Estructural Acería Diseño para limitar Teoría del Estado
Segunda edicion
Acería Estructural: Diseño para limitar Teoría del Estado Segunda edicion TJ MacGinley, BE, ME, C Eng, FI Struct E, MIE Aust Anteriormente Profesor Asociado Universidad Tecnológica de Nanyang T. C. Ang, BE, MSc, PE, MIES Senior Lecturer Universidad Tecnológica de Nanyang
B UTTER H E E N E M ANN
Butterworth-Heinemann Limitado Linacre House, Jordan Hill, Oxford OX2 8DP
miembro de AA del grupo Reed Elsevier OX F O R D L O N D R E S B O S T O N MU NIC H NEW DELHI SINGAPUR S YDNEY TOKYO T OR ONTO W ELLI NG TON
Publicado por primera vez 1987 Reproducido 1988 (con correcciones), 1990, 1991 Segunda edición 1992 Reproducido de 1993 (dos veces) © Butterworth-Heinemann Ltd 1987, 1992 All rights reserved. No part of this publication puede ser reproducida en cualquier forma material (incluyendo fotocopias o almacenamiento en cualquier medio por medios electrónicos y si o no transitoria o incidental a algún otro uso de esta publicación) sin la autorización del titular de los derechos de autor por escrito, excepto de conformidad con las disposiciones del Derecho de Autor, Diseños y Patentes de 1988 o en los términos de una licencia expedida por la Copyright Licensing Agency Ltd, 90 de Tottenham Court Road, Londres W1P 9HE, Inglaterra. Las solicitudes de permiso por escrito del titular de los derechos de autor la reproducción total o parcial de esta publicación debe dirigirse a los editores Catalogación Biblioteca Británica de Publicación de datos MacGinley, T. J. (Thomas Joseph)
Estructuras de acero estructural: diseñar para limitar la teoría del Estado. I. Título II. Ang, T. C. 624.1821 ISBN 0 7506 0440 9 Biblioteca del Congreso de datos de publicación
MacGinley, T. J. (Thomas Joseph) Estructuras de acero estructural: diseñar para limitar la teoría del estado / TJ
Contenido
Preface to the second edition Prólogo a la primera edición Expresiones de gratitud ix
vii viii
Capítulo 1 INTRODUCC IÓN 1 1.1 Estructuras de acero 2 1.2 Elementos estructurales 3 1.3 Diseño estructural 5 1.4 Métodos de diseño 5 15 Cálculos de diseño e informática 16 Detallando 7
6
C apí t ul o 2 MATER IA LE S 8 2.1 2.2 2.3 2.4
Aceros-propiedades estructurales 8 Consideraciones de diseño 9 Perfiles de acero 11 Section properties 14
C a p í t u l o D IS E Ñ O D E L E S TAD O 3 LÍM IT E 1 7 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 3.7 3.8
Limite los principios de diseño de estado Estados Límite para el diseño de acero 17 Trabajo y cargas factorizadas 18 Estados límites de estabilidad 20 Integridad estructural 20 Límite de servicio estados-deflexión 21 Resistencia de diseño de materiales21 Los métodos de diseño para edificios22
17
Capítulo 4 CONEXIONES 24 4.1 4.2 4.3 4.4 4.5
Tipos de conexiones 24 Tornillos ordinarios 25 Pernos de fricción de agarre 39 Conexiones soldadas 45 Otras consideraciones en el diseño de las conexiones 57
Capítulo 5 haces 64 5.1 Tipos y usos 64 5.2 cargas Beam 65 5.3 Clasificación de las secciones transversales de vigas 67 5.4 esfuerzos de flexión y capacidad de momento67 5.5 Pandeo lateral 74 5.6 cortante en vigas 81 5.7 La deflexión de vigas 83 5.8 conexiones Beam 84 5.9 Ejemplos de diseño de la viga 89 5.10 Compuesto vigas 97 5.11 vigas de grúa 105 5.12 Correas 120 5.13 rieles Láminas 127
Chapter 6 PLATE GIRDERS 135 6.1 Consideraciones de diseño 135 6.2 Comportamiento de una viga de placa 138 6.3 Diseño BS 5950: Parte 1 142 6.4 Diseño de una viga de placa153 sesentaycinco Diseño acción de tensión utilizando
161
Capítulo 7 miembros de tensión 171 7.1 Usos, tipos y consideraciones de diseño 171 7.2 Las conexiones de extremo 173 7.3 Comportamiento estructural de elementos de tensión 174 7.4 Diseño de miembros de tensión 179 7.5 Design examples 181
Capítulo 8 miembros de compresión 184 8.1 Tipos y usos 184 8.2 Cargas en miembros de compresión 187 8.3 Clasificación de las secciones transversales 188 8.4 miembros de compresión cargados axialmente 188 8.5 columnas Beam 205 8.6 Columnas descentrada en construcciónIngs 213 8.7 columnas cerrados con caja sometidos a carga axial y momento 8.8La columna lateral de un edificio industrial de un solo piso
C apí t ul o 9 TR US S ES AND BR AC ING 265 9.1 Trincheras-tipos, usos y elementos de refuerzo265 9.2 Cargas en cerchas 266 9.3 Análisis de armazones 267 9.4 Diseño de los elementos de refuerzo 269 9.5 Conexiones Truss 273 9.6 Diseño de un techo de un edificio industrial 275 9.7 Vigorizante 289 Capítulo 10 TALLER DE DISEÑO Acería Ejemplo 302 10.1 10.2 10.3 10.4 10.5 10.6
Introducción 302 Diseño loading Básica 303 Análisis de los datos del ordenador 304 Resultados de análisis por ordenador310 Diseño estructural de miembros 313 Acería detallando 316
Capítulo 11 AP LIC ACIONES microordenador 317 11.1 Aplicación de los equipos de diseño 317 11.2 Aspectos generales de las microcomputadoras 319 11.3 Consideraciones en programas de diseño de escritura 319 11.4 Acero programa de diseño de la viga 320 Programa de diseño de 11.5 Columna326 Programa de diseño de 11.6 Columna-base330 11.7 Los programas de ordenador disclaimer335 C apí t ul o 12 Acerí a DETALLAD O 336 12.1 Dibujos 336 12.2 Recomendaciones generales 337 12.3 Perfiles de acero 339 12.4 Grids y planes de marcado 340 12.5 Tornillos 341 12.6 Soldaduras 343 12.7 Vigas 346 12.8 Gi Platerders 346 12.9 Las columnas y bases 348 12.10 cerchas y vigas de celosía 348 12.11 redacción asistido por ordenador349 Capítulo 13 DISEÑO PORTAL 13.1 13.2
Diseño y construcción Diseño elástico 356
353
13.3 Diseño de plástico 367 13.4 Otras lecturas para el diseño del portal 389 Referencias 391 Index 393
Prólogo a la segunda edición
El libro se ha actualizado para cumplir con BS 5950: Parte 1: 1990 Uso estructural de estructuras de acero en el Edificio CODC de Prácticas para el Diseño de simple y continuo de construcción:. Secciones Hot Rolled Un nuevo capítulo en el diseño del portal se ha añadido para redondear su contenido. Este tipo de estructura se encuentra en constante demanda de almacenes, fábricas y para muchos otros propósitos y es el edifi ci o de una sola planta más común en uso. La inclusión de este material introduce al lector en el diseño elástico y plástico marco rígido, problemas de estabilidad miembro y diseño de juntas momento de transmisión. . TJ, M. T.C.A.
Prólogo a la primera edición
El propósito de este libro es mostrar el diseño de acero básico para el nuevo código BS estado límite de 5950. Se ha escrito principalmente para los estudiantes que ahora se iniciará el aprendizaje de diseño de acero al nuevo código, y también será de utilidad para los recién licenciados y diseñadores que deseen actualizar sus conocimientos. El libro abarca el diseño de elementos y juntas en la construcción de acero con el método de diseño sencillo; su esquema es el mismo que el utilizado en el libro anterior por el autor principal, Cálculos Construcciones Metálicas y documentación, Pero? terworths, 1973. La teoría del diseño con algunos de los antecedentes de los procedimientos de código que se da y elementos separados y un marco completo de construcción están diseñados para mostrar el uso del código La aplicación de las microcomputadoras en el proceso de diseño se discute y se dan los listados de algunos programas. Recomendaciones para detallar se incluyen con una mención de la redacción asistido por ordenador (CAD). T.J.M. T.C.A.
Expresiones de gratitud
los autores agradecidamente desean hacer los siguientes reconocimientos:
La British Standards Institution: Se ha hecho referencia a los estándares británicos, publicado por la British Standards Institution. Copias completas pueden obtuvo de BSI en Linford Wood, Milton Keynes MK14 6LE, Reino U n i d o. L a n o rm a a l a qu e s e h a h e c h o l a m a y o r p a r t e d e re f e re n c i a e s BS 5 9 5 0 : 1 9 9 0 , e l u s o e s t r u c t u r a l d e e s t r u c t u r a s d e a c e ro e n e l e d i fi ci o , Pa r t e 1 : C ó d i g o d e Pr á c t i c a s p a r a e l Di s e ñ o e n C o n s t r u c ci ó n s i m pl e y c o n t i nua: Secciones Hot Rolled. Sala Edifi cio Compbnents Sherburn, Mahón, North Yorkshire Y017 8PQ, Reino Unido: Para obtener permiso para incluir una sección sobre correas multiheam laminados en frío y rieles de laminación El au to r prin cip al f ue mu y p riv ile gi ad o d e e st ar as oc ia do con el p ro ye ct o El nu ev o e nf oq ue de di se ño de ace ro Ens eñ an za es tr uc tu ra l ( Es to f ue fi n an cia do por el Br it i s h S t e e l C o r p o r a t i o n y a d m in i s t r a d o p o r e l I m p e r i a l C ol l e g e , U ni v e r s i d a d d e Lo n d re s . ) É l re c o n o c e u n a g r a n d e u d a c o n lo s c o l e g a s c o n lo s q u e t r a b a j ó e n e l p ro y e c t o Un agradecimiento especial al Sr. LV Leech por leer el manuscrito y hacer muchas correcciones y comentarios útiles. Los autores también desean agradecer a Sancha para trazar cuidadosamente los diagramas y Cynthia para escribir el manuscrito. Los autores desean grabar sus agradecimiento especial al Dr. DJ Fraser de la Escuela de Ingeniería Civil de la Universidad de Nueva Gales del Sur para dar permiso para incluir su trabajo en longitudes efectivas de los miembros en los pórticos.
1
Introducción
1.1 Steel structures Edificios con estructura de acero consisten en una estructura esquelética que lleva todas las cargas a las que está sometido el edificio. Las secciones a través de tres tipos comunes de los edificios se muestran en la Figura 1.1. Hay: (1) Edificio techo enrejado sola planta; (2) Una sola planta portal rígido; y (3) Medio altura preparó edificio de varios pisos. Estos tres tipos cubren muchos de los usos de los edificios de estructura de acero, tales como fábricas, almacenes, oficinas, apartamentos, escuelas, etc. Un diseño para la construcción del techo decelosía (Figura 1.1 (a)) se da y el diseño de los elementos para la Braced edificio de varios pisos (Figura 1.1 (c)) también se incluye. Diseño de portales rígidos se ha añadido en la nueva edición La estructura del edificio se compone de elementos: los separados vigas, columnas, vigas y refuerzos - figuran al lado de cada sección en la Figura 1.1. Estos deben estar unidos entre sí y el edificio asociadas a las fundaciones. Los elementos se discuten con más detalle en la sección 1.2. Los edificios son de tres dimensiones y sólo el marco seccional se ha demostrado en la Figura 1.1. Estos marcos deben ser apoyados lateralmente y se preparó para que permanezcan en posición y soportar las cargas sin pandeo fue ra del plano de la sección. Planes marco estructural se muestran en las figuras 1.2 y 1.3 para los tipos de edificios representados en las figuras 1.1 (a) y (c). Varios métodos para el análisis y el diseño se han desarrollado a lo largo de los años. En la Figura 1.1 la estructura de una sola planta en un (a) y el edificio de varios pisos en(c) han sido diseñados por el método de diseño simple, mientras que el portal de rígida en (b) está diseñado por el método de diseño continuo. Todo el diseño está de acuerdo con el nuevo estado límite de código de diseño BS 5950: Parte 1. teorías del diseño se discuten brevemente en la Sección 1.4 y los métodos de diseño se exponen en detalle en el capítulo 3.
