - Distribución de masas - φE = 0.9 i

mD > 1.50 mE ó mD > 1.50 mC

F E D C B A b

Tipo 3 - Irregularidad Geométrica - φ = 0.9 Ei

a > 1.30 b

F E D C B A a

Ti po 4 - Desalineamientos en ejes verticales - φE = 0.8 i

b > a

Tipo 5 - Piso débil -

φ = 0.8 Ei

Resistencia Piso B < 0.70 Resistencia Piso C

Figura 3 Metálicas Estructuras Henry Estith Banegas Avila


F E D C B A

b

a

F E D C B A 21


Tabla 4. Coeficientes de configuración en planta Tipo

Descripción de la irregularidad en planta

φ pi

Irregularidad torsional

1

Existe irregularidad por torsión cuando la máxima deriva de piso de un extremo de la estructura, calculada incluyendo la torsión accidental y medida perpendicularmente a un eje determinado, es mayor que 1.2 veces la deriva promedio de los dos extremos de la estructura, con respecto al mismo eje de referencia. La torsión accidental se define en el apartado 4.4 del presente reglamento.

0.9

Retrocesos excesivos en las esquinas

2

La configuración de una estructura se considera irregular cuando presenta retrocesos excesivos en sus esquinas. Un retroceso en una esquina se considera excesivo cuando las proyecciones de la estructura, a ambos lados del retroceso, son mayores que el 15 por ciento de la dimensión de la planta de la estructura en la dirección del retroceso.

0.9

Discontinuidades en el sistema de piso

3

La configuración de la estructura se considera irregular cuando el sistema de piso tiene discontinuidades apreciables o variaciones significativas en su rigidez, incluyendo las causadas por aberturas, entradas, retrocesos o huecos, con áreas mayores al 50 % del área total del piso o con cambios en la rigidez efectiva del piso de más del 50 %, entre niveles consecutivos.

0.9

Desplazamientos del plano de acción de elementos verticales 4

Una estructura se considera irregular cuando existen discontinuidades en los ejes verticales, tales como desplazamientos del plano de acción de elementos verticales del sistema resistente.

0.8

Ejes estructurales no paralelos 5

La estructura se considera irregular cuando los ejes estructurales no son paralelos o simétricos con respecto a los ejes ortogonales principales de la estructura.



0.9

22


Tabla 5. Irregularidades en elevación Tipo

Descripción de la irregularidad en altura

φEi

Piso flexible (irregularidad en rigidez) 1

La estructura se considera irregular cuando la rigidez lateral de un piso es menor que el 70 por ciento de la rigidez lateral del piso superior, o menor que el 80 por ciento del promedio de la rigidez lateral de los tres pisos superiores.

0.9

Irregularidad en la distribución de las masas 2

La estructura se considera irregular cuando la masa de cualquier piso es mayor que 1.5 veces la masa de uno de los pisos adyacentes, con excepción del piso de cubiertas que sean más livianas que el piso inferior.

0.9

Irregularidad geométrica 3

La estructura se considera irregular cuando la dimensión en planta del sistema resistente en cualquier piso es mayor que 1.3 veces la misma dimensión en un piso adyacente, exceptuando el caso de los altillos de un solo piso.

0.9

Desalineamientos de ejes verticales

4

La estructura se considera irregular cuando existen desplazamientos en el alineamiento de elementos verticales del sistema resistente, dentro del mismo plano en el que se encuentran, y estos desplazamientos son mayores que la dimensión horizontal del elemento. Se exceptúa la aplicabilidad de este requisito cuando los elementos desplazados solo sostienen la cubierta de la edificación sin otras cargas adicionales de tanques o equipos.

0.8

Piso débil – Discontinuidad en la resistencia

5

La estructura se considera irregular cuando la resistencia del piso es menor que el 70 por ciento de la resistencia del piso inmediatamente superior, (entendiéndose la resistencia del piso como la suma de las resistencias de todos los elementos que comparten el cortante del piso para la dirección considerada).



0.8

23


Adicionalmente, se debe tomar en cuenta que, cuando la deriva máxima de cualquier piso es menor de 1.3 veces la deriva del piso inmediato superior, puede considerarse que no existen irregularidades de los tipos 1, 2, ó 3.

1.3.3.3 Período de vibración T

El valor de T será determinado a partir de uno de los métodos descritos a continuación:

Método 1: Para estructuras de edificación, el valor de T puede determinarse de manera

T = C t (h n ) 3/4 aproximada mediante la expresión:

Donde: hn = Altura máxima de la edificación de n pisos Ct = 0.08 para pórticos de acero Ct = 0.07 para pórticos espaciales de hormigón armado Ct = 0.05 para pórticos espaciales de hormigón armado con muros estructurales y para otras estructuras

Método 2: El período fundamental T puede ser calculado utilizando las propiedades

estructurales y las características de deformación de los elementos resistentes, en un análisis apropiado y adecuadamente sustentado. Este requisito puede ser cumplido mediante la utilización de la siguiente expresión:

T = 2π

 n  n  2   ∑ wiδ i  ÷  g ∑ f iδ i   i =1   i =1 

Los valores de f i representan cualquier distribución aproximada de las fuerzas laterales, de acuerdo con los principios descritos más adelante, o cualquiera otra distribución racional. Las deflexiones elásticas

δi deben ser calculadas utilizando las fuerzas laterales f i calculadas. El

valor de T así calculado no debe ser mayor en un 30% al valor de T calculado con el Método1. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


24


1.3.3.4 Factor de reducción de resistencia sísmica R

El factor R a utilizarse en el cálculo del cortante basal aplicado a una estructura de edificación, en cualquiera de las direcciones de cálculo adoptadas, se escogerá de la Tabla 6, tomándose el menor de los valores para los casos en los cuales el sistema resistente estructural resulte una combinación de varios sistemas como los descritos en la tabla. Para otro tipo de estructuras diferentes a las de edificación, se deberá cumplir con los requisitos establecidos en la sección 5 de este reglamento. El valor de R podrá aplicarse en el cálculo del cortante basal, siempre y cuando la estructura sea diseñada cumpliendo con todos los requisitos de diseño sismo-resistente acordes con la filosofía de diseño del presente reglamento.

Tabla 6. Valores del coeficiente de reducción de respuesta estructural R Sistema Estructural R Estructuras con pórticos espaciales sismorresistentes, 10 de hormigón armado o de estructura de acero laminado en caliente. Sistemas de pórticos espaciales sismoresistentes de hormigón o de acero laminado en caliente, con muros estructurales de hormigón armado (sistemas duales). Estructuras con pórticos espaciales sismorresistentes y 8 diagonales rigidizantes. Estructuras con vigas perdidas en las losas (losas planas) y con muros estructurales. Estructuras con vigas perdidas en las losas (losas 7 planas) y sin muros estructurales. Estructuras con pórticos espaciales sismorresistentes en conjunto con mampostería confinada. Estructuras de acero doblado en frío. Estructuras de madera. Estructuras de mampostería reforzada. 4.5 Estructuras de tierra. 1.5

1.3.4 Distribución vertical de fuerzas laterales

En ausencia de un procedimiento más riguroso, basado en los principios de la dinámica, las fuerzas laterales totales de cálculo deben ser distribuidas en la altura de la estructura, utilizando las siguientes expresiones:

V = Ft

n

+ ∑ Fi

Ft

= 0.07 T V

i =1



25


La fuerza concentrada F t se aplicará en la parte más alta de la estructura, constituyéndose una fuerza adicional a la fuerza F n, siendo n el número de pisos de la estructura. El valor de T utilizado para la evaluación de F t puede ser el período utilizado para el cálculo del cortante basal total V. Sin embargo, F t no necesita exceder el valor de 0.25 V, y puede considerarse nulo cuando T es menor o igual a 0.7 seg. La parte restante del cortante basal debe ser distribuido sobre la altura de la estructura, incluyendo el nivel n, de acuerdo con la expresión:

Fx

=

(V − Ft ) w x h x n

∑w

i

hi

i =1

Siendo Fx la fuerza en el nivel x de la estructura que debe aplicarse sobre toda el área del edificio en ese nivel, de acuerdo a su distribución de masa en cada nivel (w i es el peso asignado a cada nivel de la estructura, siendo una fracción de la carga reactiva W). Las acciones y deformaciones en cada elemento estructural deben calcularse como resultado del efecto de las fuerzas F x y Ft, aplicadas en los niveles apropiados de la estructura sobre su base. 1.3.5 Distribución horizontal del cortante

El cortante de diseño de piso V x, en cualquier piso x, es la suma de las fuerzas F t y Fx sobre ese piso. Vx debe distribuirse entre los diferentes elementos del sistema resistente a cargas laterales en proporción a sus rigideces, considerando la rigidez del piso.

La masa de cada nivel debe considerarse como concentrada en el centro de masas del piso, pero desplazado una distancia igual al 5 por ciento de la máxima dimensión del edificio en ese piso, perpendicular a la dirección de aplicación de las fuerzas laterales bajo consideración. El efecto de este desplazamiento debe incluirse en la distribución del cortante de piso y en los momentos torsionales.

En el caso de que la estructura presente pisos flexibles, la distribución del cortante de piso hacia los elementos del sistema resistente se realizará de manera proporcional a la masa tributaria de dichos elementos. Los pisos deben considerarse como flexibles, para propósitos de distribución del cortante de piso y momentos torsionales, cuando la máxima deriva lateral del piso es mayor que dos veces el promedio de las derivas calculadas en los ejes de los elementos resistentes del piso considerado. Este hecho puede verificarse mediante la Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


26


comparación de las deflexiones por cargas laterales del piso, calculadas en el punto medio del mismo, con la deriva de piso de los elementos resistentes cercanos bajo la carga lateral tributaria equivalente.

1.3.6 Limites de la deriva de piso

Para la revisión de las derivas de piso s e utilizará el valor de la respuesta máxima inelástica en desplazamientos

∆M de la estructura, causada por el sismo de diseño. Las derivas obtenidas

como consecuencia de la aplicación de las fuerzas laterales de diseño estáticas ( ∆E), para cada dirección de aplicación de las fuerzas laterales, se calcularán, para cada piso, realizando un análisis elástico estático de la estructura. Pueden también calcularse mediante un análisis dinámico, como se especifica en la sección correspondiente de este reglamento. El cálculo de las derivas de piso debe incluir las deflexiones debidas a efectos traslacionales y torsionales, y los efectos P-∆. Adicionalmente, en el caso de pórticos con estructura metálica, debe considerarse la contribución de las deformaciones de las zonas de conexiones a la deriva total de piso. [6]

El valor de

∆M debe calcularse mediante:

∆ M = R ∆ E No pudiendo ∆M superar los valores establecidos en la Tabla 7.

Tabla 7. Valores de

∆M máximos, como fracción de la altura de piso

Estructuras de:

∆M máxima

Hormigón armado, estructuras metálicas y de

0.020

madera. De mampostería.