1.2 Elementos estructurales
2 Introduction Elementos 1 viga de celosía La columna 2 de la grúa 3 Crane viga
a) Construcción de una sola planta del enrejado del techo con la grúa Elementos Conjunta haunche d
2
1 Portal viga 2 Anorak column a
Pinned Base
b) a ras del suelo rígido Pinned Base Portal
Elementos Haz de 1 Planta Vi g a 2 P l a t e 3 Columna 4 Br a c i ng
c) varios pisos del edificio Figura 1.1 Tres tipos comunes de los edificios de acero
(3) Struts, columnas o candeleros miembros que llevan cargas axiales en com? Pression. Estos miembros son a menudo sometidos a flexión y compresión; (4) Cerchas y celosía miembros que llevan cargas laterales vigas de madera. Estos se componen de bielas y tirantes; (5) Miembros correas de viga que transportan láminas de techo; (6) Miembros Láminas carriles de vigas de apoyo revestimiento de la pared; (7) Preparándose-diagonales bielas y tirantes que, con columnas y vigas del techo, forman entramados verticales y horizontales para resistir las cargas de viento y estabilizar el edificio. Las juntas se conectan los miembros juntos, como las articulaciones de armaduras, uniones entre vigas y columnas de suelo u otras vigas de piso. Bases transmiten las cargas de las columnas de las bases.
Steel structures 3 3
5
Plan de 6
Baja Acorde Bracing 3
Alzado lateral
1 0
Sección
Gable Framing
Elementos de edificios 1 viga de celosía
6 Loner chcctl arriostramiento
2 Columna
7 Pared arriostramiento
3 Purlirs y uñas sheettrg 4 Crane viga
8 Aleros empate
5 Roof bracing
Columna 10 Gable
9 Corbatas
Figura 1.2 Edificio de la fábrica
Los elementos estructurales se indican en las figuras 1.1-1.3, y los tipos de mem? Fibras que componen los diversos elementos se discuten en el Capítulo 2. Algunos detalles de una fábrica y un edificio de varias plantas se muestran en la Figura 1.4.
4 Introduction
/2
/ 3
4 .1.
Fin Elevación
Frente Elevación I
x -I
Elementos de edificios 1 Columna
1
2 I — 4
2
2Vigas de pisos 3 Viga Plate 4Vigorizante
3 /
I
Plano del primer piso Level Cifra Edificio de oficinas 1,3 de varios pisos
El ingeniero estructural examina diversas disposiciones de encuadre alternativo y podrá realizar diseños preliminares para determinar cuál es el más económico. Esto se denomina la Para una disposición de encuadre dado el problema en el diseño estructural consta de (1)Estimación de la carga; (2) Análisis de los marcos principales, armaduras o vigas de celosía, sistemas de piso, arriostramiento y conexiones para determinar las cargas axiales, cizallas y momentos en los puntos críticos de todos los miembros; (3) Diseño de los elementos y conexiones utilizando los datos de diseño de la etapa (2); (4) Producción de disposición y detalle dibujos a partir de bocetos del diseñador. This book covers the design of elements first. Then, to show various elements in their true context in a building, the design for the basic single-storey structure with lattice roof shown in Figure 1.2 is given.
1.4 Métodos de diseño Diseño de acero se puede basar en tres teorías de diseño: (1) Diseño elástico; (2) Diseño de plástico; y (3) Método de los estados límites. Diseño elástico es el tmétodo raditional. El acero es casi perfectamente elástica hasta el límite de elasticidad y la teoría elástica es un método muy bueno en el que el diseño base. Estructuras son analizados por la teoría elástica y secciones están dimensionadas de modo que no se sobrepasen las
Los métodos de diseño 5
El uso de acero estructural en el edificio.
La teoría de plástico desarrollado para tener en cuenta el comportamiento pasado el punto de fluencia se basa en la búsqueda de la carga que hace que la estructura se colapse. Entonces la carga de trabajo es la carga de colapso dividido por un factor de carga. Esto también se permite bajo BS 449 Por último, el diseño de estado límite se ha desarrollado para tener en cuenta todas con-
base de la
truss al conjunto de grúa de viga
una fábrica edificio
vigas articulaciones de la columna b)
Varios pisos Bui Ala
6 Introduction
condiciones que pueden hacer que la estructura se convierten en no apta para su uso. El diseño se basa en el comportamiento real de los materiales y estructuras en uso y está en conformidad con BS 5950: El uso estructural de Steelwork en el edificio; Parte 1-Código de Prácticas para el Diseño en Construcción simple y continua: Secciones Hot Rolled. Los requisitos de los códigos correspondientes a los problemas trabajados se anotan y discuten y se deben obtener el código completo y leerse conjuntamente con este libro. El objetivo de diseño estructural es producir una estructura segura y económica que cumple su propósito requerido. El conocimiento teórico del análisis estructural se debe combinar con un conocimiento de los principios de diseño y de la teoría y las restricciones estipuladas en la norma para dar un diseño seguro. Un conocimiento profundo de propiedades de los materiales, los métodos de fabricaci ón y montaje es esencial para el diseñador experimentado. El alumno debe empezar con lo básico y poco a poco aumentar la experiencia a través de hacer ejercicios de curso junto con un estudio de dessign principios y la teoría. -®©§. Además de la norma de diseño principal para estructuras de acero en edificios, BS 5950: Parte 1, se debe hacer referencia a otras normas pertinentes, entre ellas: (1) BS 4360: Aceros soldables Estructurales. Esto da a las propiedades mecánicas para los diversos grados de aceros estructurales. (2) BS 6399: Parte 1, Código de Prácticas para cargas muertas e impuso. CP 3: Capítulo V, parte 2, Las cargas de viento. Carga Representante podrá darse por elemento de diseño. Viento de carga? Pende sobre el edificio completa y debe ser estimado utilizando el código de viento.
1.5 Cálculos de diseño e informática Se necesitan cálculos en el proceso de diseño para determinar ªe carga sobre la estructura, llevar a cabo el análisis y el diseño de los elementos y de las articulaciones, y debe establecerse claramente en un formulario estándar. Bocetos de diseño para ilustrar y amplifican los cálculos son una parte integral del procedimiento y se utilizan para producir los dibujos de detalle Computing ahora forma una parte cada vez mayor de trabajo de diseño, y todos los cálculos de rutina se puede llevar a cabo fácilmente en un microordenador. El uso de la computadora acelera cálculo y permite secciones alternativas para ser revisadas, dando al diseñador una gama más amplia de lo que sería posible con trabajo manual. (Las aplicaciones informáticas se dan en el Capítulo 11.) Sin embargo, es más importante que los estudiantes entiendan los principios de diseño involucrados antes de utilizar los programas de ordenador Es a través de hacer ejercicios que el alumno consolida la teoría de diseño dado en conferencias. Los problemas se dan al final de la mayoría de los capítulos.
Det all an d o 7
1.6 Detailing Las ofertas de los capítulos finales con el detalle de estructuras de acero. En los capítulos anteriores bocetos se hacen en los problemas de diseño para mostrar edificio arreglar? Mentos, cargando en marcos, vigas, miembros, conexiones y otras características pertinentes para el diseño. A menudo es necesario para hacer un boceto que muestra la disposición de una articulación antes de que el diseño puede ser llevada a cabo. Al final del problema, serealizan bocetos para mostrar información básica de diseño tales como tamaño de la sección, palmo, tamaños de placas, taladrado, soldadura, etc. Estos dibujos son utilizados por el dibujante para producir los dibujos de trabajo El plano de disposición general y los planes de marcado dan la información para la erección. Los planos de detalle muestran todos los detalles para la fabricación de los elementos. El dibujante debe conocer las convenciones para hacer estructuras de acero dibujar? Ings, como las escalas que se utilizarán, los métodos para especificar los miembros, placas, tornillos, soldadura, etc. Él debe ser capaz de dibujar detalles conjuntos estándar y también debe tener un conocimiento de los métodos de fabricación y montaje. Suites Computer redacción están convirtiendo generalizada y el estudiante debe dar una apreciación de su uso. Un breve análisis de software de elaboración de ordenador se ha incluido en este capítulo.
2
Materiales
2.1 aceros-propiedades estructurales
Productos de acero estructural se fabrican para ajustarse a BS 4360: soldable
Aceros Estructurales. El acero se compone de alrededor del 98 por ciento del hierro con el principal
elementos de aleación de carbono, silicio y manganeso. El cobre y el cromo son 450 E 355 -
Grado
275
Espesor 5 16 MM
0.
0. 4
0. 2 Tensió
a ) S t res s- Dia gra ma s St ro m p ara Ace ro s E stru ctu rale s
Rendi miento Stress g Elastic_ inRange
Ra ngo de plá st i co
01
02 Tensión
b) Diagrama esfuerzo-deformación para Diseño Plástico
Figure 2.1 Stresa—streio diagrams for structural steeb 8
Diseño consideración 9
añadido para producir los aceros resistentes a la intemperie que no requieren la corrosión protección. El acero se produce en tres grados de fuerza-43, 50 y 55. El propiedades importantes son resistencia, ductilidad, resistencia al impacto y la soldabilidad. Las curvas de esfuerzo-deformación para los tres grados de acero se muestran en la Figura 2.1 (a) y estos son la base de los métodos de diseño utilizados para el acero. Diseño elástico se mantiene dentro de la región elástica y porque el acero es casi perfectamente elástica, diseño basado en la teoría elástica es un método muy bueno para su uso.. Las curvas de esfuerzo-deformación muestran una pequeña meseta más allá del límite elástico y luego un aumento de la resistencia debid o al endurecimiento por deformación. Diseño de plástico se basa en la parte horizontal de la cepa estrés muestra en la figura 2.1 (b). Las propiedades mecánicas de los aceros se establecen en BS 4360. Los límites elásticos para los diversos grados que varían con el espesor y otras propiedades importantes se dan en la Sección 3.7 de este libro.
2.2 Consideraciones de diseño Problemas especiales ocurrir con estructuras de acero y de buenas prácticas se deben seguir para asegurar un rendimiento satisfactorio en servicio. Estos factores se discuten brevemente a con tinuación con el fin de llevarlos a la atención de los estudiantes, a pesar de que generalmente no son de gran importancia en los problemas de diseño de cubiertas 2.2.1 Fatiga Fallo por fatiga puede ocurrir en los miembros o estructuras sometidas a cargas fluctuantes, tales como vigas de la grúa, puentes y estructuras costa afuera. Sino se produce a través del crecimiento progresivo de una grieta que se inicia en una falta y la carga de falla puede estar muy por debajo de su valor estático. Conexiones soldadas tienen el mayor efecto sobre la resistencia a la fatiga de estructuras de acero. Las pruebas muestran que las soldaduras a tope dan el mejor rendimiento en el servicio, mientras que las soldaduras de filete continuos son muy superiores a las soldaduras de filete intermitentes. Conexiones atornilladas no reducen la fuerza en virtud de la carga de fatiga.Para ayudar a evitar el fallo por fatiga, detalle debe ser tal que las concentraciones de tensión y los cambios bruscos de sección se evitan en las regiones de esfuerzo de tracción. Casoss donde podría ocurrir la fatiga se señala en este libro, y para mayor información el lector debe consultar de referencia (1). 2.2.2 fractura frágil -®©§ En BS 4360 aceros se clasifican A, B, C, D y E con el fin de aumentar la re? Resistencia a la rotura frágil. Se especifica la energía de fracturaprueba de Charpy para los diversos grados de acero: por ejemplo, grado 55 C de acero es
10 Materials
diseño detalle. Placas delgadas son más resistentes que las gruesas. Los cambios bruscos de sección y la concentración de tensión debe ser evitado. Filetes soldaduras no deben establecerse a través de las bridas de tensión y soldadura intermitente no se deben utilizar. Se observan casos en los que se puede producir la fractura por fragilidad en elementos diseñados en el libro. Para más información el lector deberá consultar la referencia 2. Protección 2.2.3 Fuego Estructuras de acero estructural tiene un pobre rendimiento en los incendios, con la fuerza disminuye con aumento de la temperatura. A 550 ° C la tensión de fluencia s e ha reducido a aproximadamente el 0,7 de su valor a temperaturas normales; es decir, se ha alcanzado su tensión de trabajo y el fracaso ocurre bajo cargas de trabajo. Los requisitos legales para la protección contra incendios se establecen en el Reglamento de construcción, los documentos aprobados. Estos establecen el periodo de resistencia al fuego que cualquier elemento de soporte de carga en un edificio determinado debe tener, y también dar los periodos de resistencia al fuego para los diferentes tipos de protección contra incendios. Pro Fuego? Protección es proporcionada por encerrar el miembro de un material .
Sólido
Caja
.,•••1
Carcasa hueca
Perfil
Caja
Figura 2.2 protección contra incendios para las columnas y vigas
2.2.4 Protección contra la corrosión Estructuras de acero expuesto puede verse seriamente afectada por la corrosión en la atmósfera, particularmente si los contaminantes están presentes, y es necesariopara proporcionar protección de la superficie en todos los casos. El tipo de protección depende de la superficie Con? Condiciones y la duración de vida requeridos.. Los principales tipos de recubrimientos protectores son: (1) recubrimientos metálicos. Cualquiera de un revestimiento pulverizado en aluminio o zinc de se
Steel sections
11
(2) Pintura, donde se utilizan varios sistemas. Un sistema común consiste en utilizar una imprimación de cromato de zinc seguido por capas de acabado de óxido de hierro micáceo. Pinturas plásticas y bituminosos se utilizan en casos especiales. El factor más importante en la consecución de un revestimiento de protección contra la corrosión de sonido es la preparación de superficies. Acero está cubierta con cascarilla de laminación cuando se enfría después del laminado, y esto se debe re tirar antes de aplicar la protección, de lo contrario la escala posteriormente puede aflojar y romper la película. Explosión de limpieza hace que la mejor preparación antes de pintar. Decapado con ácido se utiliza en el proceso de galvanización. También se requiere una atención cuidadosa a los detalles de diseño (por ejemplo, los canales hacia arriba que forman una cavidad donde se debe evitar el agua puede recoger) y el acceso para el mantenimiento futuro también debe ser proporcionada. ? Para más en la formación del lector debe consultar BS 5493: Código de Prácticas para el recubrimiento de protección del hierro y estructuras de acero contra la corrosión.
2.3 Perfiles de acero 2.3.1 Rolled and formed sections
Laminado en caliente secciones se producen en fábricas de acero de palanquillas de acero pasándolos a través de una serie de rodillos. Las secciones principales se muestran en la Figura 2.3 y sus principales propiedades y usos se discuten brevemente a continuación: (1) Vigas universales. Estos son secciones muy eficientes para resistir momento de flexión alrededor del eje mayor. (2) Columnas universal. Estos son secciones producidas principalmente para resistir la carga axial con un radio alto de giro con respecto al eje menor para evitar el pandeo en ese plano. (3) Canales. Estos se utilizan para las vigas, los miembros de arriostramiento, elementos de refuerzo y de miembros compuestos. (4) Ángulos iguales y desiguales. Estos se utilizan para miembros de refuerzo, elementos de refuerzo y de correas y rieles de laminación. (5) Tes estructurales. Las secciones mostradas son producidos por el corte de una viga o columna universales en dos partes. Tees se utilizan para elementos de refuerzo, los lazos y los rayos de luz. (6) Perfiles huecos circulares, cuadrados y rectangulares. Estos se producen a partir de placa plana. La sección circular se hace primero, y entonces este se convierte en la plaza o rectangforma ular. Estas secciones hacen miembros de compresión muy eficiente, y se utilizan en una amplia gama de aplicaciones como miembros en vigas de celosía, en marcos de construcción, para correas, rieles de laminación, etc. Tenga en cuenta que el rango de tamaños de serie se da para los miembros que se muestran en la Figura 2.3. Un número de diferentes miembros se producen en cada tamaño deserie mediante la variación de la pestaña, la tela, la pierna o
12 Materials
BS 4848: perfiles de acero laminados en caliente Estructurales Parte 2: Secciones Hollow Parte 4: ángulos iguales y desiguales Acería Diseño: Guía para BS 5950: Parte 1: 1985, Volumen 1. Sección Prop propie-, Capacidades miembros, Constrado, 1.985?. 2.3.2 secciones compuestas Sección Compuesto están formados por los siguientes medios (Figura 2.4):
s
D. B
D , S B: 15 2x1 5 2 a
203x 133 a 914 x 419
Columna universal
Universal
r A
0x13 76.313 a 432.10 2 Channel
AxA
25 x 25 a 250.250
Igual
Ángulo
13.A 133.102 to AxB
305 x 457
40.25 a
Estructural Tee
200.150 Desigual
cortado de
Ángulo
UB
CI
0
21.3 to 457
Circular Hollow Section
0.0 a 20.20 400. 400 Sección Hollow Square
0 x1 3 5 0 x3 0 a 450 x 250 Rectangular Hollow Sección
Steel sections
13
(1) El fortalecimiento de un perfil laminado tal como una viga universal para la soldadura de placas de cubierta, como se muestra en la Figura 2.4 (a); (2) Combining two separate rolled sections, as in the case of the crane girder in Figure 2.4(b). The two members carry loads from separate directions. (3) Connecting two members together to form a strong combined member. Examples are the laced and battened members shown in Figures 2.4(c) and (d).
1 __________ a) Compuesto Beam
r--
a)
Crane Viga
b) Miembro sables
a)
Atado miembro
Figura 2.4 secciones compuestas
2.3.3 secciones Built-up Secciones urbanizadas se hacen soldando placas entre sí para formar I, H o miembros de la caja que se denominan vigas de placas, vigas o columnas de caja columnas construidas, respectivamente. Estos miembros sonutilizados donde las cargas pesadas tienen que ser transportado y en el caso de la placa y la caja de vigas donde se pueden requerir grandes luces. Ejemplos de secciones urbanizadas se muestran en la Figura 2.5. 2.3.4 Cold-rolled sections -® ©§.
14 Materials
t__,
l---..-..--1
--
Incorpo rados a la
Vi ga Pl a ca
Vi g a tubular
Caja Columna
Figura 2.5 secciones Built-up
i
1 _
Lipped Zed
Serti o
Sigma Sección
Channel
Figura 2.6 secciones laminados en frío
2.4 Propiedades de sección Para un tamaño de serie miembro dado, las propiedades de la sección son: (1) Las dimensiones de la sección exactas; (2) La ubicación del centroide si la sección es asimétrica alrededor de uno o ambos ejes; (3)Área de sección transversal; (4) Momentos de inercia alrededor de varios ejes; (5) Radios de giro alrededor de varios ejes; (6) Módulos de la sección para los distintos ejes, tanto elástico y plástico. Las propiedades de la sección de perfiles laminados y formados en caliente se enumeran en Acería Diseño, Guía para la BS 5950: Parte 1: 1985, Volumen 1, Sección Prop propie-, Capacidades miembros, Constrado de 1985?. For compound and built-up sections, the properties must be calculated from first principles. The section properties for the symmetrical I section dimensioned as shown in Figure 2.7(a) are as follows: (1) Propiedades elásticas: Área A = 2 BT + dt Momento de inercia eje XX J = BD3 112 - (B-0D3 / 12 Momento de inercia eje YY 4 = 2 TB3 / 12 + dt3 / 12 Radio de giro eje XX rx = (4 / A)"
Propiedades de la sección 15 P O R
X
X 0
Y a) simétrica 1-Sección
X-
J
- X
-
XXXI
Xi
X
C e n t r o i d a l Ax i s Igualdad Área Eje
r b)
Asimétrico
Secciones
Figura 2.7 secciones Beam
(2) módulos de plástico de la sección: El módulo plástico de la sección es igual a la suma algebraica del primero momentos de área alrededor del eje área igual. Para la sección I se muestra: Sx = 2 B 7 (D-7) 12 + TD2 / 4 Sy = 2 T132 / 4 + dz2 / 4 Para las secciones asimétricas tales como los mostrados en la figura 2.7 (b) el eje neutro debe estar ubicado primero. En análisis elástico del eje neutro es el eje centroidales mientras que en el análisis plástico es eleje área igual. Las otras propiedades pueden calcularse entonces usando procedimientos de resistencia de los materiales. Los cálculos de las propiedades de las secciones asimétricas se dan en varias partes de este libro Otras propiedades de vigas universales, columnas, vigas y canales, que se utilizan para determinar el momento en que la resistencia al pandeo son:
Parámetro de pandeo (u) Índice de torsión (x)
Constante de urdido (11) Constante torsional (J) Estas propiedades pueden calcularse a partir de las fórmulas que figuran en el apéndice B de la norma BS 5950: Parte 1 o tomados de las tablas en la Guía de la BS 5950: Parte 1, Volumen 1, Constrado. (Vea la Sección 5.5.)
3
Límite diseño de estado
3.1 Límite de principios de diseño de estado Los conceptos centrales del cálculo del estado límite son las siguientes: (1) Todas las condiciones separados que hacen que la estructura no aptos para su uso se toman en cuenta. Estos son los estados límites separados. (2) The design is based on the actual behaviour of materials and performance of structures and members in service. (3) Idealmente, el diseño debe estar basado en métodos estadísticos con una pequeña proba? Bilidad de la estructura de llegar a un estado límite. The three concepts are examined in more detail below. -®©§ En concepto (2) las fuerzas se calculan utilizando la teoría plástica y el comportamiento de pandeo posterior se tiene en cuenta. El efecto de las imperfecciones en la fuerza de diseño también está incluido. Se reconoce que los cálculos no se pueden hacer en todos los casos para asegurar que los estados límite nose alcanzan. En casos como el de la fractura por fragilidad, la buena práctica se debe seguir para asegurarse de que el daño o el fracaso no se produce Concepto (3) implica el reconocimiento del hecho de que las cargas y las resistencias de los materiales varían, aproximaciones se utilizan en el diseño y las imperfecciones de fabricación y montaje afectar a la resistencia en servicio.Todos estos factores sólo pueden evaluarse de forma realista en términos estadísticos. Sin embargo, todavía no es posible adoptar una base probabilidad completa para el diseño, y el método adoptado es garantizar la seguridad mediante el uso de factores adecuados. Se introducen factores parciales de seguridad para tener en cuenta todas las incertidumbres en las cargas, materiales fuertes, etc. mencionado anteriormente. Estos se discuten con más detalle a continuación..
3.2 Estados límite para el diseño de acero Los estados límite para los que estructuras de acero es que ser diseñado se establecen en la Sección 2 de BS 5950: Parte 1. Estos son los siguientes.
17
3.2.1 Estados límite últimos (1) Strength (including general yielding, rupture, buckling and transformation into a mechanism); (2) Stability against overturning and sway; (3) Fractura por fatiga; (4) Fractura por fragilidad. Cuando se alcanzan los estados límite últimos, toda la estructura o parte de ella se derrumba. 3.2.2 estados límite de servicio (5) (6) (7) (8)
Desviación; Vibration (for example, wind-induced oscillation); Repairable damage due to fatigue; La corrosión y durabilidad.
Los estados límite de servicio, cuando llegó, hacen que la estructura o parte de que no sean aptos para el uso normal, pero no indican que se ha producido el colapso. Todos los estados límite pertinentes deben ser considerados, pero por lo general se apro? Apropiadas para diseñar sobre la base de la fuerza y la estabilidad a la carga máxima y luego comprobar que la desviación no es excesivo bajo de servicio de carga. Algunas de las recomendaciones relativas a los demás estados límite se observaron cuando apro? Proceda, pero el tratamiento detallado de estos temas está fuera del alcance de este libro.