0.010

27


1.4 Armaduras

Se da el nombre de armadura a la estructura de celosía destinada para trabajar sobre todo soportando a flexión. A diferencia de una viga, la armadura se forma de varias barras rectas, reunidas en conjuntos, conjuntos, llamados nudos o nodos, nodos, en un sistema geométricamente invariable, invariable, en el cual las cargas inciden únicamente en dichos nodos. Debido a que la carga se transmite por los nodos, las barras de la armadura, las barras de la armadura sólo están sometidas a solicitaciones axiales de las fuerzas de tracción o compresión, compresión, lo que permite utilizar el material mejor que en una viga continua de alma llena. Las armaduras convienen en las construcciones que, por condiciones de rigidez requieren una gran altura. Si las cargas son considerables y los claros relativamente pequeños, las construcciones de las armaduras resultan voluminosas y requieren una gran inversión de trabajo. [9]

Las armaduras se pueden clasificar por varios criterios:

Por su aplicación: armaduras de puentes, armaduras de cubierta, armaduras de grúas, de postes de líneas de transporte de energía, etc. Por su estructura: ligeras de un alma y pesadas de dos almas. Según las direcciones direcciones de las reacciones de apoyos y la organización de

las

construcciones de apoyo: armaduras de viga, ar maduras de arco distanciadoras, etc. Además las armaduras pueden ser planas y espaciales.

1.4.1 Tipos de armaduras de cubierta

Las armaduras de cubierta sirven para mantener las construcciones construcciones de cercha y soportar las cargas que sobre éstas actúan. Las armaduras de la cercha junto con las de cubierta y con las riostras, forman la cubierta del techo. Este sirve fundamentalmente para cubrir al local contra las solicitaciones atmosféricas. Las armaduras de cubierta descansan sobre columnas de acero o de hormigón armado. [9]

Las armaduras difieren entre sí por la configuración de los cordones y por la variedad de la celosía. Según sea la configuración de los cordones, las armaduras son de cordones paralelos (figura 4.a), de una vertiente (figura 4.b), trapezoidales (figura 4.c), y de configuración triangular (figura 4.c). Estructuras Metálicas Metálicas Henry Estith Banegas Avila


28


Figura 4.a

Figura 4.b

Figura 4.c

Figura 4.d

Figura 4. Tipos de armaduras de cubierta La elección de la configuración de los cordones se desprende de las aplicaciones de las armaduras, del material de cubierta, del sistema de salida de agua, y también influye en esa elección razones económicas. económicas. En edificios industriales con techado preparado se aplica más que otras las armaduras con cordones paralelos y las armaduras trapezoidales.

1.4.2 Secciones principales de elementos en una armadura

Para las barras de las armaduras de cubierta, cerchas, la sección que desde el punto de vista constructivo es la más conveniente, y por tanto, la de mayor aplicación es la sección formada de dos angulares en forma de T. Por cuanto en la sección figuran dos elementos idénticos, se obtiene una construcción simétrica con relación al plano vertical. Los nudos de las armaduras se forman con chapas conformadas llamadas cartabones, a las cuales se sujetan por los dos lados las barras de los cordones y de la celosía. [9] Las secciones se pueden formar con angulares equiláteros (figura 8) e in equiláteros, con las alas anchas (figura 9) o con alas cortas (figura 10) orientadas hacia los lados, opuestamente; entre los angulares se tiene que dejar un espacio para los cartabones. Se utilizan otras secciones (figuras 11, 12) también. Estructuras Metálicas Metálicas Henry Estith Banegas Avila


29


Figura 5.a

Figura 5.b

Figura 5.d

Figura 5.c

Figura 5.e

Figura 5.f

Figura 5. Secciones de perfiles Las secciones de todos los elementos de las armaduras de cubierta también se puede construir con angulares solitarios (figura 5.f). En este caso la inversión del metal es la misma que en las armaduras corrientes, pero la fabricación es menos engorrosa, ya que merma la cantidad de piezas y no hace falta el rebordeo o volteo en las operaciones de soldadura. No obstante, surgen algunas dificultades a la hora diseñar los nudos, conjuntos, y a consecuencia las cargas inciden asimétricamente. Las armaduras de angulares solitarios no tienen grietas y se pintan bien, por lo tanto se pueden utilizar en locales con medio corrosivo.

1.4.3 Selección del tipo de secciones

El tipo de angulares para el cordón superior comprimido de las armaduras de cubierta se elige, teniendo en cuenta que la inversión del metal sea la menor posible, que se garantice la equiestabilidad del cordón en todas direcciones, y también que se cree la rigidez requerida desde el plano de las armaduras, para que el trasporte y montaje resulten cómodos.

Dado que las longitudes de cálculo del cordón en y desde el plano de la armadura en muchos casos difieren mucho entre sí Ly = 2Lx, para que las flexibilidades sean iguales es necesario que también difieran entre sí los radios de inercia r

r y

= 2r x .

Esta condición la llena los

angulares in-equiláteros, con las alas grandes fuera de la armadura (figura 5.b).

Si cada uno del cordón está sujeto mediante enlaces o placas de cubierta, es decir; Ly = Lx, la equiestabilidad del cordón queda garantizada por la sección de angulares in-equiláteros con Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


30


las alas pequeñas opuestas (figura 5.c), ya que en este caso

r y

≈ r x . No obstante, las

armaduras con semejante sección del cordón superior son incómodas en el transporte y montaje; ellas se doblan fácilmente desde su plano, lo que comporta gastos adicionales para enderezarlas. Por ello la utilización de tal sección no se recomienda para el cordón superior. Las secciones angulares equiláteros, desde el punto de vista de las óptimas correlaciones de los radios de inercia, seden un poco a las secciones de angulares in-equiláteros, pero, a su vez, el surtido de aceros angulares equiláteros es mucho mayor que el de aceros angulares inequiláteros.

De esa forma, hay que considerar que los perfiles convenientes para el cordón superior de las armaduras de cubiertas son las secciones formadas por dos angulares in-equiláteros, con las alas grandes en sentidos opuestos, o las formadas por angulares equiláteros.

Para las riostras de apoyo comprimidas, con iguales largos de cálculo en ambos planos Lx = Ly, se tolera la disposición de los angulares in-equiláteros indicada en la figura 5.c, ya que esta sección tiene los radios de inercias aproximadamente iguales.

Para las riostras de apoyo se recomienda utilizar angulares in-equiláteros, montados con alas grandes en direcciones opuestas, reduciendo la longitud de cálculo de la riostra en el plano de la armadura casi dos veces con la ayuda de una barra auxiliar. Semejante construcción es conveniente no solo desde el punto de vista de ahorro de metal, sino también por el hecho de que la barra auxiliar refuerza el elemento que resalta el cordón superior, protegiéndolo contra los deterioros durante el transporte de la armadura.

1.4.4 Arriostramientos

Para comunicar rigidez espacial a la nave industrial, asimismo como para garantizar la estabilidad de los elementos de los cuadros se prevén arriostramientos que se colocan entre los marcos. Son diferentes los arriostramientos horizontales que son en el plano de los cordones superiores e inferiores de las armaduras con los verticales que son entre las armaduras y columnas. [9]

La destinación fundamental de los arriostramientos estriba en lo siguiente: Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


31


Garantizar la invariabilidad de la obra tanto durante su funcionamiento permanente, como durante el montaje. Garantizar la estabilidad de los elementos comprimidos de la obra. Percibir y repartir todas las cargas horizontales como sismo, viento y de inercia como por ejemplo, las fuerzas de frenado de la grúa.

Debido a que hay que asegurar la debida rigidez de las construcciones durante el montaje y la vida útil, resulta imprescindible colocar arriostramientos en los cordones superiores de las armaduras, por los bordes de los compartimientos de dilatación, y así mismo, riostras al caballete de las armaduras, en los apoyos y a veces, bajo los montantes de los lumbreras. Estas riostras unen entre sí los cordones superiores de las armaduras de cubierta se sujetan a los cordones mediante pernos sin pulir.

Los arriostramientos horizontales en los cordones inferiores de las armaduras se colocan a través, llamados arriostramientos transversales, y a lo largo de la nave, llamados arriostramientos longitudinales.

Los arriostramientos transversales en los extremos de la nave se utilizan como armaduras resistentes al empuje del viento. Sobre ellas descansan los montantes del entramado de la pared de tope de la nave que aguanta la presión del viento. Similares arriostramientos transversales en los cordones inferiores de las armaduras se hacen en las juntas de dilatación con el fin de formar un disco rígido. Cuando el bloque de dilatación es grande, los arriostramientos también se colocan en el medio del bloque a distancias de 50-60m. Esto se tiene que hacer debido a que el acoplamiento de los arriostramientos con frecuencia se hace con ayuda de pernos sin pulir, los cuales permiten grandes desplazamientos, lo que a su vez, comporta que la influencia de los arriostramientos se limita por la distancia.

Los arriostramientos horizontales longitudinales en los cordones inferiores de las armaduras hacen que en el trabajo espacial participen también los marcos contiguos, el tiempo que obran, por ejemplo, cargas locales, de grúa, lo que merman las deformaciones del marco y aumentan la rigidez transversal del la nave industrial. Los arriostramientos longitudinales son particularmente importantes en talleres con régimen penoso de trabajo, y también cuando los



32


talleres tienen techados ligeros y no rígidos (de acero ondulado, chapas de cemento amiantado, etc.).

Cuando no existan estos arrostrados en los recubrimientos rígidos, las cargas de grúa horizontales se reparten por las losas de paneles grandes de hormigón armado, lo que puede llevar a la descomposición del techo, y algunas veces, de las mismas placas, pues éstas no están destinadas a soportar fuerzas cortantes. Además, se puede alterar la sujeción de las losas a las armaduras.



33




Capítulo II

Cálculo de Cargas y Modelación de la Nave Industrial




2.1 Cálculo de cargas para la nave industrial

2.1.1 Cálculo de carga muerta

La cubierta de la nave, esta resuelta con láminas metálicas grecadas trapezoidales de marca Galvadeck. Del tipo, galvadeck 15, del respectivo manual de estas láminas, se ha tomado el que tiene un peso propio Pp = 0.1471 KN/m 2. Este peso propio se distribuye a lo largo de las correas, que son las viguetas que soportan la lámina metálica. Distancia entre correas d1 = 1.5m Distancia entre marcos d2 = 6m Área de contribución para una correa A = 1.5m x 6m A= 9m2 Carga muerta en el área de contribución

P Pp * A =

P 0.1471 KN/m 2 * 9m 2 =

P = 1.3239 KN Carga muerta por metro lineal en las correas D D

=

=

P d2 1.3239 KN 6m

D 0.22 KN/m L =



35


El peso propio de toda la estructura nos proporciona el programa de estructuras Sap200, el mismo que utiliza para sus cálculos. 2.1.2 Cálculo de carga viva

Para la aplicación de carga viva en la cubierta se ha tomado el valor de Cv = 0.5KN/m 2. La cual de misma manera que la carga muerta se distribuye a lo largo de las correas. Carga viva en el área de contribución L Cv * A =

L 0.5 KN/m 2 * 9m 2 =

L = 4.5 KN Carga viva por metro lineal en las correas L

=

4.5 KN 6m

L 0.75 KN/m L =

La carga y efectos debido al puente grúa se la calcula en el capítulo III, en el diseño de la viga carrilera. 2.1.3 Carga de sismo

La carga del sismo para la nave industrial de éste proyecto se la realiza en base al código ecuatoriano de la construcción. Cortante Basal

ZIC W R φ P φ E 1.25 SS C T V

=

=

W peso de la estructura Z = 0.22 Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


36


I=1 R=7 S = 1.5 φ p

=

φE

=

1 1

Estos valores han sido tomados de las especificaciones del Código Ecuatoriano de la construcción, y se ha hecho el supuesto que la nave se cimentará en un suelo de tipo 3 (S3). T C t (h n ) 3/4 Periodo =

Donde C t = 0.08 para pórticos de acero. hn = altura máxima de la nave industrial T 0.08(10.9) 3/4 =

T = 0.54

C

=

1.25 SS T

1.25 *1.51.5 C 0.54 =

C = 4.25

V V

=

=

ZIC W R φ P φ E 0.25 *1 * 4.25 34 270 7 * 1 *1

V = 5140.5Kg. El código ecuatoriano considera que esta fuerza de cortante basal se bebe distribuir al número de pisos que posea una edificación. En este proyecto se lo aplicará a la altura de 10m, que es la altura de la columna, ya que se considera a la nave de un solo piso.