3.3 cargas de trabajo y factorizadas 3.3.1 Cargas de trabajo Las cargas de trabajo (también conocidos como los especificados, cargas características o nominales) son las cargas reales de la estructura está diseñada para llevar. Estos son norma? Aliado considerado como la carga máxima queno debe superarse durante la vida de la estructura. En términos estadísticos, cargas características tienen una probabilidad del 95 por ciento de no ser superado. Las principales cargas en edificios pueden ser clasi cado como?: (1) -®©§-. (2) Imposecargas d. Estos tienen en cuenta las cargas provocadas por la gente, de piel? Niture, equipo, valores, etc., en los pisos de los edificios y la nieve en lostechos. Los valores de las cargas de piso usados dependen del uso del edificio. Las sobrecargas se dan en la BS 6399: Parte 1 para varios tipos de edificios. (3) Las cargas de viento. Estas cargas dependen de la localización y el tamaño del edificio. Las cargas de viento se dan en la CP3: Capítulo V: Parte 2. El cálculo de las cargas de viento se da en los ejemplos en el diseño de edificios.
Working and factored loads 19
-®©§
Other loads on the structures are caused by waves, ice, seismic effects, etc., and these are outside the scope of this book. 3.3.2 Factored loads for the ultimate limit states
De acuerdo con la Sección 2.4.1 de la norma BS 5950: Parte 1, cargas factorizadas se utilizan en los cálculos de diseño para la fuerza y la estabilidad. Carga factorizada = trabajo o carga nominal x yr factor de carga general correspondiente El factor de carga en general tiene en cuenta: (1) La desviación desfavorable de cargas de sus valores nominales; y (2) La probabilidad reducida de que varias cargas serán todos a su valor nominal al mismo tiempo. También permite THe incertidumbres en el comportamiento de los materiales y de la estructura en lugar de las supuestas en el diseño. The yr factors are given in Table 2 of BS 5950: Part 1 and some of the factors are given in Table 3.1.
Table 3.1Carga general Factores año Cargando
Dead load Carga muerta levantamiento de restricción o vuelco Dead load, wind load and imposed load Carga impuesta Carga de viento Cargas de la grúa
Carga vertical Vertical and horizontal load Horizontal load Cargas de la grúa y la carga de viento
Factores yt
1.4 1.0 1.2 16 1.4 1.6 1.4 1.6 1.2
Cláusula 2.4.1.1 del BS 5950 establece que las cargas factorizadas deben aplicarse de la manera más desfavorable y los miembros y conexiones no debe fallar bajo estas condiciones de carga. Los comentarios breves se dan en algunas de las combinaciones de carga: (1) La carga principal para el diseño de la mayoría de los miembros y de las estructuras es la carga muerta más impuesto. (2) En estructuras de techo de luz levantamiento y reversión de carga se produce y estructuras altas Debe comprobar el vuelco. La combinación de carga de carga muerta más viento se utiliza en estos casos con un factor de carga de 1,0 por muerto y 1.4 para la carga de viento. (3) Es improbable que el viento y las cargas impuestas llegarán simultáneamente sus valores máximos y los factores de carga se reducirá en consecuencia.
20Limit state design
(4) También es poco probable que el impacto y la carga de aumento de grúas alcanzarán valores máximos juntos y por lo que los factores de carga se reduce. Una vez más, cuando el viento se considera con cargas de la grúa se reducen aún más los factores.
3.4 estados límite de estabilidad Para asegurar la estabilidad, la cláusula 2.4.2 de la norma BS 5950 establece que las estructuras deben comprobarse utilizando cargas factorizadas de las dos condiciones siguientes: (1) Vuelco. La estructura no debe revocar o levante de su asiento. (2) Influencia. Para garantizar una resistencia adecuada se requieren dos comprobaciones de diseño: (a) Diseño para resistir las cargas horizontales aplicadas. (b) -®©§ Sway resistance may be provided by bracing rigid-construction shear walls, stair wells or lift shafts. The designer should clearly indicate the system él está utilizando. En los ejemplos de este libro, estabilidad frente dominio se garantizará mediante refuerzos y la acción portal rígido.
3.5 Integridad estructural Las disposiciones de la Sección 2.4.5 de la norma BS 5950 aseguran que la estructura cumple con las reglas de la construcción y tiene la capacidad de resistir el colapso progresivo después del daño accidental. Las partes principales de la cláusula se resumen a continuación: -® ©§ (2) Additional requirements are set out for certain multi-storey buildings where the extent of accidental damage must be limited. In general, tied buildings will be satisfactory if the following five conditions are met: (a) Sway resistance is distributed throughout the building; (b) Atar extra es ser provided como se especifica; (c) Empalmes de columna están diseñados para resistir una fuerza de tracción especificado; (d) Cualquier rayo que lleva una columna se comprueba como se establece en (3) infra; y (e) Unidades de piso prefabricados están atadas y anclados. (3) Cuando se requiere en (2) el daño anterior debe ser localizada mediante la comprobación para ver si en algún pisos cualquier sola columna o viga que lleva una columna puede ser retirado sin causar más que una cantidad limitadade daños. Si la supresión de un miembro causa más que el límite permisible debe ser diseñado como un elemento clave. Estos miembros críticos están diseñados para acci? Cargas dentales establecidas en el Reglamento de Construcciones.
Diseño resistencia de materiales 21
La sección completa en el código y los reglamentos de construcción debe ser consultado.
Límite 3.6 Facilidad de servicio estados-deflexión La deflexión es el principal estado límite de servicio que debe ser considerado en el diseño. El estado límite de la vibración está fuera del alcance de este libro y la fatiga se discutióbrevemente en la Sección 2.2.1 y, de nuevo, no está cubierto en detalle. La protección de acero para evitar que el estado límite de corrosión que se alcance se mencionó en la Sección 2.2.4 BS 5950: Parte 1 establece en la cláusula 2.5.1 que la deflexión bajo cargas de servicio de un edificio o parte no deben poner en peligro la fortaleza o la eficiencia de la estructura o sus componentes o causar daños a los acabados. ? Las cargas bilidad serviceâ utilizadas son las cargas impuestas sin ponderar, excepto en los siguientes casos: (1) Muerto + impuso ± viento. Aplicar 80 por ciento de la carga impuesta y el viento. (2) Crane surge + wind. The greater effect of either only is considered. The structure is considered to be elastic and the most adverse cSe supone ombination de cargas. Limitaciones de deflexión se dan en la Tabla 5 de BS 5950: Parte 1. Estos se dan aquí en la Tabla 3.2. Estas limitaciones cubren vigas y estructuras distintas de pórticos con techo de dos aguas. -®©§ Table 3.2 Deflection limits
Deflection of beams due to unfactored imposed loads
Voladizos Vigas llevan yeso Todas las demás vigas
Longitud / 180 Span / 360 Span/200
Horizontal deflection of columns due to unfactored imposed and wind loads
Tapas de columnas en los edificios de una sola planta In each storey of a building with more than one storey
Altura / 300 Altura Historia/300
Vigas de pórtico grúa
Deflexión vertical debido a la carga de las ruedas estáticas Abarcar / 600 Horizontal deflection (calculated on top flange properties alone) due to crane surge Span/500
3.7 Resistencia de diseño de materiales Las resistencias de diseño para el acero que cumplen con la norma BS 4360 se presentan en la Sección 3.1.1 de la norma BS 5950: Parte 1. Tenga en cuenta que el factor de la fuerza ym
22Limit state design
factor de seguridad global en el diseño de estado límite, se toma como 1.0 en el código. La resistencia de diseño puede ser tomado como py = 1.0 Ys but not greater than 0.84 U s where Ys = minimum yield strength Us = minimum ultimate tensile strength For the common types of steel values of py are given in Table 6 of the code and reproduced in Table 3.3. Table 3.3 Design strengths p, for steel to BS 4360 BS 4360 Grade
Espesor (mm) less than or igual a
43 A, B, C
16 40 100 16 63 100 16 25
50 B, C 55 C
40
Sections, plates y perfiles huecos A, (N/mm2)
275 265 245 355 340 325 450 430 425
los code states that the following values for the elastic properties are to be used: Modulus of elasticity Módulo de corte
E = 205 kN / mm2 G = 79 kN / mm2
Poisson's ratio v = 0.3 Coeficiente de expansión lineal de una térmica = 12 x 10 -6per ° C
3.8 Los métodos de diseño para edificios El diseño de los edificios debe llevarse a cabo de acuerdo con uno de los métodos indicados en la cláusula 2.1.2 de la norma BS 5950. Los métodos de diseño son: (1) Diseño simple. En este método las conexiones entre los miembros son como? Consumida no desarrollar momentos que afectan negativamente a los miembros o estructura como un todo. La
estructura se supone que es pasador articulado de Analy? Sis. Preparan o muros de corte son necesarias para proporcionar resistencia a la carga horizontal..
(2) Diseño rígido. Las conexiones se supone que son capaces de desarrollar la fuerza y / o rigidez requerida por un análisis asumiendo plena continuidad. El análisis puede hacerse usando métodos ya sea elástica o plástica. (3) Diseño semi-rígida. Articulaciones prácticos son capaces de transmitir algún momento y el método se lleva a thi s fijeza parcial
en cuenta. ? Dos ap enfoques al diseño semirrígido se dan: (a) Determinación experimental de la conducta conjunta. Algunos plas
Métodos de diseño para la construcción de 23
(b) simplificado método empírico. La inter-control de las vigas y columnas se toma como no más del 10 por ciento de los momentos libres en las vigas. El código establece otras disposiciones que deben cumplirse cuando se utiliza el método. (4) La verificación experimental. El código establece que, cuando el diseño de una estructura o elemento de cálculo de acuerdo con cualquiera de los métodos anter iores no es posible, la resistencia y la rigidez pueden ser confirmados por pruebas de carga. El procedimiento de prueba se establece en la Sección 7 del código. En la práctica, las estructuras están diseñadas para cualquiera de los métodos simples o rígidos de diseño. Diseño semi-rígida nunca ha hallado gracia en general con los diseñadores. Los ejemplos en este libro son generalmente del simple método de diseño.
4
Conexiones
4.1 Types of connections Connections are needed to join: (1) Members together in trusses and lattice girders; (2) Plates together to form built-up members; (3) Vigas a vigas, vigas, cerchas, refuerzos, etc., a las columnas en marcos estructurales; y (4) Las columnas a las fundaciones.
a) Interna
Braguero Articulaciones
b) Soportes
24
Ordinary bolts 25
d Column Base c) Beam
Connectiols
Figura 4.1 Conexiones típicas
Algunas conexiones típicas se muestran en la Figura 4.1. Conexiones básicas se consideran en este capítulo y final conexiones para vigas y bases de la columna se tratan en los capítulos sobre las vigas y columnas, respectivamente. Conexión se hacen a través de: Atornillar pernos -ordinary en agujeros de paso; Pernos -friction agarre; Soldadura-filete y soldaduras a tope.
4.2 pernos ordinarios 4.2.1 Tornillos, tuercas y arandelas
El perno de cabeza hexagonal Los pernos están en dos grados de resistencia como se especifica en BS 4190: L a r g o ________ Shank Hilo
I Nominal Dia
De tensión
Figura 4.2 perno de cabeza hexagonal, tuerca y arandela
Grade 4.6: Mild steel : Yield stress = 235 N/mm2 Grado 8.8: de alta resistencia de acero: el estrés Rendimiento = 627 N / mm2 Los principales diámetros de arco utilizado: 16, 20, (22), 24, (27) y 30 mm The sizes shown in brackets arc not preferred.