37


2.2 Modelación de la nave industrial

La nave industrial a tratarse en este proyecto, tiene como propiedades geométricas, 15m de luz, una longitud de 30m con intercolumnio de 6m. Entonces se resuelto utilizar para cada intercolumnio un marco provisto de una armadura unida a las columnas por sus extremos, determinándose así, seis estructuras de este tipo en dirección de la longitud. El la figura 1 se muestra una vista en planta con cada uno de estos pórticos y con su identificación respectiva para por hacer referencia a cada uno de ellos. A

B 6

C 6

D 6

E 6

F 6

1

1

18

1

1

A

B

C

D

E

F

Figura 1 Identificación de pórticos Cada uno de estos marcos se consideró articulados en sus bases de apoyo, para de esa manera reducir las medidas de las cimentaciones y las cantidades de hormigón a emplearse. Como se sabe los elementos, que conforman las armaduras de cada uno de los pórticos, se consideran articulados, así como las uniones de los extremos con las columnas. En la siguiente figura se puede apreciar la estructuración de estos marcos.



38


Figura 2. Estructura de pórticos (pórtico C-C) Se identifica a todos los miembros de la estructura con la información que presenta el programa de estructuras Sap2000, con el fin de que se tenga una visualización y localización de cualquier elemento que se trate en un momento dado. El análisis de la nave se la realizó en tercera dimensión, por lo que se colocó arriostras horizontales, en el plano de los cordones superiores e inferiores de las armaduras y verticales que son entre las armaduras y columnas. Se realiza este sistema de arriostramiento con el fin de comunicar rigidez espacial a la nave industrial.



39


Figura 3. Sistema de arriostramiento También se presenta los dos pórticos generados en el sentido longitudinal de la nave, en donde, se puede apreciar los arriostramientos colocados y la viga carrilera del puente grúa.

Figura 4. Arriostramiento (Pórtico 1 – 1)



40


Figura 5. Arriostramiento cordones inferiores Los arriostramientos de los cordones inferiores entre marcos de la nave industrial se presentan en la figura 5. Los efectos del puente grúa sobre la estructura de la nave se coloca en el pórtico C – C considerando las solicitaciones más desfavorables, analizado por líneas de influencia, en el diseño de la viga carrilera del capítulo III.


UNIVERSIDAD DE CUJENCA

41




Capítulo III

Diseño Manual de los

Miembros Estructurales




3.1 Análisis y diseño de la viga carrilera del puente grúa Tabla 1. Datos grúa Información del puente grúa Capacidad de carga de la Grúa Q

Peso total de la grúa

Carga máx. por rueda Pmax (RUEDA)

Carga mín. por rueda Pmin (RUEDA)

Peso del carro g

Distancia entre ruedas

Ancho de la Grúa

(KN)

(KN)

(KN)

(KN)

(KN)

(m)

(m)

100

205

125

28

30

4.4

6.3

Longitud de la viga carrilera L = 6 m

Líneas de influencia del momento flector

P = Fd * Cs * Pmax Fd= 1.1

Coeficiente de mayoración por carga dinámica

Cs= 1.3

Por capacidad de la grúa mayor a 5 ton.

P= 1.1*1.3*125 KN P= 178.75 KN

Carga por cada rueda

Fuerza de frenado total

 Q + g   * Fd * Cs 20  

Fhor =  g=30

KN

 100KN + 30   *1.1*1.3 20  

Fhor = 

Fhor= 9.295 KN

Fuerza de frenado por cada rueda

Fh1 =

Fhor

Fh1 =

9.295KN

2

2

Fh1= 4.6475 KN Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


43


Figura 1. Posición mas desfavorable para el momento

Mvert =

∑ Pi * y

Mvert =

∑ 178.75KN * ( 4 )

i

6

Mvert = 268.125 KN-m

Peso propio de la viga: Pp =

0.71

KN/m

Momento de peso propio Mpp = Mpp =

Pp * L2 8 0.71 KN/m * (6m) 2 8

Mpp = 3.498 KN-m

Momento total debido a cargas verticales actuantes Mtot = Mux = Mvert + Mpp Mux = 268.125 KN-m + 3.498 KN-m Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


44


Mux = 271.623 KN-m

Momento total debido a fuerza de frenado Mhor =

∑ Fh1i * y

Mhor =

∑ 4.6475 KN * ( 4 )

i

6

Mhor = 6.880 KN-m

Mhor = Muy = 6.880 KN-m

Líneas de influencia del cortante

Figura 2. Condición más desfavorable para el cortante

Por triángulos semejantes calculamos y: 1 6

=

y 6 - 4.4

y = 0.27 Cortante debido a cargas verticales Vvert = Vu =

∑ Pi * y

i



45


Vu =

∑ 178.75 KN *1 + 178.75 KN * 0.27

Vu = 226.42

KN

Cortante por fuerzas de frenado

∑ Fh1i * y Vhor = ∑ 4.6475 KN *1 + 4.6475 KN * 0.27 Vhor =

i

Vhor = 5.887 KN

El diseño predomina alrededor del eje X.

Determinación del módulo de sección plástica Zx φ b Mn x ≥ Mux

φ b = 0,9

φ b Ζ x σ y ≥ Mux

σ y = 24.821KN/cm 2

Ζx =

Ζx =

Mux φ b σ y 271.623 KN - m *100 cm 0.9 * (24.821 KN/cm 2 ) *1m

Zx = 1215.91 cm

3

Con este valor de Zx se ingresa a las Tablas de selección de los perfiles y se elige uno, de tal forma que, su módulo de sección sea mayor o igual al calculado.

Tabla 2. Características del perfil Nominal Total Desig. Mass Area KN/m cm2 W360 X 79

0.79

101

AXIX Ix cm4

Sx cm3

X-X rx cm

AXIS Zx cm3

Iy cm4

Sy cm3

Y - Y ry cm

Torsional Warping Constant constant Zy J Cw cm3 4 3 6 cm 10 cm

22700 1282.486 14.992 1430 2420 236.098 4.895 362



81.4

687

46


Dimensiones del perfil W360 X 101

bf=205mm tf=16.8mm

d=354mm

h = 281mm

tw=9.4mm

tf=16.8mm

Figura 3. Dimensiones perfil Cálculo del la longitud límite para desarrollo de momento plástico. E

Lp = 176 r y

σ yf

Lp = 176 * 4.895cm Lp = 244.6

20000KN/cm 2 24.821KN/cm 2

cm

Cálculo del la longitud límite para desarrollo de momento inelástico. Lr =

X1 =

X1 =

r y X 1 FL

1 + 1 + X 2 FL

π

EGJA

Sx

2

2

π

(2x10 4 KN/cm 2 )(7,7x10 3 KN/cm 2 )(81.4cm 4 )(101cm 2 )

(1282.486cm 3 )

2

X 1 = 1949.02 X2 =

4Cw  S x 



2



I y  GJ 



47


X2 =

4(687 *10 3 cm 6 ) 

   3 2 4   (7,7x10 KN/cm )(81.4cm ) 

(2420cm 4 )

1282.486cm 3

2

X 2 = 1.00343 *10 -5 FL = σ yf − σ cr FL = 24.821KN/cm 2 − 7KN/cm 2 FL = 17.821KN/cm 2

Lr =

(4.895cm)( 1949.02) 2

(17. 821KN/cm )

1 + 1 + (1.003 * 10 -5 )(17. 821KN/cm 2 ) 2

Lr = 757.4 cm

Como: Lp = 244.6 cm < Lb = 600 cm < Lr = 757.4cm ZONA ELASTOPLASTICA.

Ø Mp

Ø Mn Ø Mr

Lp=244.6 cm

Lb=600 cm

Lr=757.4 cm

Figura 4. Interpolación de momento Determinación del momento nominal del perfil

Para Lb = Lp φ b Mp = φ b Ζ x σ y φ b Mp = 0,9(1430cm3 )(24.821KN/cm 2 ) φ b Mp = 31944.63KN − cm

Para un Lb = Lr φ b Mr = φ b S x (σ y − σ r )

φ b Mr = 0,9(1282.486cm 3 )(17.821KN/cm 2 ) φ b Mr = 20569.66 KN − cm Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


48


Interpolando



  Lb − Lp  (φ b Mp − φ b Mr) C b ≤ Mp  Lr − Lp  

φ b Mn = φ b Mp - 



Cálculo del coeficiente de flexión. Cb =

12.5 Max 2.5Max + 3MA + 4MB + 3MC

Max.- Momento máximo MA.- Momento a L/4 MB.- Momento a L/2 MC.- Momento a 3L/4 Cb =

12.5 * 27162.34 KN - cm 2.5 * 27162.34 KN - cm + 3 *13668.63KN - cm + 4 * 27162.34KN - cm + 3 *13668.63 KN - cm

Cb = 1.313



  600cm − 244.6cm  (31944.63K Ncm − 20569.66KNcm)1.313 ≤ Mp  757.4cm − 244.6cm  

φ b Mn = 31944.63KN − cm − 



φ b Mn = 31591.77 KN − cm φ b Mn = φ b Mx = 31591.77 KN − cm

φ b Mnx ≥ Mux 31591.77 KN − cm ≥ 27162.342K N - cm El perfil si resiste el momento actuante.

Verificación si la sección es compacta.

En el ala λ = λ =

bf 2tf

≤ λ p = 0.38

205

E σ

yf

≤ λ p = 0.38

200000

2 *16.8 λ = 6.1 ≤ λ p = 10.8

248

Tabla B5.1 de las especificaciones LRFD

En el alma



49


λ = λ =

h

E

≤ 3.76

tw

σ

yw

281 9.4

200000

≤ 3.76

248

λ = 29.9 ≤ 106.7 Cumple las condiciones tanto en el ala como en el alma, por lo tanto la sección es compacta.

Flexión Asimétrica

φ b Mny = φ b Ζ y σ y φ b Mny = (0,9)(362cm 3 )(24.821Kn/cm 2 ) φ b Mny = 8086.682KN − cm Mux φ b Mnx

+

Muy φ b Mny

27162.342

+

≤1

688

≤1

31591.77 8086.682

0.94599826 ≤ 1 Cumple.

Resistencia a cortante

Si

h tw

28.1 cm 0.94 cm

E

≤ 245

σ

≤ 245

yw

2 *10 4 KN/cm 2 24.821KN/cm 2

29.89 ≤ 69.58 Entonces

φ v Vn = φ v 0,6σ yw Aw

Aw = t W d

φ v Vn = (0,9)(0,6) (24.821Kn/ cm 2 )(0.94cm)( 35.4cm) φ v Vn = 446.01KN Como φ v Vn = 446.01 KN ≥ φVu = 226.426KN El perfil resiste el cortante actuante.



50


Interacción entre flexión y cortante 2

2

 Mu   Vu    +   ≤ 1 φMn φVn     2

2

N − cm   27162.342K  226.426KN    +  ≤1  31591.77KN − cm   446.01KN  0.99695012 ≤ 1

Cumple.

Se puede concluir que el perfil resiste todas las solicitaciones actuantes. Con estos resultados obtenidos mediante un cálculo manual, se puede realizar una comparación con los obtenidos mediante el programa de calculo estructural Sap2000 en el Anexo 8, llegándose así a verificar que son casi iguales a no ser por aproximación de decimales.



51


3.2 Diseño de columna

Solicitaciones obtenidas a través del programa de cálculo de estructuras Sap2000 de la columna Frame ID 310 del pórtico C – C: Pu = 332.793 KN M 33 = Mux = 4429.381 KN - cm M 22 = Muy = 0.125 KN - cm Vx = 9,228 KN Vy = 2.612 * 10

-4

KN

Datos del acero: σ r = 6.9 KN/cm 2 σ y

= 24.821 KN/cm 2

Tensión residual. Tensión de fluencia.

E = 19994.799 KN/cm 2 Módulo de elasticidad. G = 7700 KN/cm 2

Módulo de Cortante.

Factores para reducción de resistencia de las especificaciones LRFD. φ b = 0.9

Factor para flexión.

φ v = 0.9

Factor para cortante.

φ c = 0.85

Factor para compresión.

Pu = φ c Pn Pu = φ c Agσ cr Ag =

Pu φ c σ cr

Nos suponemos una tensión crítica, para una aproximación de área para escoger un perfil. σ cr = 0.7σ y σ cr = 0.7 * 24.821 KN/cm 2 σ cr = 17.36 KN/cm 2 Ag =

332.793 KN 0.85 * 17.36 KN/cm 2



52


Ag = 22.534 cm 2 Con esta área, se busca en tablas un perfil W que tenga un área mayor o igual.

Tabla 3. Características del perfil Nominal Total Desig. Mass Area KN/m cm2

AXIX

X-X

Sx 3 cm

rx cm

Ix 4 cm

AXIS Zx Iy 3 4 cm cm

Sy 3 cm

Y - Y ry cm

Torsional Warping Constant constant Zy J Cw 3 cm 4 3 6 cm 10 cm

57.3 12200 693.182 14. 592 779 818 95. 673 3.778 148 W360X45 0.45 2 2 Avx= 24.28 cm Avy = 27.93 cm Lx = 800 cm Ly = 480 Lb = 480

16

239

L = 10 m

bf=17.1mm tf=9.8mm

d=352mm

h = 312mm

tw=6.9mm

tf=9.8mm

Figura 5. Dimensiones del perfil

Cálculo de la esbeltez en la dirección X. λ x =

k x L x r x

El factor k x se obtiene a través de los nomogramas. Ic

GA =

∑ Lc Iv

∑ Lv

En la parte superior de la columna.

Ic

GB =

∑ Lc Iv

∑ Lv

En la parte inferior de la columna.

Siendo: Ic, Iv, Lc, Lv las inercias y las longitudes de la columna y la viga que llegan a una unión. En el caso de la nave industrial se tiene en la parte superior de la columna a la altura Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


53


de 8m la armadura que trabaja como una viga de gran peralto. En el la parte inferior de la columna se tiene la articulación la cual no ofrece rigidez. Con estas consideraciones se obtendrán un valor de G A que tiende a cero el cual se recomienda que se tome G A = 1, y un valor de GB que tiende al infinito que se toma G B = 10. Mediante los nomogramas y con estos valores, se obtiene el valor de k x = 1.9 λ x =

1.9 * 800cm 14.592cm

λ x = 104.17

Cálculo de la esbeltez en la dirección Y. k y L y

λ y =

r y

Para esta dirección se considera k y = 1 debido a que se considera articulada la viga carrilera a la columna en la altura de 4.8m, y articulada la columna en su parte inferior. λ y =

1 * 480cm 3.778cm

λ y = 127.05

Cálculo de λ cx de acuerdo con la ecuación E2-4 del LRFD. λ cx =

kL x

σy

Πr x

E

λ cx =

1.9 * 800 cm

λ cx

24.821 KN/cm 2

Π *14.592cm 19994.799K N/cm 2

= 1.168

λ cy =

λ cy =

kL y

σy

Πr y

E

1 * 480 cm

24.821 KN/cm 2

Π * 3.778cm 19994.799K N/cm 2

λ cy = 1.425

Cálculo de la resistencia al pandeo de Euler.



54


Pe =

Π 2 EI

(KL )2

Pex =

Pex =

Π 2 EIx

(KxL x )2 3.14152 *19994.799 KN/cm 2 *12200 cm 4

(1.9 * 800cm)2

Pex = 1042.05 KN

Pey =

Π 2 EIy

(KyL )

2

y

Pex =

3.14152 *19994.799 KN/cm 2 * 818 cm 4

(1* 480cm)2

Pey = 700.63 KN

Cálculo de los valores de amplificación de momento, debido a momentos de segundo orden. Con la ecuación C1-5 del LRFD. B1x =

Cmx

 Pu  1   Pex 

Cm = 0.85 Para miembros con extremos restringidos. B1x =

0.85

 332.793  1   1042.05 

B1x = 1.249

B1y =

B1y =

Cmy

 Pu  1  Pey   0.85

 332.793  1   700.63 

B1y = 1.619



55


Momentos amplificados. Mux = B1x.Mu33 Mux = 1.249 * 4429.381 KN/cm 2 Mux = 5531.54536 KN/cm

2

Muy = B1y.Mu22 Muy = 1.619 * 0.125KN/cm

2

Muy = 0.202 KN/cm2

Cálculo del coeficiente de flexión. Cb =

12.5 Max 2.5Max + 3MA + 4MB + 3MC

Max.- Momento máximo MA.- Momento a L/4 MB.- Momento a L/2 MC.- Momento a 3L/4 Cb =

12.5 * 3332.210 KN - cm 2.5 * 3332.210 KN - cm + 3 * 833.050 KN - cm + 4 *1666.110 KN - cm + 3 * 2499.160 KN - cm

Cb = 1.56

Cálculo del la longitud límite para desarrollo de momento plástico. Lp = 176 r y

E σ yf

Lp = 176 * 3.778cm

19994.799K N/cm 2 24.821KN/cm 2

Lp = 188.72 cm.

Cálculo del la longitud límite para desarrollo de momento inelástico. Lr =

X1 =

r y X 1 FL

1 + 1 + X 2 FL

π

EGJA

Sx

2



2

56


X1 =

π

(19994.799KN/cm 2 )(7,7x10 3 KN/cm 2 )(16cm 4 )(57.3cm 2 )

(693.182cm 3 )

2

X 1 = 1204.006 X2 =

X2 =

4Cw  S x 



2



I y  GJ 

4(239000 cm 6 ) 

   3 2 4  (7,7x10 KN/cm )(16cm )  

(818 cm 4 )

693.182cm 3

2

X 2 = 0.037 FL = σ yf − σ r FL = 24.821KN/cm 2 − 6.9KN/cm 2 FL = 17.921KN/cm 2

Lr =

(3.778 cm)(1204.0 06) 2

(17. 921KN/cm )

1 + 1 + (0.037)(17 .921KN/cm 2 ) 2

Lr = 543.74 cm Lb = L y1 Lb = 480 cm Como: Lp = 118.72 cm < Lb = 480 cm < Lr = 543.74cm ZONA ELASTOPLASTICA.

Ø Mp

Ø Mn Ø Mr

Lp=118.7cm

Lb=600 cm

Lr=543.74cm

Figura 6. Interpolación del momento Determinación del momento nominal φ b Mnx del perfil Para Lb = Lp φ b Mpx = φ b Ζ x σ y φ b Mpx = 0,9(779cm 3 )(24.821KN/cm 2 ) φ b Mpx = 17402.093 KN − cm Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


57


Para un Lb = Lr φ b Mrx = φ b S x (σ y − σ r ) φ b Mrx = 0,9(693.182cm 3 )(17.921KN/cm 2 ) φ b Mrx = 11180.34 KN − cm



  Lb − Lp  (φ b Mpx − φ b Mrx)C b ≤ Mp  Lr − Lp  

φ b Mnx = φ b Mpx - 

 

  480cm − 118.72cm  Ncm − 11180.34KNcm)1.56 ≤ Mpx (17402.09K  543.74cm − 118.72cm  

φ b Mnx = 17402.09KNcm - 



φ b Mnx = 20495.755 KN − cm Como φ c Mnx > φ c Mpx Tomamos Mpx φ b Mnx = φ b Mpx = 17402.093 KN − cm

Determinación del momento nominal φ b Mny del perfil φ b Mny = φ b Ζ y σ y φ b Mny = (0,9)(148cm 3 )(24.821Kn/cm 2 ) φ b Mny = 3306.174KN − cm φ b Mny = φ b Mpy φ b Mny = 3306.174 KN - cm

Cálculo de la fuerza resistente de la columna φ c Pn = φ c σ cr Ag φ c σ cr = 9.04 KN/cm 2

Obtenido de la tabla 3-36M pág. 144 de las especificaciones LRFD.

φ c Pn = 9.04KN/cm 2 * 57.3 cm 2 φ c Pn = 517.992 KN/cm 2 Ecuaciones de interacción momento-carga axial Si

Pu φ c Pn

≥ 0.2

332.793 KN/cm 2 517.992 KN/cm 2

≥ 0.2



58


0.642 > 0.2 Entonces

8  Mux Muy   ≤ 1 Ecuación H1-1a. De las especificaciones LRFD. +  + φ c Pn 9  φ b Mnx φ b Mny  Pu

8  5531.54536 KN - cm 0.202 KN - cm  +  +  ≤1 517.992 KN 9  17402.093 KN - cm 3306.174 KN - cm  332.793 KN

0.925 < 1 OK. El perfil seleccionado cumple con las solicitaciones de la columna. Revisión por cortante Si

h

≤ 245

tw

31.2 cm 0.69 cm

≤ 245

E σ yw

19994.799 KN/cm 2 24.821 KN/cm 2

45.21 ≤ 69.54 Entonces φ v Vnx = φ v 0,6σ yw Avx φ v Vn = (0,9)(0,6)(24.821Kn/cm 2 )(24.28cm) φ v Vnx = 325.542KN Vux φ c Vnx

=

9.288 KN 325.542

= 0.028

Aprovechamiento de la sección.

φ v Vny = φ v 0,6σ yf Avy φ v Vny = (0,9)(0,6)(24.821Kn/cm 2 )(27.93cm) φ v Vny = 374.357KN Vuy φ c Vny

=

2.612 *10 -4 KN 374.357

≈ 0.000 Aprovechamiento de la sección.