26 Connections
4.2.2 articulaciones corte directo
Pernos pueden estar dispuestos para actuar en cortante simple o doble, como se muestra en la Figura 4.3. Disposiciones espaciado, bordes y extremos distancias se establecen en la Sección 6.2 de la norma BS 5950, Parte 1. Las principales disposiciones en condiciones normales sone: F
-41) -
-
End distance a) Individual
End
jedista
Espaciado
Fin distarce
b) Double Shear
Figura 4.3 Tornillos en cortante simple y doble
(1) The minimum spacing is 2.5 times the bolt diameter; (2) The maximum spacing in unstiffened plates in the direction of stress is 14t, where t is the thickness of the thinner plate connected. (3) La distancia al borde y al final mínimo como se muestra en la Figura 4.3 de un laminado, máquina de corte de llama o borde cepillada es 1.25D, donde D es el diámetro del agujero. (4) La distancia máxima de borde es 11 te, donde e = (275 / py) o.5 La cláusula debe ser consultado para requerimientos en áreas corrosivas. Tenga en cuenta que los diámetros nominales de los agujeros para tornillos ordinarios son mayores que el diámetro del perno por: 2 mm para tornillos de hasta 22 mm de diámetro 3 mm para tornillos de mayor diámetro. Un conjunto de cizalla puede fallar en los siguientes cuatro formas: (1) Por cizalla en el vástago del perno; (2) Por rodamiento sobre el elemento o perno; (3)Por tensión en el miembro; (4) Por cortante en el extremo del miembro. Los modos de fallo se muestran en la figura 4.4.
Shear Individual al Shearing of Bolt Shark
Double Shear
Ordinary bolts 27
b) Bearing on Plate and Bolt
t) End Shear Failure
d Ten s i o n E l f a l l o d e l a p l a c a
Figure 4.4 Failure modes of a bolted joint
Las fallas señaladas anteriormente se previenen mediante la adopción de las siguientes medidas: (1) Para los modos 1 y 2, proporcionan pernos suficientes de diámetro adecuado. (2) Para el modo 3, el diseño de elementos de tensión para el área efectiva. (Véase el Capítulo 7.) (3) Provide sufficient end distance for mode 4. The design of bolted joints is set out in Section 6.3 of BS 5950: Part 1. The provisions in this section are: (1) Área efectiva resistencia a la cizalladura como. ¿Dónde se producen las discusiones en el plano de corte: As = AT donde A = área de tensión de tracción Cuando las discusiones no se producen en el plano de corte: As= A where A =shank area based on the nominal diameter. (2) Sal capacidad de corte de un perno: Sal = anuncios de servicio público donde p = resistencia al corte indicado en la Tabla 32 en el código. (Ver Tabla 4.1). (Tenga en cuenta que las articulaciones largas no se discuten. Consulte el código.) (3) Bearing capacity should be taken as lesser of: Capacity of the bolt Pbb = dtPbb
28 Conexiones
Capacidad de la placa conectada: Pb. dtpb, medio etpb,
donde pt, 8 = teniendo fuerza de las partes conectadas dados en la Tabla 33 en el código. (Véase la Tabla 4.1.) e distancia final The second part of the bearing check ensures that the plate does not fail by end shear as shown in Figure 4.4(c). Table 4.1 Ordinary bolts in clearance holes Resistencia de los pernos y teniendo fuerza de pernos y capas conectadas (Nimm 2 )
Resistencia de los pernos Shear fuerza p. Teniendo pb fuerza, Teniendo fuerza de partes conectadas Bearing strength pb,
Bolt grade 4.6 8.8 160 375 435 970 Steel grade 43 50 460 550
55 650
Capacidad de carga tablas se pueden hacer para su uso en el diseño y en la Tabla 4.2 es una ayuda de dicho diseño. With regard to this table it should be noted that the minimum end distance to ensure that the bearing capacity of the connected ply is controlled by the bearing on the plate is given by equating:
Pb, = dtpb, = 0.5 e t Pbs End distance e = 2d 4.2.3 articulaciones tensión directos
(1) Capacidad de tensión de los pernos Las juntas con pernos de tensión directa se muestran en la Figura 4.5 (a). La capacidad de tensión de un perno ordinario se da en la cláusula 6.3.6 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto indica que: Capacity Pt= p, A, where pt = tension strength from Table 32 in the code = 195 N / mrn2 de Grado 4.6 pernos = 450 N / mm2 para Grado 8.8 tornillos A, = área de tensión de tracción. Los valores de A, se dan en la Acería de Diseño, Guía para la BS 5950: Parte 1: 1985. Volumen 1, Propiedades de sección, Capacidades miembros, Constrado, 1985. valores de tensión para pernos Grado 4.6 se dan en la Tabla 4.2. (2) Fuerzas indiscretas Prying forces are set up in tee connections with bolts in tension, as shown in
Ordinary bolts 29
.marina de guerra
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I I
30 Connections
La fuerza de palanca P añade directamente a la tensión en el perno. Haciendo referencia a la figura, Tensión total perno F = W / 2 + P donde W = tensión externa de la articulación -®©§. BS 5950: Parte 1 establece en la cláusula 6.3.6.2 de que en las conexiones sometidas a tensión acción indiscretas no necesita ser tomado en cuenta siempre las tensiones dadas en la Tabla 32 y citados en la Sección 4.2.3 (1) se utilizan anteriormente. 4.2.4 conexiones excéntricas Hay dos tipos principales de conexiones cargadas excéntricamente: (1) Grupo de Bolt en corte directo y torsión; y (2) Bolt group in direct shear and tension. These connections are shown in Figure 4.6.
a) Los pernos de corte directo y
b) Los pernos en directo
torsión
C o r t an t e y t en s i ón
Figura 4.6 conexiones cargadas excéntricamente 4.2.5 Tornillos de corte directo y torsión
En la conexión mostrada en la figura 4.6 (a) el momento se aplica en el plano de la conexión y el grupo del perno gira alrededor de su centro de gravedad. Se supone una variación lineal de la carga debido al momento, con la más lejana perno del centro de gravedad del grupo que lleva la mayor carga. El corte directo se divide en partes iguales entre los pernos y las placas laterales se supone que son rígidos. Considere el grupo de pernos que se muestran en la Figura 4.7 (a), donde se aplica la carga P en una excentricidad e. Los pernos de A, B, etc. se encuentran a distancias R Las coordenadas de cada tornillo son (x1, y,), (x2,
Ordinary bolts 31
a) Grupo de Bolt en Shea directa y L A
FTsin0 Fs b) Resultant Load on Bolt
c) Partes resueltos de Cargas el perno
Figure 4.7 Bolt group in direct shear and torsion
centre of rotation is Fi-r21r, and so on for all the other bolts in the group. The moment of resistance of the bolt group is given by Figure 4.7: MR =FT•ri FT.r2.rdri FT (2
r
+ R22
. . .)
FT
= L
r
= -. (E x2 + EY2) r
FT
1
= Momento aplicado = P .e La carga FT debido al momento en el máximo cargado perno A está dada por Pe r1 ____________________ PIE-
Ex2 + Ey2 El F de carga, debido al corte directo está dada por P FS-__________________ No. of bolts The resultant load FR on bolt A can be found graphically, as shown in
32 Connections
Figure 4.7(b). The algebraic formula can be derived by referring to Figure 4.7(c). Resolver el FT carga vertical y horizontalmente para dar Carga vertical en el perno A = Fs + FT cos q) de carga horizontal en el perno A = FT pecado (, 9 Resultant load on bolt A FR = [(FT sin (02) + (Fs + FT cos (p)21°.5 = [Fs2 + FT2 + 2F, FT cos cp]o.5 El tamaño del perno requerida puede entonces determinarse a partir de la carga máxima sobre el perno. 4.2.6 Tornillos de corte directo y tensión En el soporte de conexión de tipo mostrado en la figura 4.6 (b) los tornillos están en com? Combinarse cizallamiento y la tensión. BS 5950: Parte 1 da el procedimiento de diseño para estos tornillos en la cláusula 6.3.6.3. Este es: The factored applied shear F, must not exceed the shear capacity Ps, where Ps =ps As. The bearing capacity checks must also be satisfactory. The factored applied tension FT must not exceed the tension capacity PT, where PT = pt AT. Además de lo anterior, la siguiente relación debe ser satisfecha:
El diagrama de interacción de esta expresión se muestra en la Figura 4.8. The esquilar Fs y tensión FT se encuentran a partir del análisis de la articulación. 1.4
Tension FT /PT
Fs / P
1.4
Cortar
Figure 4.8 Interaction diagram: bolts in shear and tension
Un método aproximado de análisis que da resultados conservadores se de? Describió primero. Un soporte sometido a una carga P factorizada en una excentricidad e se muestra en la Figura 4.9 (a). El centro de rotación se supone que es en el perno inferior en el grupo. Las cargas varían linealmente como se muestra en la figura, con el FT carga máxima en el perno superior. En el momento de la resistencia del grupo de tornillos es: MR = 2 [FT. y22 yi + FT / Y, + ...] 22 4. .]
Ordinary bolts 33
Maximum
tension FT Er .6/ yl
FT y3 / FT y,./yi
Centro asumida de rotación
a) Joint
b) Bolt Loads
Figure 4.9 Bolts in direct shear and tension: approximate analysis =______
7
FT
y2
y1
= P .e
La tensión máxima perno es: FT = P.E y, I 2 I y2
La cizalladura vertical por tornillo: Fs = P / No. de pernos Un tamaño de perno se asume y se analiza la cizalladura combinado y la tensión como el? Descrito anteriormente. En un método más exacto de análisis se supone que el momento aplicado a ser resistido por los pernos en la tensión de manera uniforme con diferentes cargas y un área en la parte inferior de la ménsula en compresión, como se muestra en la Figura 4.10 (b). Pt
a) Joint
b) Tornillos de tensión de la zona de
Figura 4.10 (cont. Dorso )
c) Internal Forces and Stresses
34 Conexiones
b = t1 2t2 Sección b = 1,1 + 2t2 . 1.17r Sección
soldadas Placas
laminado d I Anchura del cojinete
Cifra 4.10 Tornillos en corte directo y la tensión: un análisis preciso
Para el equilibrio, la tensión total de T debe ser igual a la compresión total de C. Consideremos el caso en el que el perno superior está en ca pacidad máxima P, y la tensión de apoyo está en su valor máximo p ,,. Haciendo referencia a la Figura 4.12 (c), la tensión total viene dada por: (D - y p) (D y - 2p) T = P + (D - y) Pt + (D - y). Pt +. . . Pi = p,. A, (Consulte la Sección 4.2.3 (1) anterior) La compresión total viene dada por:
C = 0,5 py b y
donde b, la anchura del rodamiento rígido, se obtiene al distribuir la carga en 45 de? grados, como se muestra en la Figura 4.10 (d). En el caso de la sección de laminado en la línea de 45 grados es tangente a la radio de empalme. Las expresiones de T y C se pueden equiparar a dar una ecuación de segundo grado que puede resolverse para dar y, la ubicación del eje neutro. El momento de resistencia se obtiene entonces mediante la adopción de momentos de T y C en torno al eje neutral. Esto da = (D .Y) + (D y 11) 2 +. . . + 2/3. C .y (D - y) La máxima real bulón FT se encuentra a continuación, por la proporción, como follujos: momento aplicado M = P. mi Tensión del perno real FT = M. P, / MR El corte directo por pernos Fs = P / No. de los pernos y los tornillos se comprueban para la tensión combinada y cizalla. Note that to use the method a bolt size must be selected first and the joint set out and analysed to obtain the forces on the maximum loaded bolt. The bolt can then be checked.