Como φ v Vnx = 325.542 KN ≥ φVux = 9.228 KN φ v Vny = 374.357 KN ≥ φVuy = 2.612 * 10 -4 KN El perfil resiste la solicitación de cortante. Se puede concluir que el perfil resiste todas las solicitaciones actuantes. Con estos resultados obtenidos mediante un cálculo manual, se puede realizar una comparación con los obtenidos mediante el programa de calculo estructural Sap2000 en el Anexo 9, y llegándose así a verificar que son casi iguales a no ser por aproximación de decimales. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


59


3.3 Diseño de un elemento del cordón inferior de la armadura Datos: Solicitaciones obtenidas a través del programa de cálculo de estructuras Sap2000 del elemento de la armadura Frame ID 346 del pórtico C – C:

Pu = 70.423 KN

Miembro sujeto a tracción.

M 33

=

Mux = - 5.424 KN - cm Se considera despreciable.

M 22

=

Muy = 0.000 KN - cm

Vx = 0.000 KN Vy = 0.000 KN Tu = 0.000 KN-cm L = 300cm.

Datos del acero: σ r = 6.9 KN/cm y =

σ

2

Tensión residual.

24.821 KN/cm 2

σ u = 40 KN/cm

Tensión de fluencia.

2

Tensión de rotura

E = 19994.799 KN/cm 2 Módulo de elasticidad. G = 7700 KN/cm

2

Módulo de Cortante.

Factores para reducción de resistencia de las especificaciones LRFD. φ t = 0.9

Factor de tracción condición de fluencia.

φ t = 0.75

Factor de tracción condición de rotura.

φ b = 0.9


φ v = 0.9


φ c = 0.85


El diseño se lo realiza a tracción pura, ya que el momento actuante se desprecia por ser muy pequeño, producido por el peso propio del elemento liguero, además se que, se supone que en una armadura transmite solo cargas axiales. Pu

≤ φ c Pn



60


a) Condición de fluencia φ t Pn = φ t A gmin σ y

Ecuación D1-1 de las especificaciones LRFD

φ t A gmin σ y ≥ Pu

A gmin

≥

A gmin

≥

A gmin

≥

Pu φtσy

70.423 KN 0.9 * 24.821 KN/cm 2 3.15 cm 2

También se debe de cumplir esbeltez

Entonces se tiene: r r

>

>

L r

> 300

L 300

300 cm 300

r>1 Con estos valores se busca en la tabla de perfiles uno que tenga un área y radio de giro mayores. Se utilizará angulares dobles “2L” Tabla 4. Características del perfil Desig. 2L55x35x3-10

Total AXIX Area Ix Sx cm2 cm4 cm3

X–X rx Zx cm cm3

AXIS Iy Sy cm4 cm3

Y - Y ry Zy cm cm3

5.220 16.5 4. 198 1. 778 4.460 14.040 3. 510 1.640 3. 510

10mm 4mm 35mm x=8mm

4mm 55mm

55mm

Figura 7. Dimensiones del perfil φ t Pn = φ t A g σ y φ t Pn = 0.9 * 5.220

cm 2 * 24.821 KN/cm 2



61


φ t Pn = 116.609 KN φ t Pn > Pu

116.609 KN > 70.423 KN

Cumple.

b) Condición de rotura φ t Pn = φ t A e σ u

Ecuación D1-2 de las especificaciones LRFD

A e = UA n An

=

Ag

−

Area estimada de agujeros

En este caso se va a unir el perfil 2L a una placa por medio de soldadura en su unión, por lo que A n U =1-

=

A g .

x

Factor de reducción del área efectiva por estar soldado sólo la una cara del

L

angular, donde x es la ubicación del eje neutro, L es la longitud de suelda, que no debe ser menor al ancho del angular, se tomará en este caso el ancho del angular. El análisis lo se hace para un solo angular del perfil 2L55x35x3-10. x= 0.8cm Obtenido de las tablas de perfiles. U =1-

0.8 5.5 cm

U = 0.85cm.

φ t Pn = φ t A e σ u φ t Pn = 0.75 * 0.85 * 5.22 cm * 40 KN/cm

2

φ t Pn = 133.11 KN φ t Pn > Pu

113.11 KN > 70.423 KN

Cumple, El perfil resiste la carga actuante.

Se puede concluir que el perfil resiste todas las solicitaciones actuantes. Con estos resultados obtenidos mediante un cálculo manual, se puede realizar una comparación con los obtenidos mediante el programa de calculo estructural Sap2000 en el Anexo 10, llegándose así a verificar que son casi iguales a no ser por aproximación de decimales.



62


3.4 Diseño de una diagonal del la armadura

Datos: Solicitaciones obtenidas a través del programa de cálculo de estructuras Sap2000 del elemento de la armadura Frame ID 54 del pórtico C – C: Pu = -26.023 KN

Miembro sujeto a compresión.

M 33 = Mux = 4.332 KN - cm Se considera despreciable. M 22 = Muy = 0.000 KN - cm Vx = 0.000 KN Vy = 0.000 KN Tu = 0.000 KN-cm L = 294.98cm.

Datos del acero: σ r = 6.9 KN/cm 2 σ y

Tensión residual.

= 24.821 KN/cm 2

E = 19994.799 KN/cm G = 7700 KN/cm

Tensión de fluencia. 2

2

Módulo de elasticidad. Módulo de Cortante.

Factores para reducción de resistencia de las especificaciones LRFD. φ b = 0.9


φ v = 0.9


φ c = 0.85


El diseño se lo realiza por compresión pura, ya que el momento actuante se desprecia por ser muy pequeño, producido por el peso propio del elemento liguero, además se que, se supone que en una armadura transmite solo cargas axiales.

Pu ≤ φ c Pn φ c Pn = φ c Agσ cr Ag =

Pu φ c σ cr



63


Nos suponemos una tensión crítica, para una aproximación de área para escoger un perfil. σ cr = 0.6σ y σ cr = 0.6 * 24.821 KN/cm 2 σ cr = 14.895 KN/cm 2 Ag =

26.023 KN 0.85 *14.895 KN/cm 2

Ag = 2.05 cm 2 Con esta área, se busca en tablas un perfil 2L que tenga un área mayor o igual.

Tabla 5. Características del perfil Desig. 2L55x55x4-10

Total AXIX Area Ix Sx cm2 cm4 cm3 8. 48

X-X rx Zx 3 cm cm

AXIS Iy Sy 4 3 cm cm

Y - Y ry Zy 3 cm cm

24.9 8. 527 1. 714 6.260 59.551 9.925 2. 650 9.925

55mm

55mm 4mm

55mm

4mm

10mm


Calculamos la esbeltez más desfavorable: λ x1 =

k x L x1

λ x1 =

1* 294.98cm

r x

1.714 cm

λ x1 = 172.1

λ y1 =

k y L y1 r y



64


λ y1 =

1 * 294.98cm 2.650cm

λ y1 = 111.31 Cálculo de λ cx de acuerdo con la ecuación E2-4 del LRFD. λ cx =

kL x1

σy

Πr x

E

λ cx =

1* 294.98 cm

24.821 KN/cm 2

Π * 1.714cm

19994.799K N/cm 2

λ cx

= 1.93

Para

λ c

> 1.5

 0.877  σ  λ 2  y  c 

σ cr = 

 0.877   * 24.821 KN/cm 2 2  1.93 

σ cr = 

σ cr = 5.84 KN/cm 2 φ c Pn = φ c Agσ cr φ c Pn = 0.85 * 8.48 cm 2 * 5.84 KN/cm 2 φ c Pn = 42.095 KN Pu ≤ φ c Pn 26.023 KN < 42.095 KN Cumple. El perfil resiste la carga actuante. Comprobación a flexión: φ b Mpx ≥ Mux φ b Mpx = φ b σ y Zx φ b Mpx = 0.9 * 24.821 KN/cm 2 * 6.260 cm 3 φ b Mpx = 139.842 KN - cm 139.842 KN - cm ≥ 4.332 KN - cm

Cumple, El perfil resiste el momento actuante.

Se puede concluir que el perfil resiste todas las solicitaciones actuantes. Con estos resultados obtenidos mediante un cálculo manual, se puede realizar una comparación con los obtenidos mediante el programa de calculo estructural Sap2000 en el Anexo 11, llegándose así a verificar que son casi iguales a no ser por aproximación de decimales. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


65




Capítulo IV

Diseño Manual de

Uniones




3.1 Diseño de una unión de la armadura de cubierta

Datos: f

= 0.75

Factor de reducción de resistencia de soldadura. 2

Resistencia del electrodo de suelda E60 = 41.4 KN-cm

Tabla 1. Cargas de los perfiles Elemento

Perfil

Carga(KN)

Estado

55 56 57 346

2L55x55x3-10 2L45x45x3-10 2L55x55x3-10 2L55x35x3-10

14.52 11.074 5.463 70.423

Compresión Compresión Compresión Tracción

347

2L55x35x3-11

56.23

Tracción

2L45x45x3-10

55

56

57

2L55x55x3-10

2L55x55x3-10

Placa de 10mm de espesor

2L55x35x3-10

346 347

Figura 1. Unión de elementos

El diseño del nodo de la armadura se realiza mediante soldadura de todos los perfiles que llegan a dicho nodo, con una placa de 10mm de espesor. Se ha tomado este espesor de placa ya que es la separación entre los angulares.

Como los perfiles que llegan a la unión son doble angulares, el diseño se realiza solo para uno y considerando la mitad de la carga. Se hace está simplificación de cálculo ya que los Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


67


angulares se sueldan uno a cada lado de la placa de 4mm antes mencionada, de tal forma que los resultados obtenidos para el un angular situado al un lado de la placa serán exactamente para el que está al otro lado de la placa.

Tamaño de soldadura máximo de soldadura w = 3mm. Según especificaciones LRFD-J2.2b Tamaño de soldadura mínimo de soldadura w=3mm. Según tabla J2.4especificaciones LRFD Tamaño de suelda de diseño w = 3mm.

x

angular

centro de gravedad del perfil Pu placa

L1

L2

d P1

P2

Figura 2. Soldadura de elementos

Cálculo de longitud de soldadura necesaria para elemento 346. Pu

70.423 KN =

2

Carga por cada angular.

Pu = 35.212 KN t

=

0.707 * w

t

=

0.707 * 0.3 cm

t

=

0.2121 cm

Garganta teórica de la suelda.

Resistencia de la soldadura por cm.

φFw

=

φ(0.6 * Resist. E60) * t

φFw

=

0.75 * (0.6 * 41.4 KN/cm 2 ) * 0.2121 cm

φFw

=

3.95 KN/cm



68


Tomando momentos con respecto a L1 Pu(x) – dP2 = 0 Pu(x)

P2

=

P2

=

d 35.212 KN(1.8 cm) 5.5 cm

P2 = 11.52 KN P1 = Pu – P2 P1 = 35.212 KN – 11.52 KN P1 = 23.69 KN P1

L1

=

L1

=

φFw

23.69 KN 3.95 KN/cm

L1 = 5.99cm. P2

L2

=

L2

=

φFw

11.52 KN 3.95 KN/cm

L2 = 2.92cm.