Ordinary bolts 35
4.2.7 Ejemplos de conexiones atornilladas ordinarias
Ejemplo 1 La articulación muestra en la figura 4.11 se somete a una carga muerta a la tracción de 85 kN y una resistencia a la tracción impuesta carga de 95 kN. Todos losdatos sobre el miembro y la articulación se muestran en la figura. El acero es de Grado 43 y el perno de grado 4.6. Compruebe que el conjunto es satisfactoria. Placa de empalme 95 x 10
___ tx
•111•1111111•111111MEG
Placa de cubierta 140x8 2 No 100% 65x8 1L. Tornillos - diámetro 20 mm. tornillos ordinarios agujeros - Ø 22 mm
Figura 4.11 doble ángulo de empalme
Usando los factores de carga de la Tabla 2 de BS 5950, Parte 1: factorizada load = (1,4 x 85) + (1,6 x 95) = 271 kN Resistencia de los pernos. De la Tabla 4.2 para los pernos de diámetro 20 mm: capacidad de corte individual en las roscas = 39,2 kN Teniendo la capacidad de los pernos de 10 mm = 87,0 kN capas Capacidad portante de 10 mm de empalme con 30 mm Resistencia Teniendo pb distancia final. = 460 N / mm2 en la Tabla 4.1: Pbs= 1/2x30 x10 x460/103 = 69 kN Perno de capacidad y dos pernos están en doble cizalla y cuatro en un solo cizalladura = (4 x 39,2) + (2 x 39,2) + 69= 304,2 kN
Tenga en cuenta que la capacidad del cojinete perno de extremo en la placa de empalme 10 mm es controlado por la distancia final (BS 5950: Parte 1, Cláusula 6.3.3.3). Los ángulos están conectados a través de ambas piernas. Cláusula 4.6.3.3
36 Connections
= 2070 mm2 Capacidad P,
= 275 x 1798 / ciento tres =
494,3 kN El empalme es adecuada para resistir la carga aplicada.
Ejemplo (2) Carga muerta = Carga impuesta = 60kN BO kN
Las cargas de mineral en el perno propia sobre una placa Placa lateral 15mm Todos los pernos de 24 mm de
Figura 4.12 Ejemplo: grupo de tornillos en corte directo y torsión
Cargar factorizada = (1,4 x 60) + (1,6 x 80) = 212 kN Momento M = 111,3 kNm Grupo Perno E x2 = 12 x 2502
= 750 x 103
E y2 = 4 (352+ 1052+ 1752) = 171,5 x 103 Ex2 + EY2 = 921,5 x 103 Cos 9 = 250 / 305.16
= 0.819
Perno A es el perno con la carga máxima: Cargar debido al momento -111,3 x 103 x 305,16 a 36,85 kN 921.5 x 103 Cargar debido al cizallamiento = 212/12 = 17,67 kN
Ordinary bolts 37
Valor único cizalla de 24 mm de diámetro del perno ordinaria en las roscas De la Tabla 4.2 = 56,4 kN Espesor del ala columna universal = 17,3 mm Espesor lateral de la placa = 15 mm Distancia al extremo mínimo = 45 mm Teniendo la capacidad cif el perno Pbb = 24 x 15 x 435/103 = 157 kN Teniendo la capacidad de la placa Pbs = 24 x 15 x 460/103 = 166 kN 3 1/2 x 45 x 15 x 460/10 = 155 kN La resistencia de la unión se controla por el valor de cizalla único del perno. El conjunto es satisfactorio. Ejemplo (3)
Determine el diámetro del perno ordinario requerido para el soporte mostrado en la Figura 4.13. Las dimensiones conjuntas y cargas se muestran en la figura. Utilice Grado 4.6 pernos. 254x 254. 102 UC
10 Bdts a)
= b) La tensión y Áreas de Compresión
c) Internal Efectivo
segundo = 5 5
d) RigidezTeniendo Longitud
Figura 4.13 Soporte: pernos de corte directo y tensión
38 Connections
Probar 20 mm de diámetro pernos ordinarios. De la Tabla 4.2, la capacidad de tensión P1 = 47,7 kN La resistencia de diseño de la Tabla 6 del código de placas: 20 mm de grosor py = 265 N / mm2 Referring to Figure 4.13(c), where the depth to the neutral axis is y, the total tension is: + T= 95.4 [1 + (280-y) (210-y) (140-y) (70-y) 1 (350-y) (350-y) (350-y) (350-y) = 95.4 (1050-5y)/(350-y) kNLa anchura de apoyo rígido se muestra en la Figura 4.13 (d): 6 = 15 + 2 x 20 = 55 mm La compresión total en términos de y viene dada por: C=1/2 x 265 x 55y/103 =7.29ykN Equiparar T y C y reorganizar términos para dar la ecuación de segundo grado: 7.29y2- 3028y + 100.170 = 0 Resuelva para dar y = 36,25 mm The moment of resistance is: (280-36.25)2 + (210-36.25)2
103 MR 95,4 [(350-36,25) + (35 (1-36,25) (35 (1-36,25)
+ (140 a 36,25) 2+ (70-36,25) 21+ 7,29 x 36.252 x 2 (350 a 36,25) (350 a 36,25) i 3 x 103 = 67,17 kNm Carga factorizada= (1,4 x 80) + (1,6 x 75) = 232 kN Momento factorizada = 232 x 200/103 = 46,4 kNm Tensión real en pernos superiores FT=46.4x47.7/67.17 = 32,95 kN Corte directo por tornillo = 232/10 = 23.2 kN Capacidad de corte de roscas Sal = 39,2 kN Capacidad de tensión PT = 47,7 kN Combined shear and tension:
P, Pt 39,2 47,7 Por lo tanto los pernos de diámetro 20 mm son satisfactorios. El lector puede rediseñar los pernos usando el método aproximado. Tenga en cuenta que sólo los pernos se han diseñado. Las soldaduras yplacas de soporte deberán diseñarse y la columna revisados para las fuerzas del soporte. Estas consideraciones se tratan en la Sección 4.5.
Friction-grip bolts39
4.3 Pernos de fricción de agarre 4.3.1 Consideraciones generales Pernos de fricción de agarre están hechas de acero de alta resistencia, para que puedan ser apretados para dar una alta tensión vástago. El esfuerzo cortante en las placas conectadas se transmite por fricción, como se mu estra en la Figura 4.14 (a), y no por la cizalladura del perno, como en pernos ordinarios. Estos tornillos se utilizan cuando se requieren articulaciones fuertes y un mayor uso es en las articulaciones en marcos rígidos. Los tornillos se fabrican en tres tipos de ajustarse a BS 4395: Estado general. La fuerza es similar al grado 8,8 pernos ordinarios. Este tipo se utiliza generalmente. Superior-grado: vástago paralelo y tornillos de vástago de cintura se fabrican. El uso de pernos de fricción de agarre grado general de estructuras de acero es especi? Cado en BS 4604, Parte 1. pernos de espiga paralelo y de talle se muestra en la Figura 4.14 (b). Sólo pernos de grado en general serán discutidos aquí. Los tornillos deben usarse con arandelas de acero endurecido para evitar 11 -
Fricción en la Interfaz
u n 1 Ac c i ó n e n G r i p Fr i c ci ó n Tornillo
40
Friction-grip bolts 41
Tabla 4.3 Capacidad de carga de los pernos de fricción utilizados en la placa 43 de acero Grado Diametro (mm)
Mínimo caña tensión (kN)
16 20 22 24
92 144 177 207
Tensión capacidad
Resbalón resistencia
Capacidad portante (kN) de espesor de la placa (mm)
(kN)
(kN)
6
82.8 129.6 159.3 186.3
45.5 71.2 87.6 102.4
79.2 99.0 108.9 -
8
105.6 132.0 145.2 158.4
10
12
165.0 181.5 198.0
198.0 217.8 237.0
4.3.3 Ejemplos de fricción de agarre uniones Atornilladas Ejemplo (1) El diseño de los pernos para la conexión de momento y cortante entre viga y columna en marco de acero y el suelo. Se dan los siguientes datos: Viga de piso Columna Momento
610 x 229 UB 140 254 x 254 UC 132 Carga muerta = 180 kNm Carga impuesta = 100 kNm
Cortar
Carga muerta = 300 kN Carga impuesta = 160 kN
Establecer la articulación como se muestra en la figura 4.16
Momento Pernos HSFG 4 Sin 24mm
Cortar 8 No 24 mm Bdts HSFG
Figura 4.16 Conexión viga a columna Conexión Momento El momento es tomada por los pernos de la brida en la tensión: Momento factorizada = (1,4 x 180) + (1,6 x 100) = 412 kNm Fuerza de brida = 412/0.594 = 693.6 kN
Proporcionar 24 mm de diámetro pernos de fricción de agarre: Tensión mínima = 207 kN Capacidad de tensión de cuatro pernos = 4 x 0,9 x 207 = 745,2 kN El conjunto es satisfactorio para este momento. Cuatro pernos también se proporcionan en la parte inferior de la articulación pero estos no son cargados por el momento en la dirección que se muestra. Conexión Esfuerzo Cortante El esfuerzo cortante es resistido por los pernos de web. Esfuerzo cortante factorizado = (1.4 x 300) + (1.6 x 160)= 676 kN Resistencia al deslizamiento de los ocho No. pernos de diámetro 24 mm en agujeros de paso = 8 x 1.1 x 0.45 x 207 = 819,7 kN Si la placa final es de 12 mm de espesor, la resistencia del cojinete = 8 x 825 x 24 x 12/103
= 1901 kN
Sin embargo, si la distancia del extremo de los dos pernos superiores es 55 mm no debe exceder la resistencia de rodamiento.= 6x 825 x 24 x 12/103 + 2 x 1.3 x 55 x 12 x 825/103= 1788.6 kN Por lo tanto los pernos de diámetro 24 mm son satisfactorios. Tenga en cuenta que sólo los pernos se han diseñado. Las soldaduras, placas de extremo y refuerzos deben diseñarse y la brida de la columna y la web verificados. Estas consideraciones se tratan en la Sección 4.5. Ejemplo (2) Determinar el perno requerido para el soporte cargado, como se muestra en la Figura 4.17 (a). Carga factorizada = (1,4 x 160) + (1,6 x 110) = 400 kN Momento factorizada = 400 x 0,28
= 112 kNm
Trate pernos diámetro fricción de agarre de 20 mm: La capacidad de tensión de la Tabla 4.3
= 129.6 kN
Las fuerzas conjuntas se muestran en Figura 4,17 (c). Se puede calcular el ancho del cojinete de la placa de extremo del soporte (Figura 4.17 (d)): b = 15 + 2x 20
= 55 mm
La tensión total en el plazo; de la tensión máxima en los pernos superiores es
= 295,2 (1280-4y) / (470-y) La resistencia de diseño de la Tabla 6 en el código para las placas de 20 mm de grosor: Py = 265 N / mm2
254x254 x132 28 Muerto = 160kN 110k N
0 CD
259.2
O O
O O
0
15 mm
-•
1_265 N / rn42
20mm 10 No. 20 mm Tornillos Grip
5
a) Joint
b) Tension and Áreas de Compresión
d) Stiff Longitu d sostenido
Figura 4.17 Soporte: pernos de cizallamiento y la tensión La compresión total viene dada por: C = 1/2 x 265 x 55y / 103
= 7, 29 y
Equiparar T y C y reorganizar para dar: y2-631.9y + 51832
=
0
Resolución da y = 96.87 mm. El momento de resistencia es
=173.07+45.61
= 218.68 kNm
l Efectivo
los tensión máxima real en los pernos superiores es: FT = 112 x 129,6 / 218.68 = 66,37 kN La resistencia al deslizamiento de la Tabla 4.3, PsL, = 71,2 kN La resistencia del cojinete es mucho mayor que este valor: Cizalla aplicada por perno Fs = 400/10 Criterios de interacción:
= 40 kN
= 0, 97 < 1 Pernos de diámetro tanto de 20 mm son satisfactorios
4.4 Conexiones soldadas 4.4.1 Soldadura La soldadura es el proceso de unión de piezas metálicas mediante la fusión de ellos y rellenar con metal fundido desde el electrodo. El método se utiliza ampliamente para unir partes y miembros, fije los listones, refuerzos,placas terminales, etc., y para la fabricación de elementos completos, tales como vigas de placa. Soldadura produce uniones limpias, fuertes y más eficientes que los que permite atornillar. Sin embargo, debe llevarse a cabobajo estricta supervisión, y esto es posible en el taller de fabricación. Articulaciones del sitio generalmente se atornillan. Aunque la soldadura sitio se puede hacer es costoso, y los defectos son más probables de ocurrir Soldadura por arco eléctrico es el principal sistema utilizado, y los dos procesos principales en la soldadura de acero estructural son:
(1) La soldadura por arco manual, utilizando un electrodo de mano recubierto con un flujo que se funde y protege el metal fundido. La calidad de la soldadura depende en gran medida de la habilidad del soldador. (2) Soldadura de arco automático. Un electrodo de alambre continuo se alimenta al baño de soldadura. El alambre puede ser revestida con fundenteo el fundente puede ser suministrado desde una tolva. En otro procedimiento un gas inerte es soplado sobre la soldadura para dar protección 4.4.2 Tipos de soldaduras, defectos y pruebas Los dos principales tipos de soldaduras, culo y filete, se muestran en las figuras 4.18 (a) y (b). Soldaduras a tope se nombran después de la preparación de los bordes utilizados. Soldaduras individuales y dobles U y V se muestran en la Figura 4.18 (c). Los U soldaduras dobles requieren menos metal de soldadura que los tipos V. Un filete de soldadura de 90 grados se muestra pero se utilizan otros ángulos. El tamaño de la soldadura se especifica p or la longitud de la pierna. Algunos otros tipos de soldaduras-el trasero parcial, culo y filete de soldadura
parcial y filete de penetración profunda de soldadura se muestran en la Figura 4.18 (d). En el Penetra profundamentala soldadura de filete de una corriente más alta se usa para fundir las placas más allá del límite de la meta de soldadural.