Remate mínimo = 2w

Según especificaciones LRFD J2.2b pág. 54

Remate mínimo = 2*0.3cm. Remate mínimo = 0.6cm. Longitud mínima de soldadura = d- remate Según especificaciones LRFD-J2.2b pág.54 Longitud mínima de soldadura = 5.5cm – 0.6cm Longitud mínima de soldadura = 5.5cm

Debido a que las longitudes de suelda L1 y L2 calculadas son menores a la longitud mínima recomendada por las especificaciones LRFD, se soldará en ambos lados del perfil con una longitud Ls=5.5cm.



69


Cálculo de longitud de soldadura necesaria para ele mento 55. Pu

14.42 KN =

2


Pu = 7.260 KN


P2

=

P2

=

d 7.260 KN(1.5 cm) 5.5 cm


L1

=

L1

=

φFw

5.28KN 3.95 KN/cm

L1 = 1.34cm. P2

L2

=

L2

=

φFw

1.98 KN 3.95 KN/cm

L2 = 0.5cm.

Longitud mínima de soldadura = d- remate Según especificaciones LRFD-J2.2b pág.54 Longitud mínima de soldadura = 5.5cm – 0.6cm Longitud mínima de soldadura = 5.5cm




70



11.074 KN =

2


Pu = 5.537 KN


P2

=

P2

=

d 5.537 KN(1.23 cm) 4.5 cm

P2 = 1.51 KN P1 = Pu – P2 P1 = 5.537 KN – 1.51 KN P1 = 4.02KN P1

L1

=

L1

=

φFw

4.02 KN 3.95 KN/cm

L1 = 1.02cm. P2

L2

=

L2

=

φFw

1.51 KN 3.95 KN/cm

L2 = 0.38cm.





71



5.463 KN =

2


Pu = 2.732 KN


P2

=

P2

=

d 2.732 KN(1.5 cm) 5.5 cm


L1

=

L1

=

φFw

1.99KN 3.95 KN/cm

L1 = 0.5cm. P2

L2

=

L2

=

φFw

0.74 KN 3.95 KN/cm

L2 = 0.19cm.





72



56.23 KN =

2


Pu = 28.115 KN


P2

=

P2

=

d 28.115 KN(1.8 cm) 5.5 cm

P2 = 9.20 KN P1 = Pu – P2 P1 = 28.115 KN – 9.20KN P1 = 18.91KN P1

L1

=

L1

=

φFw

18.91 KN 3.95 KN/cm

L1 = 4.79cm. P2

L2

=

L2

=

φFw

9.20 KN 3.95 KN/cm

L2 = 2.33cm.





73


4.2 Diseño del nodo inferior armadura-columna

Se diseña la unión del cordón inferior de la armadura a la columna del pórtico C-C, por medio de un perfil T al cual concurren los elementos de la unión. Este perfil T, se conectará a la columna mediante seis pernos que serán diseñados de acuerdo a las solicitaciones de cargas al cual estén sujetos.

También se colocará un

perfil angular por debajo del perfil T

perfectamente soldado a la columna.

Datos: Ft = 62 KN/cm 2

F = 0.75

Tabla J.3.2 de las especificaciones LRFD.

Factor de resistencia a tensión del perno.

Tabla 2. Perfiles y cargas concurrentes a la unión Elemento

Perfil

Carga a Compresión(KN)

Combinación Carga a Combinación de carga Tracción(KN) de carga

51

2L65x65x5-10

68.348

DSTL2

0

345

2L55x35x3-11

1.29

DSTL8

16.995

DSTL3

Para ver las combinaciones de carga más desfavorables que actúan en los elementos de la unión consultar con el Anexo 4.

2L65x65x5-10 51 WT120x37

L2 z=10.5

N2 L1 N1

345 2L55x35x3-10 L35x55x3 W360x44

Figura 3. Detalle de unión Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


74


Se utiliza pernos A325 M16 Diámetro estándar f = 16mm. Distancias mínima al borde = fx2.2

Según Tabla J34M de las especificaciones LRFD

pág.63.

fx2.2 = 16mm x 2.2 = 35.2mm

Se toma 4cm.

Distancia mínima entre centros de pernos = 2.66x f,

ó recomendado 3 f. Según

especificaciones LRFD J3.3 pág. 60. 2.66xf = 2.66x16mm 2.66xf = 42.6mm 3f = 3x16mm 3f = 48mm

Se toma 6cm.

Para este tipo de de unión, la fuerza de tracción del cordón inferior, no coincide con el centro de la junta de pernos. Convencionalmente se hace el supuesto, que se genera un giro que se realiza alrededor de la línea que pasa por el eje de los pernos mas alejados del punto de aplicación de la fuerza de tracción del cordón inferior de la armadura. Entonces, el esfuerzo corres pendiente al perno más solicitado, situado por debajo se calcula de la siguiente manera:

N1 = Nmáx = M =H *z

1 ML1 2

∑ Li

2

Donde H es la fuerza de tracción que trasmite el cordón inferior de la armadura.

M = 16.995 KN * 10.5cm M = 178.448 KN-cm.

∑ Li

2

= L1 + L2

∑ Li

2

= (12cm) + (6cm)

∑ Li

2

= 180cm

2

2

2

Nmáx =

2

2

1 178.448 KN - cm *12cm 2

180cm 2

Nmáx = 5.948 KN Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


75


Con este valor se procede a diseñar el perno a tensión. φrn

= φFt A b 2

φrn

= 0.75 * 62 KN/cm *

φrn

= 93.494 KN

∏ (1.6 cm)

2

4

φrn ≥ Nmáx

93.494 KN > 5.48 KN

El perno resiste la tensión actuante, entonces los demás pernos

también van a resistir las solicitaciones actuantes ya que se consideró para el diseño el perno más desfavorable.

Diseño de suelda de los perfiles del cordón inferior de la armadura y diagonal que concurren al apoyo columna-armadura. x

angular

centro de gravedad del perfil Pu placa

L1

L2

d P1

P2

Figura 4. Unión del angular a la T Tamaño de soldadura máximo de soldadura w = 3mm. Según especificaciones LRFD-J2.2b Tamaño de soldadura mínimo de soldadura w=3mm. Según tabla J2.4especificaciones LRFD Tamaño de suelda de diseño w = 3mm.

Cálculo de longitud de soldadura necesaria para elemento 345. Pu =

16.995KN 2




76


Pu = 8.498 KN t = 0.707 * w

Garganta teórica de la suelda.

t = 0.707 * 0.3 cm t = 0.2121 cm φFw

= φ(0.6 * Resist. E60) * t Resistencia de la soldadura por cm.

φFw

= 0.75 * (0.6 * 41.4 KN/cm ) * 0.2121 cm

φFw

= 3.95 KN/cm

2

Tomando momentos con respecto a L1 Pu(x) – dP2 = 0 P2 = P2 =

Pu(x) d 8.498 KN(1.8 cm) 5.5 cm

P2 = 2.78 KN P1 = Pu – P2 P1 = 8.498 KN – 2.78 KN P1 = 5.72 KN L1 =

L1 =

P1 φFw

5.72 KN 3.95 KN/cm

L1 = 1.45cm. L2 =

L2 =

P2 φFw

2.78 KN 3.95 KN/cm

L2 = 0.7cm. Remate mínimo = 2w

Según especificaciones LRFD J2.2b pág. 54

Remate mínimo = 2*0.3cm. Remate mínimo = 0.6cm. Longitud mínima de soldadura = d- remate Según especificaciones LRFD-J2.2b pág.54 Longitud mínima de soldadura = 5.5cm – 0.6cm Longitud mínima de soldadura = 5.5cm Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


77



Cálculo de longitud de soldadura necesaria para ele mento 51. Pu =

68.348 KN 2


Pu = 34.174 KN Tomando momentos con respecto a L1 Pu(x) – dP2 = 0 P2 = P2 =

Pu(x) d 34.174 KN(1.81 cm) 6.5 cm

P2 = 9.52 KN P1 = Pu – P2 P1 = 34.174 KN – 9.52 KN P1 = 24.66 KN L1 =

L1 =

P1 φFw

24.66KN 3.95 KN/cm

L1 = 6.24cm. L2 =

L2 =

P2 φFw

9.52 KN 3.95 KN/cm

L2 = 2.41cm. Longitud mínima de soldadura = d- remate Según especificaciones LRFD-J2.2b pág.54 Longitud mínima de soldadura = 6.5cm – 0.6cm Longitud mínima de soldadura = 5.9cm Debido a que la longitud de suelda L2 calculada es menor que la longitud mínima recomendada por las especificaciones LRFD, se soldará con la long mín. Ls=5.9cm. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


78


4.3 Diseño de la ménsula de la viga carrilera

Datos: Vu = 226.42 KN

Cortante máximo de la viga carrilera.

φ b = 0.9

Factor de reducción de resistencia a flexión.

φ c = 0.9

Factor de reducción de resistencia por cortante.

φ = 0.75

Factor de reducción de resistencia de soldadura.

b f viga

=

25.5 cm

Ancho de la viga carrilera.

a = 5 cm FEXX

Espacio entre viga y columna. 2

41.4 KN/cm Resistencia del electrodo E60

=

Se resuelve realizar la ménsula con un perfil T, el cual cumple con las características físicas para cumplir el trabajo encomendado de soportar a la viga carrilera.

El diseño se basa en el de una viga en voladizo con un valor de momento producto del cortante máximo encontrado en el diseño de la viga carrilera y la excentricidad, respecto a la cara de la columna. La ménsula debe resistir también el efecto de cortante.

Mux = Vu * e e= e=

b f viga 2

+

20.5 cm 2

a + 5 cm

e = 15.25 cm

Mux = 226.42 KN * 15.25cm Mux = 3452.905 KN - cm

φ b Mnx ≥

Mux

φ b Mnx = φ b Mpx φ b Mpx = φ b σ y Zx



79


Zx =

Mpx σy

Zx =

Mux σy

Zx =

3452.905 KN - cm 24.821 KN/cm 2

Zx = 139.11 cm

3

Con este valor, se busca un perfil T que tenga un módulo plástico mayor.

Tabla 3. Características del perfil

Desig.

Nominal Total Mass Area Ix 2 KN/m cm cm4

WT305X41

0.41

52.1

4850

AXIX

X-X

Sx cm3

rx cm

229.7489 9.6483

AXIS Zx Iy cm3 cm4

Sy cm3

230 604 67.8652

Y - Y ry cm

Zy cm3

3.4049 67.9

Torsional Constant J cm4 24.3

bf=178mm

tf=12.8mm

h = 270mm

d=300mm

tw=10mm


φ b Mpx = φ b σ y Zx φ b Mpx = 0.9 * 24.821 KN/cm

2

* 230 cm 3

φ b Mpx = 5 137.947 KN - cm φ b Mpx ≥

Mux

5137.947 KN/cm 2

≥ 3452.905 KN/cm



2

Cumple, el perfil resiste el momento actuante.

80


Revisión a cortante. En el perfil T que conforma la ménsula se realiza un corte inclinado en el alma que comienza en la parte inferior, en el empotramiento y termina al final del perfil, de tal manera que el peralto disminuye, por tanto; para la revisión del cortante hay que hacerlo en la sección en la que se transmite la carga de la viga carrilera.