b ) Fi l e t e d e soldadura
a) soldadura a tope individual V
Doble u
Doble V c Tipos de soldaduras a tope
Butt Weld parcial
But t Pa rci a l y Fil e t e de sol da dur a
Deep Penetratron
d) Otros tipos de soldaduras
Figura 4.18 tipos de soldadura: filete y soldaduras a tope Para el Procedimiento de soldadura defectuosa puede provocar los siguientes defectos en las soldaduras, todos los cuales reducen la fuerza (ver Figura 4.19 (h)): (1) El exceso de refuerzo y subvaloración;
Subcotización
No agrietars
Afectada por el calor
Desga rro la mi na r
a) Cracking
La falta de fusión sidewat
Penetració n incompleta
encima La inclusión de escoria reforzamiento Porosidad b ) D e f e ct o s y s o l d a d ur a defectuosa
Figura 4.19 Las grietas y defectos en las soldaduras
(2) Incompleto penetración y falta de fusión de pared lateral; (3) Inclusiones de escoria y porosidad Cuando se enfría el metal de soldadura y se solidifica se contrae y establece residual hace hincapié en los miembros. No es económico para aliviar estas tensiones por tratamiento térmico? Ment después de la fabricación, por lo que se tiene en cuenta en el diseño de las tensiones residuales. Soldadura también causa distorsión, y las precauciones especiales que deben adoptarse para garantizar que fabrican miembros son cuadradas y libre de torsión. Efectos de distorsión pueden minimizarse buen detalle y utilizando soldadura correcta pro? Procedimiento. Preajuste, precurvado y precalentamiento se utilizan para compensar la distorsión. Toda la fabricación soldada debe comprobarse, probado y aprobado antes de ser aceptado. Pruebas aplicadas a la soldadura se dan en la referencia 8: (1) Visual inspection for uniformity of weld; (2) Pruebas de superficie en busca de grietas utilizando colorantes o partículas magnéticas; (3) De rayos X y pruebas de ultrasonido para revisar si hay defectos dentro de la soldadura. Sólo las pruebas visuales y de superficie se pueden utilizar en soldaduras de filete. Soldaduras a tope se pueden comprobar internamente, y tales pruebas deben aplicarse a importantes soldaduras a tope en tensión. Cuando diferentes espesores de placa se van a unir la placa más gruesa se debe dar una conicidad de 1 en 5 para satisfacer la más delgada. Las pequeñas soldaduras de filete no deben hacerse a través de los miembros, como bridas de la viga en la tensión, sobre todo si el miembro es sometido a cargas fluctuantes, ya que esto puede conducir a un fallo por fatiga o rotura frágil. Con una preparación correcta borde si es necesario, ajuste en marcha, la selección de electrodos y un proceso de soldadura se controla adecuadamente, las soldaduras son Perfectamente fiables. 4.4.3 Diseño de soldaduras de filete
Disposiciones importantes sobre soldaduras de filete se establecen en la cláusula 6.6.2 de la norma BS 5950: Parte 1. Algunos de ellos se enumeran a continuación (la cláusula completa en el código debe ser consultado): (1) Soldaduras en ángulo deben ser devueltos en las esquinas para el doble de la longitud de las piernas. (2) En juntas traslapadas la longitud vuelta no debe ser menos de cuatro veces el espesor de la placa delgada.
(3) En conexiones de extremo la longitud de soldadura no debe ser menor que el espacio transversal entre las soldaduras. (4) Soldaduras intermitentes, no se deben utilizar en condiciones de fatiga. El spac? Ing entre soldaduras intermitentes no debe exceder de 300 mm ni 161 de piezas en compresión ni 24t de piezas en tensión, donde t es el espesor de la placa más delgada. Estas disposiciones se muestran en la Figura 4.20.
Bajo peso al nacer
a) la devolución Final
b) Lap Longitud
c) Fin
Filetes
L L 1, 300 o 16 t
partes en compresión p a r t e s e n t e ns i ó n
d 1 intermitente Filete Soldaduras
Figura 4.20 detalles de diseño para soldaduras de filete
Algunos valores de resistencias de diseño para soldaduras en ángulo dados en la Tabla 36, la cláusula 6.6.5.1, BS 5950: Parte I se dan aquí en la Tabla 4.4. Tabla 4.4 Diseño fuerza de soldaduras de filete ps, (N / mm2) Grado de acero BS 4360
43 50 55
Electrodos Fuerza BS 639 E 43 E 51
215 215 n.a.
215 255 255
La fuerza de una soldadura de filete se calcula usando el espesor de garganta. Para la soldadura de filete de 90 grados muestra en la Figura 4.18 (b) el espesor de garganta se toma como 0,7 veces el tamaño o la pierna longitud: Fuerza de la longitud de la soldadura = 0,7 x pierna pw /103 kN / mm de soldaduras en ángulo se da en la Tabla 4.5.
Tabla 4.5 Resistencia de las soldaduras (kN / mm) Soldar tamaño o la pierna largo 5 6 8 10 12
43 Electrodo E-43
E-51 0.75 0.90 1.20 1.50 1.80
Grado de acero 50 Electrodo E-43 E-51 0.75 0.90 1.20 1.50 1.80
0.89 1.07 1.42 1.78 2.14
55 Electrodo E-51 0.89 1.07 1.42 1.78 2.14
En el diseño de la suma vectorial del diseño destaca debido a todas las fuerzas de la soldadura no debe superar la resistencia de diseño. El código también toma nota de que la fuerza de soldaduras de filete cargados simétricamente puede ser tomado como igual a la resistencia de la placa, a condición de que: (1) La resistencia de la soldadura no es menor que la de la placa; (2) La suma de los espesores de la garganta de la soldadura es mayor que el espesor de la placa; y (3) La soldadura es principalmente en compresión directa o tensión. Una soldadura cumplimiento de estas disposiciones se muestra en la figura 4.21. ITension o Compresión
2a> t
Figura 4.21 Las soldaduras de filete tan fuertes como placa
4.4.4 Diseño de soldaduras a tope
El diseño de las soldaduras a tope está cubierto en la Cláusula 6.6.6 de BS 5950: Parte 1. Esta cláusula establece que la resistencia de dise ño debe ser tomado como igual a la del metal de origen, siempre que la resistencia del metal de soldadura no es menor que la del metal padre. Profundidad de penetración completa se asegura si la soldadura se realiza desde ambos lados o si una carrera de respaldo se hace en una soldadura a tope a par tir de un lado (véanse las Figuras 4.18 (a) y (c)). La penetración completa se logra también mediante el uso de una placa de apoyo (véase la figura 4.22 (a)). Si la soldadura se realiza desde un lado el espesor de garganta se reduce y los siguientes valores especificados en la cláusula 6.6.6.2 se van a utilizar: (1) V de soldadura - profundidad de preparación menos 3 mm (véase la figura 4.22 (b)); (2) J o U soldaduras de profundidad de la preparación a menos que pueda demostrarse que una mayor penetración se puede lograr (véase la figura 4.18 (c)).
El código también establece en la cláusula 6.6.6.3 de que si la soldadura es asimétrica respecto a las partes se unió a la excentricidad resultante debe ser tenida en cuenta. La fuerza de una soldadura a tope es entonces = Garganta espesor x placa de resistencia de diseño.
O
a) soldadura Individual V con Placa de apoyo
b) soldadura Individual V hizo por un lado
Figura 4.22 detalles de diseño para soldaduras a tope
4.4.5 Conexiones Excéntricas
(1) Los dos tipos de conexiones cargadas excéntricamente se muestran en la figura 4.23. Estos son: La articulación de torsión con la carga en el plano de la soldadura; y (2) La conexión de soporte. En ambos casos, las soldaduras de filete son en cortante debido a la carga directa y momento.