205 50

Columna

151,25

0 0 3

Viga carrilera

0 0 2

7 1 , 9 4 2

Mensula Rigidizador

Figura 6. Detalle de la ménsula Si h tw

≤

245

σ

23.62 cm 1 cm

E

≤

yw

245

19994.799 KN/cm 2 24.821 KN/cm 2

23.62 ≤ 69.54 Entonces φ v Vn = φ v 0,6σ yw Aw

φ v Vn =

Aw = t W d

(0.9)(0.6) (24.821Kn/ cm 2 )(1cm)(24. 9cm)

φ v Vn = 333.74 KN

Como φ v Vn = 333.74 KN ≥ φVu =

226.426KN

Por tanto el perfil resiste el cortante actuante. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


81


Diseño de Soldadura. Se considera que se va ha soldar el alma del perfil T con la columna, utilizando soldadura tipo arco metálico protegido (SMAW), con un electrodo E60. Ls = d - h f

Longitud de soldadura.

Ls = 30cm – 1.28 cm Ls = 28.72 cm ≈ 29 cm Vu

f s

=

Resistencia de la soldadura a Corte

f s

=

f s

= 3.9 KN/cm

2Ls 226.42 KN 2 * 29 cm

M *c

f =

2.- porque se va ha soldar en los dos lados del alma del perfil T

2I Vu * e *

f =

Ls 2

Resistencia de la soldadura a flexión.

3

bh 2 12

226.42 KN *15.25 cm * f = 2

1 * (29cm)

29 cm 2

3

12

f = 12.317 KN/cm fr = f s

2

+

f 2

Resistencia de la soldadura a corte y flexión.

fr = (3.9KN/cm) 2 fr

=

w=

w=

+

(12.317 KN/cm) 2

12.920 KN/cm fr 0.707 * Ls * φ * (0.6 * FEXX )

Ancho de soldadura.

12.920 KN/cm 0.707 * 2 *1 cm * 0.75 * (0.6 * 41.4 KN/cm 2 )

w = 0.49 cm ≈ 0.5 cm 0.5 cm > 0.3 cm El ancho w mínimo que especifica la norma LRFD es w = 0.3 por lo tanto cumple con el requerimiento. Constructivamente se soldará también en la parte del ala del perfil T a la columna. Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


82


4.4 Diseño de placas base para columnas

Datos: Pu = 335,334 KN Carga actuante en la base de la columna, obtenido del programa Sap2000. A 2 = 25 cm x 40 cm = 1000 cm 2 Área del pedestal del cimiento. f `c = 2.1 KN/cm 2 Resistencia del Hormigón a los 28 días. Factor de reducción de resistencia. φ c = 0.6 b f = 17.1 cm Ancho de la columna. d = 35.2 cm Peralto de la columna. Incógnitas: A 1 = B x N e

Área de placa base. Espesor de la placa base.

Pu ≤ φ c Pn Cuando área total del soporte del concreto no es cubierta por la placa o sea: A1 < A 2 Se tiene que: A2 ≤ φ c 1.7f `cA 1 φ c Pn = φ c 0.85f `cA 1 A1 ó A2 A2 ≤2 con φ c Pn = φ c 0.85f `cA 1 A1 A1  1  Pu A1 =   A 2  φ c 0.85f `c 

2

1 335.334 KN   A1 = 2  2 1000 cm  0.6 * 0.85 * 2.1 KN/cm 

2

A 1 = 98.03 cm 2 A2 ≤2 A1

1000 cm 2 ≤2 98.03 cm 2 3.19 ≤ 2 No cumple, pero la placa debe mayor o igual que la columna, entonces:

A 1 = d * b f A 1 = 35.2 cm *17,1 cm A 1 = 601.92 cm 2 Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


83


A 1 = B x N Supongo N = 2B A 1 = 2B 2 A1 B= 2 601.92 cm 2 B= 2 B = 17,34 cm ≈ 20 cm Ancho de la placa base. N = 2B N = 2 * 20 cm N = 40 cm. Tomo 38cm, porque el pedestal des de 40. Largo de la placa base. Comprobación de: A2 ≤2 A1 1000 cm 2 ≤2 20 cm * 38 cm 0.87 ≤ 2 Cumple, OK. Cálculo del espesor requerido para la placa base: N - 0.95d m = 2 38 cm - 0.95 * 35.2 cm m = 2 m = 2.28cm. B - 0.8b f 2 20 cm - 0.85 *17.1 cm n= 2 n = 2.7 cm. n=

Para el cálculo el espesor trabajo con “m” por ser mayor. 2Pu e=m 0.9σ y BN e = 2.28 cm e = 0.64cm.

2 * 335.334 KN/cm 2 0.9 * 24.8KN/cm 2 * 20 cm * 40 cm Espesor de la placa.

Constructivamente y efectos de la corrosión se coloca e = 1cm.



84


CONCLUSIONES

La filosofía de cálculo adquiridas durante las clases, fueron fundamentales y necesarias para la aplicación de este proyecto, debido a que en base a ellas, se logró tener un mayor entendimiento de las últimas especificaciones del método del LRFD, y al fin poderlo aplicar al análisis y diseño de la nave industrial. Se obtuvieron las medidas de peso y dimensiones óptimas de todos los elementos de la edificación, a través del poderoso programa de estructuras Sap2000 utilizando el método planteado. Se garantizó los datos obtenidos del programa sap2000, mediante el diseño manual y aplicando las últimas especificaciones del AISC por el método del LRFD, de los elementos de la estructura. Se realizó el diseño de las uniones de la edificación industrial aplicando los reglamentos que presenta las últimas especificaciones del método.



85


RECOMENDACIONES

En el futuro se deben diseñar naves industriales con otras condiciones de fijación con el terreno, así como con dimensiones mayores de luces, y número de crujías. Diseñar utilizando aceros de resistencia más elevada, para minimizar las dimensiones de las secciones. Realizar diseños de edificaciones industriales con capacidades de grúa mayor, y más de una grúa trabajando simultáneamente.



86


REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

1. American Institute of Steel Construction. Code of Standard Practice for Steel Buildings and Bridges. USA. 2002 2. American Institute of Steel Construction. Load and Resistance Factor Design Specification for Single-Angle Members. USA. 2000 3. American Institute of Steel Construction. Load and Resistance Factor Design Specification for Structural Steel Buildings. USA. 2001 4. ANSI/AISC 341-02 Seismic Provisión for Structural Steel Buildings. USA 2001. 5. Canadian Institute of Steel Construction. Handbook of Steel Construction. Fourth Edition. Canada. 1985. 6. C.E.C. Código Ecuatoriano de la Construcción. Requisitos de Diseño. Quito-Ecuador. 2001 7. Galambos, T. V; Lin, F. J; Johnston, B. G. Diseño de Estructuras de Acero con LRFD. Editorial Prentice Hall. México. 1999. 8. Mc Cormac, J. Diseño de Estructuras de Acero. Método LRFD. 2da Edición. Grupo Editorial Alfaomega. México. 2002 9. Mukhanov, K. Design of Metal Structures. Mir Publishers. Moscow. 1968



87


NOMENCLATURA

A g : A: An: Avx : Avy: B:

Área bruta. Área de influencia. Área neta. Área sometida a cortante en el eje x. Área sometida a cortante en el eje y. Índice de confiabilidad. Lado Menor de la Placa base.

C b:

Factores de Amplificación de momento en el eje x. Factores de Amplificación de momento en el eje y. Ancho del Patín. Coeficiente de Flexión.

Cm:

Coeficiente para el Sismo de Diseño.

C mx :

Factor de modificación en el eje x. Factor de modificación en el eje y.

B1x : B1y:

bf :

C my:

C w: D: d: d t : E: E c:

Constante de Alabeo. Carga Muerta. Peralto del Perfil. Deriva. Diámetro del tornillo. Cargas de Sismo, Modulo de Elasticidad del Acero. Modulo de Elasticidad del Concreto. Factor de Resistencia, Factor de Resistencia de Soldadura, Factor de Resistencia de un tornillo por aplastamiento, Factor de Resistencia de Soldadura de Ranura. Factor de resistencia a Flexión. Factor de resistencia a compresión.

b:

c:

t :

Resistencia a la compresión del Concreto. Esfuerzo critico. Coeficiente de configuración estructural en Elevación. Resistencia nominal del tornillo. Coeficiente de configuración estructural en Planta. Tensiones Residuales. Factor de resistencia a tensión, a fluencia y a rotura.

v:

Factor de resistencia a Corte.

f'c: :

σ cr

E :

F t: P :

:

σ r

F w: σ y

: :

σ yf

Tensión admisible en una soldadura por centímetro lineal. Esfuerzo de fluencia del Acero. Esfuerzo de Fluencia mínimo del Acero en el Alma.



88


:

σ yw

G: h: I: I:

I c: I v: I x : I y: J: K x : K y:

L: :

Lb: Lc: Lc: λcx : λcy:

p:

L p: Lr : x : y:

m: M 1x : M 2x : M A: M B: M C: M max :

Esfuerzo de Fluencia mínimo del Acero en el Patín. Modulo de Elasticidad por cortante del Acero, Resistencia Rotatoria en el extremo de una columna. Altura efectiva del Perfil. Factor de Importancia. Inercia de la sección de acero. Inercia de la columna. Inercia de la viga. Inercia de la sección para el eje x. Inercia de la sección para el eje y. Constante Torsional. Factor para encontrar la longitud efectiva en el eje x. Factor para encontrar la longitud efectiva en el eje y.

Carga Viva, Longitud. Relación alto espesor de una sección. Longitud sin soporte lateral del patín en compresión. Distancia menor ya sea entre los ejes de los tornillos o entre el eje y el borde en dirección de la Fuerza Longitud de la columna. Esbeltez limite para uso de la expresión de Euler en el eje x. Esbeltez limite para uso de la expresión de Euler en el eje y. Factores de Carga o Seguridad. Relación Limite ancho espesor para sección compacta. Longitud limite para alcanzar el momento plástico. Cargas Vivas en Techos, Longitud limite para alcanzar el momento critico. Esbeltez efectiva en el eje x. Esbeltez efectiva en el eje y.

Distancia entre la mitad del ala al borde en el lado Mayor. Momento en el extremo del elemento. Momento en el extremo del elemento. Momento en el ¼ del segmento. Momento en el ½ del segmento. Momento a los ¾ del segmento. Momento más grande en un segmento no soportado de una viga.

M r:

Momento nominal en el eje x. Momento nominal en el eje y. Momento plástico en el eje x. Momento plástico en el eje y. Momento crítico.

M T:

Momento Total.

M nx : M nx : M px : M py:



89


Mu 2-2: Mu 3-3: M ux : M uy: n: N: P: P ex : P ey: P n:

P u: R: R: Rm: Rn: Rs: r x : r y: S: S ic: S inf : S sc: S sup:

S x : S y: t: T: t f : t p: ws: T u: t w: U: V 2: V 3: V act : V nx : V ny: V r :

Momento último alrededor del eje y. Momento Ultimo alrededor del eje x. Momento en el cual esta considerado el efecto P - ∆, en el eje x. Momento en el cual esta considerado el efecto P - ∆, en el eje y. Distancia entre la mitad del ala al borde en el lado Menor. Lado mayor de la Placa base. Carga concentrada. Resistencia al pandeo de Euler en el eje x. Resistencia al pandeo de Euler en el eje y. Carga nominal.

Carga última. Carga inicial de Lluvia o Hielo. Coeficiente de reducción de respuesta estructural. Resistencia media de los elementos. Resistencia Nominal o Teórica. Resistencia de la Soldadura. Radio de giro en el eje x. Radio de giro en el eje y. Cargas de Nieve, Coeficiente de Suelo. Modulo de sección de la sección compuesta para la fibra inferior de la losa. Modulo de sección de la sección de acero para la fibra inferior. Modulo de sección de la sección compuesta para la fibra superior de la losa. Modulo de sección de la sección de acero para la fibra superior. Modulo de sección Elástico eje x. Modulo de sección Elástico eje y. Garganta teórica de la suelda Fuerza de Tensión. Espesor del Ala. Espesor de la Placa. Espesor de la Soldadura. Momento torsor último. Espesor del Alma. Carga Ultima. Cortante Ultimo en y. Cortante Ultimo en x. Cortante Actuante. Cortante nominal, en el eje x. Cortante nominal, en el eje y. Cortante.



90


V u2-2: V u3-3: W: W ins: X 1: X 2:

Z: Z x : Z xreq: Z y:

Cortante Ultimo en el eje y. Cortante Ultimo en el eje x. Cargas de Viento. Sobrecarga de Instalación. Propiedades del perfil. Propiedades del perfil.

Factor de Zona sísmica. Modulo de sección plástica en el eje x. Modulo de sección plástica requerida. Modulo de sección plástica en el eje y.



91


Anexos




Anexo 1. Identificación de los elementos del pórtico C – C



2


Anexo 2. Solicitaciones más desfavorables para el pórtico C - C TABLE: Steel Design 2 - PMM Details - AISC-LRFD93 Pu

Mux

Muy

Vux

Vuy

Tu

KN

KN-cm

KN-cm

KN

KN

KN-cm

-68.348 45.454 -11.057 -26.003 14.162 -11.074 -5.436 -4.625 -11.074 13.866 -27.993 -11.057 47.534 -70.794 -332.793 -137.071 16.995 70.423 56.230 56.230

5.729 1.842 0.000 4.332 3.280 0.000 2.723 2.723 0.000 3.280 4.332 0.000 1.842 5.729 4429.381 -2099.404 -5.424 -5.424 -1.205 -1.205

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0.125 1.052 0.000 0.000 0.000 0.000

1.15E-17 5.79E-18 0 -2.33E-18 1.21E-17 0 2.53E-18 2.53E-18 0 1.21E-17 -2.33E-18 0 5.79E-18 1.15E-17 -9.228 4.374 0.000 0.000 0.012 0.012

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0.000 -0.002 0.000 0.000 0.000 0.000

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

349 DSTL2

69.578

-5.424

0.000

0.000

0.000

0

350 DSTL4

17.636

-5.424

0.000

0.000

0.000

0

ID

Combo

51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 310 313 345 346 347 348

DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL4 DSTL2 DSTL8 DSTL7 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2



3


Anexo 3. Secciones óptimas para el pórtico C - C TABLE: Steel Design 2-PMM Details-AISC-LRFD93 ID

Sección de diseño

Combo

51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 310 313 345 346 347 348 349

2L65X65X5-10 2L35X35X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X4-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X4-10 2L45X45X3-10 2L35X35X3-10 2L65X65X5-10 W360X45 W360X45 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10

DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL4 DSTL2 DSTL8 DSTL7 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2

350

2L55X35X3-10

DSTL4



4


Anexo 4. Tipos de combinaciones TABLE: Combination Definitions Combo

Carga

DSTL1 DSTL2 DSTL2 DSTL3 DSTL3 DSTL3 DSTL4 DSTL4 DSTL4 DSTL5 DSTL5 DSTL5 DSTL6 DSTL6 DSTL6 DSTL7 DSTL7 DSTL8 DSTL8 DSTL9 DSTL9

DEAD1 DEAD1 LIVE DEAD1 LIVE QUAKE DEAD1 LIVE QUAKE DEAD1 LIVE QUAKE1 DEAD1 LIVE QUAKE1 DEAD1 QUAKE DEAD1 QUAKE DEAD1 QUAKE1

1.4 1.2 1.6 1.2 0.5 1 1.2 0.5 -1 1.2 0.5 1 1.2 0.5 -1 0.9 1 0.9 -1 0.9 1

DSTL10

DEAD1

0.9

DSTL10

QUAKE1

-1



Factor

5


Anexo 5. Perfiles utilizados en la nave industrial. TABLE: Material List 2 - By Section Property Tipo de Sección

Num. Elem.

Long. Tot.(cm)

Peso Total (KN)

W360X45 W360X79 2L30X45X3-10 2L35X35X3-10 2L35X55X3-10 2L35X55X4-10 2L45X45X3-10 2L50X65X4-10 2L55X35X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X4-10 2L65X65X5-10 2L75X75X5-10 2L80X60X5-10 2L100X100X6-10 2L125X125X8-10 C310X31 RIOSTRA Total

12 10 10 12 7 8 24 36 35 24 16 8 4 17 39 56 55 50 423

12000.0 6000.0 1510.8 3175.4 1056.5 1208.6 6096.0 5438.7 8850.0 7457.8 4598.3 2117.0 2529.8 11403.9 23620.6 38281.8 33000.0 7553.8 175899.1

52.927 46.646 0.502 0.983 0.424 0.640 2.449 3.717 3.556 3.685 3.001 2.037 2.824 11.850 42.363 114.036 99.572 1.169 392.382



6


Anexo 6. Identificación de todos los elementos de la nave



7


Anexo 7. Secciones óptimas para la nave industrial TABLE: Steel Design1-Summary Data-AISC-LRFD93 ID Sección de diseño Combo 10 2L55X55X4-10 DSTL2 11 2L35X35X3-10 DSTL4 12 2L45X45X3-10 DSTL2 13 2L55X55X4-10 DSTL4 14 2L55X55X3-10 DSTL7 15 2L45X45X3-10 DSTL2 16 2L55X55X3-10 DSTL8 17 2L55X55X3-10 DSTL7 18 2L45X45X3-10 DSTL2 19 2L55X55X3-10 DSTL3 20 2L55X55X4-10 DSTL3 21 2L45X45X3-10 DSTL2 23 2L35X35X3-10 DSTL2 24 2L55X55X4-10 DSTL2 31 2L65X65X5-10 DSTL2 32 2L35X35X3-10 DSTL2 33 2L45X45X3-10 DSTL2 34 2L55X55X4-10 DSTL2 35 2L55X55X3-10 DSTL4 36 2L45X45X3-10 DSTL2 37 2L55X55X3-10 DSTL8 38 2L55X55X3-10 DSTL7 39 2L45X45X3-10 DSTL2 40 2L55X55X3-10 DSTL3 41 2L55X55X4-10 DSTL2 42 2L45X45X3-10 DSTL2 43 2L35X35X3-10 DSTL2 44 2L65X65X5-10 DSTL2 51 2L65X65X5-10 DSTL2 52 2L35X35X3-10 DSTL2 53 2L45X45X3-10 DSTL2 54 2L55X55X4-10 DSTL2 55 2L55X55X3-10 DSTL4 56 2L45X45X3-10 DSTL2 57 2L55X55X3-10 DSTL8 58 2L55X55X3-10 DSTL7 59 2L45X45X3-10 DSTL2 60 2L55X55X3-10 DSTL3 Estructuras Metálicas Henry Estith Banegas Avila


8


61 62 63 64 71 72 73 74 75 76 77 78 79 80 81 82 83 84 91 92 93 94 95 96 97 98 99 100 101 102 103 104 111 112 113 114 115 116 117 118 119 120

2L55X55X4-10 2L45X45X3-10 2L35X35X3-10 2L65X65X5-10 2L65X65X5-10 2L35X35X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X4-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X4-10 2L45X45X3-10 2L35X35X3-10 2L65X65X5-10 2L65X65X5-10 2L35X35X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X4-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X4-10 2L45X45X3-10 2L35X35X3-10 2L65X65X5-10 2L55X55X4-10 2L35X35X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X4-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10 2L55X55X3-10 2L45X45X3-10 2L55X55X3-10



DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL4 DSTL2 DSTL8 DSTL7 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL4 DSTL2 DSTL8 DSTL7 DSTL2 DSTL3 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL2 DSTL4 DSTL2 DSTL4 DSTL7 DSTL2 DSTL8 DSTL3 DSTL2 DSTL3 9


121 122 123 124 125 126 127 128 129 130 131 132 134 135 136 137 138 139 140 141 142 143 144 145 146 147 148 149 150 151 152 153 154 155 156 158 159 160 161 162 163 164

2L55X55X4-10 2L45X45X3-10 2L35X35X3-10 2L55X55X4-10 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 W360X79 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L100X100X6-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L125X125X8-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L125X125X8-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10





165 166 167 168 169 170 171 172 173 174 175 176 177 178 179 180 181 182 183 184 185 186 187 188 189 190 191 192 193 194 195 196 197 198 199 200 201 202 203 204 205 206






207 208 209 210 211 212 213 214 215 216 217 218 219 220 221 222 223 224 225 226 227 228 229 230 231 232 233 234 235 236 237 238 239 240 241 242 243 244 245 246 247 249

2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31





250 251 252 253 254 255 256 257 258 259 260 261 262 263 264 265 266 267 268 269 270 271 272 273 275 276 277 278 279 280 281 282 287 288 289 290 291 292 293 294 295 296

C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 C310X31 2L75X75X5-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L75X75X5-10 2L125X125X8-10 2L75X75X5-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L125X125X8-10 2L75X75X5-10 2L125X125X8-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10





297 298 301 304 307 310 313 316 319 322 325 328 331 1 2 5 6 7 8 22 25 26 45 46 65 66 85 86 105 106 133 157 248 274 334 335 336 337 338 339 340 341

2L100X100X6-10 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 W360X45 2L30X45X3-10 2L35X55X4-10 2L35X55X3-10 2L35X55X4-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10 2L35X55X4-10 2L35X55X3-10 2L35X55X4-10 2L30X45X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L35X55X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L55X35X3-10 2L30X45X3-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10 2L50X65X4-10





342 343 344 345 346 347 348 349 350 351 352 353 354 355 356 357 358 359 360 361 362 363 364 365 366 367 368 369 370 371 372 373 374 375 376 377 378 379 380 381 382 383






384 385 386 387 388 389 390 391 392 393 394 395 396 397 398 399 400 401 402 403 404 405 406 407 408 3 4 9 27 29 30 49 50 67 68 69 70 87 88 89 90 107

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RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA RIOSTRA 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L80X60X5-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10 2L100X100X6-10





Anexo 8. Resultados del diseño de la viga carrilera del puente grúa.



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Anexo 9. Resultados del diseño de la columna 310 del pórtico C-C



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Anexo 10. Resultados del diseño del elemento 346, cordón inferior del pórtico C-C



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Anexo 11. Resultados del diseño del elemento 54, diagonal de la armadura ar madura del pórtico C-C

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