Conexión b Soporte
a) carga en plano de soldadura
Figura 4.23 conexiones cargadas excéntricamente
4.4.6 conjunta de torsión con la carga en el plano de soldadura La soldadura es en corte directo y torsión. La carga excéntrica provoca la rotación sobre el centro de gravedad del grupo de soldadura. La fuerza en la soldadura debido a
torsión se toma para ser directamente proporcional a la distancia desde el centro de gravedad y es encontrada por una fórmula de la torsión. El corte directo se asume que es uniforme en toda la soldadura. La cizalla resultante se encontró mediante la combinación del esfuerzo cortante debido al momento y al corte directo, y el procedimiento se expone a continuación. La placa lateral se supone que es rígido. Un grupo de soldadura rectangular se muestra en la Figura 4.24 (a), donde se toma la carga excéntrica P en un plato. La soldadura es de la unidad de longitud de las piernas en todo: Directo cizalla Fs = P / longitud de soldadura = P / [2 (x + y)] Shear por torsión where
FT = Per/Ip Ip= momento polar de inercia del grupo de soldadura = 1RX + = Ix + Iy Ix= y3/6+ xy2/2 Iy= x3/6+ x2y/2 r=0.5 (x2 + y2)0.5
i Centro de rotación b) resultante de Trabajo sobre la soldadura en A a) unión soldada total
c) Empalme soldado con autógena por tres lados
los más pesada longitud cargada de soldadura es que en A, más alejado del centro de rotación 0. El esfuerzo cortante resultante en una unidad de longitud de soldadura en A viene dada por: FR = [Fs2 + FT2 + 2FsFT. cos ɸ] 0.5 The resultant shear is shown on Figure 4.24(6). The weld size can be selected from Table 4.5. Si la soldadura se realiza en tres lados solamente, como se muestra en la Figura 4.24 (c), el centro de gravedad del grupo se encuentra primero tomando momentos respecto lado BC: x1 = x2 / (2x + y) Ix = y3 / 12 + xy2 / 2 Ix = x3 / 6 + 2x (x / 2 – x1) 2 + yx 12 El procedimiento anterior se puede aplicar entonces. 4.4.7 Conexión Soporte Varias hipótesis se hacen para el análisis de fuerzas en conexiones de soporte. Considere el soporte mostrado en la Figura 4.25 (a), que se corta de una viga universal con una brida añadido a la web. El soporte está conectado mediante soldaduras de filete a la brida de la columna. Las soldaduras de las bridas tienen un espesor de garganta de la unidad y la web suelda un espesor q garganta, una fracción de la unidad. Supongamos rotación alrededor del eje XX centroidal. Entonces: Longitud de soldadura L = 2b + 2aq Momento de Inercia = bd2 /2+ qa3/6 corte directo Fs = P/L Cargar debido al momento de carga FT =Ped/2Ix Resultante FR = (FT2 +Fs2)0.5 Seleccione el tamaño de la soldadura de la Tabla 4.5. En una segunda rotación supuesto se lleva a cabo sobre la X1X1 ala inferior. Las soldaduras de las bridas resisten momento y soldaduras web de cizallamiento. En este caso: FT = Pe / db Fs = P / 2a Los tamaños de soldadura se pueden seleccionar de la Tabla 4.5. Con soportes muy cargados se requieren soldaduras de resistencia total entre el soporte y la brida de la columna. El soporte de sección en T fabricado se muestra en la Figura 4.25 (b). El momento se supone que ser resistido por la soldadura de la brida y una sección de la web en compresion de la profundidad como se muestra en la figura. El cortante es resistido por las soldaduras web. Las dimensiones del soporte y de soldadura y fuerzas internas resisten momento se muestran en la figura. El área web en compresión es Ty. Igualando momentos da: P.E = T (d-2y / 3) = C (d-2y / 3)
C = 1/2 Py ty= T P.e = 1/2 py ty (d-2y / 3) Resolver la ecuación cuadrática para y y calcular C:
Throat unit thickness
Gargant a, q
Weld farsas
Sold un I I -Sección
Soporte
s e
x—
________X
xi— f Weld y Web Soport e
Momento Resistiendo
P1 Fuerza s
b) T – Sección Soporte
Figura 4.25 Conexiones Soporte
La fuerza de soldadura brida FT = costilla La fuerza de soldadura web Fs = P / 2 (d-y) Seleccione las soldaduras de la Tabla 4.5. Los cálculos se simplifican si se supone que el soporte para girar alrededor del X1X1 eje, cuando FT = Pe/db 4.4.8 Ejemplos de conexiones soldadas (1) Conexión de corte directo Diseñar el cordón de soldadura para la conexión de corte directo para el ángulo de carga como
muestra en la Figura 4.26 (a), donde la carga actúa a través del eje centroidal del ángulo. El acero es de Grado 43:
De a d l oa d = 50 k N Impuesta a = 60 kN a) Ángulo y Cargas
b) Sólo soldaduras de Lados
c) las soldaduras de los lados y ex tremos
Figura 4.26 Conexión de corte directo Carga factorizada = (1,4 x 50) + (1,6 x 60) = 166 kN Use 6 mm de soldadura en ángulo, la fuerza de la Tabla 4.5 = 0.9 kN / mm Longitud requerida = 166 / 0,90 = 184,4 mm Equilibrar la soldadura en cada lado como se muestra en la Figura 4.26 (b): Lado X, longitud = 184,4 x 43,9 / 65 = 124,5 mm Añadir 12 mm, longitud final = 136,5 mm, por ejemplo 140 mm Side S, longitud = 184,4-124,5 = 59,9 mm Añadir 12 mm, longitud final = 71,9, dicen 75 mm Tenga en cuenta que la longitud del lado Y excede la distancia entre las soldaduras, como se requerida en la cláusula 6.6.2.2 de la norma BS 5950: Parte 1. Una soldadura también se puede colocar a través del final del ángulo, como se muestra en la Figura 4.26 (c). La longitud de la soldadura en el lado Y, puede encontrarse tomando momentos respecto lado X. En términos de longitudes de soldadura esto da: (Ly x 65) + (65 x 32,5) = (184,4 x 21,1)
Ly = 27,4 + 6 = 33.4, dicen 40 mm Longitud del lado X: Lx= 184.4 – 6 - 27.4 + 6 = 98 mm, dicen 100 mm
Tenga en cuenta que la longitud de la pierna se ha añadido en los extremos de todas las longitudes de soldadura calculados anteriormente para permitir cráteres en los extremos. Para cumplir con la cláusula 6.6.2.2 citado anteriormente, soldadura Ly se aumenta a 65 mm. Weld Lx también se incrementa en proporción a 180 mm. En el ejemplo anterior la carga también es excéntrico con respecto al plano de la cartela, como se muestra en la Figura 4.26 (a). Se acostumbra a descuidar esta excentricidad. (2) Conexión de torsión con la carga en el plano de soldadura Una placa lateral de una conexión descentrada se muestra en la Figura 4.27 (a). La placa se suelda en sólo tres lados. Encontrar la fuerza cortante máximo en la soldadura y seleccione una soldadura en ángulo adecuado de la Tabla 4.5. 25
Carga muerta = 40 kN carga impuesta =
0
200_y a)
o una conexión
b) Grupo de soldadura
Figura 4.27 Conexión de torsión cargado en plano de soldadura Encontrar la posición del centro de gravedad del grupo de soldadura tomando momentos respecto lado AB (véase la figura 4.27 (b)): Largo L = 700 mm Distancia al baricentro x, = 2 x 200 x 100/700 = 57,14 mm Excentricidad de carga e = 292,86 Momentos de inercia: Ix = (2 x 200 x 1502) + 3003/12 = 11.25 x 106 mm3 Iy = (300 x 57.14 2) + (2 x 2003/12) + (2 x 200 x 42.862) = 3.047 x 106 mm3 Ip = (11.25 + 3.047)*106 = 14.297 x 106mm3 Ángulos cos ɸ = 142,86 / 207,14 = 0,689 carga factorizada = (1,4 x 40) + (1,6 x 60) = 152 kN corte directo Fs = 152/700 = 0.217 kN / mm Cortante debido a la torsión en la soldadura en C: FT =
152 x 292,86 x 14.297 x 106
= 0.645 kN / mm
Cizalla resultante: FR = [0.2172 + 0.6452+ 2 x 0.217 x 0.645 x 0.689]0.5 = 0.81kN/mm Un cordón de soldadura de 6 mm, se requiere fuerza de 0,90 kN / mm. (3) Conexión Soporte Determinar el tamaño de soldadura en ángulo requerido para la conexión de soporte se muestra en la Figura 4.28. Las soldaduras web deben ser tomadas como la mitad de la longitud de las piernas de las soldaduras de las bridas. Todas las dimensiones y cargas se muestran en la figura.
Diseño asumiendo la rotación alrededor del eje XX Carga factorizada = (1,4 x 80) + (1,6 x 110) = 288 kN Longitud L = (2 x 173.2) + 280 = 626,4 mm Inercia Ix = (2 x 173,2 x 1,822) + 2803/12 = 13,3 x 106 mm3 directa cizalla Fs = 288 / 626.4 = 0,46 kN / mm Cortante de instante FT 288 x 250 x =0.985 kN/mm ________________ 182 - 0.985 kN / mm 13,3 x 106 Resultant shear FR = [0.462 + 0.985210.5 = 1.09 kN/mm Proporcionar 8 mm soldaduras en ángulo de las alas, la fuerza de 1,2 kN / mm. Para la web soldaduras ofrecen filetes de 6 mm (el tamaño mínimo recomendado). Diseño asumiendo rotación alrededor de X, X, eje La soldadura brida resiste el momento
Proporcionar soldaduras de filete de 8 mm, fuerza 1,2 kN / mm. Las soldaduras web resistir el cortante: Fs = 288 / (2 x 280)
= 0.514 kN / mm
Proporcionar 6 mm soldaduras de filete. Los métodos dan los mismos resultados.
4.5 Otras consideraciones en el diseño de las conexiones 4.5.1 Rutas de carga y fuerzas El diseño de pernos y soldaduras ha sido considerado en las secciones anteriores. Otros controles que dependen de la manera en que el conjunto se fabrica son necesarias para asegurarse de que es satisfactoria. Rutas de carga consistente a través de la junta deben adoptar.
) Soporte solo con Web
) Soporte con brida
4 -
l Perno
Fuerzas Weld
Efectivo
T
Fue rz as e n Placa Web
Figura 4.29 Soportes: rutas de carga y fuerzas
Considerar los soportes que se muestran en la Figura 4.29. Las comprobaciones de diseño requeridas son:
(1) El grupo del perno (véase la sección 4.3.3); (2) Las soldaduras entre las tres placas (véase la sección 4.4.5); (3) Las placas de soporte. Estos están en tensión, teniendo, pandeo y la flexión local; (4) La columna en la carga axial, cortante y momento. También se requiere que los controles locales de la brida en la flexión y la web de la tensión en la parte superior y el pandeo y teniendo en la parte inferior. 4.5.2 Otras comprobaciones de diseño Some points regarding the design checks are set out below.
(1) Un camino de fuerza directa es proporcionada por la brida en el soporte en la Figura 4.29 (a). La brida puede ser diseñado para resistir la fuerza R = (e2+d2) 0,5 p/ d e = excentricidad de lacarga d = profundidad del soporte (2) Cuando el soporte tiene una placa web sólo, como se muestra en la Figura 4.29 (b), el outstand máxima no debe exceder 13te, en donde t = espesor de la placa = (275 / py) 0.5 Esto asegura que la placa se puede enfatizar que la resistencia de diseño (Ver Tabla 7 de BS 5950: Parte 1.) pandeo local se trata en la Sección 5.3. Si el web es satisfactorio para cojinete debajo de la carga P, la carga R puede suponerse que ser transportado en una tira de tela de anchura igual a la longitud en el cojinete (véase (3) más adelante). Las fuerzas d e los pernos, soldadura y la placa de web para este tipo de soporte se muestran en las Figuras 4.29 (c), (d) y (e), respectivamente. (Ver referencias 7 y 9 para un tratamiento más riguroso de este problema. (3) La longitud de cojinete en la parte superior de la banda se muestra en la Figura 4.30 (a). Para una viga universal, la carga se dispersa en 45 grados de los filetes de haz y al 1 en 2,5 a través de la placa superior. (Vea las cláusulas 4.5.1.3 y 4.5.3 en BS 5950: Parte 1. Teniendo se trata en la sección 5.8.2.) (4) La placa de extremo y la brida de la columna se comprueban para el doblado, como se muestra en la Figura 4.30 (b). Las placas están en doble curvatura, producido por las fuerzas de palanca que son absorbidas por los tornil los. La resistencia al doblado longitud se encontró mediante la dispersión de la carga a 30 grados, como se muestra en la figura. Para un análisis más riguroso línea de enfoque que el rendimiento en ver referencias 10 y 11 (5) Las siguientes comprobaciones se hacen en la columna en la parte inferior del soporte. El alma de la columna se comprueba para cojinete en el extremo del filete entre la brida y de la tela con carga dispersa en 1 en 2,5 para dar la longitud en el rodamiento B Tenga en cuenta que la fuerza de compresión se supone que repartidos en una profundidad 2y / 3, donde y es la profundidad de la zona de compresión a partir del análisis fuerza perno (véase la figura 4.29 (c)). El alma de la columna está marcada por pandeo en el eje de la columna. La carga se dispersa en 45 grados para dar la longitud b, mostrado en la Figura 4.30 (c), que es consi? Dered para pandeo. (Vea la Sección 5.8.1 para más detalles de esta comprobación de diseño.) Los refuerzos se pueden agregar a llevar cargas si el alma de la columna es fatigado.
(6) El alma de la columna se comprueba en la tensión en la parte superior del soporte, como se muestra en la Figura 4.30 (c). La longitud de la tensión se toma como la longitud g resistir la flexión, que se define en (4) anteriormente.
Bri da de UB - Pla ca supe rior
..
2 b a)
Cojinete encima de la Web
Fuerza indiscretas
b) Br i da C o l u mn a y Fi n d e pl a ca e n co j i ne t e
Fin de Filete
25
c Web de pandeo
= 2/3 y ShStress Checks Col urrnbf Web - Local Bot tom
Figura 4.30 Soportes: controles de estrés local Trituración Web
Cima
Tensión Web
Problemas 4.1 Una sola cizalla regazo atornillada conjunta (Figura 4.31) se somete a una carga de rotura por tracción de 200 kN. Determinar un diámetro del perno adecuado utilizando pernos 4.6 Grado.
4.2 Un miembro de doble canal que lleva una carga de tensión máxima de 820 kN está a ser empalmado, como se muestra en la Figura 4.32. (1) Determinar el número de 20 mm de diámetro Grado 4.6 pernos requeridos para hacer el empalme. (2) Compruebe el miembro de doble canal en tensión. (3) Compruebe las placas de empalme en la tensión. 2 No 203. 76,23-82 kg / m C
Pu = 820 kN
Placa de empalme 10.198 2 Pestillo 10 162
Figura 4.32
4.3 Una conexión atornillada excéntrica (ilustrada en las Figuras 4.33 (a) y (b)) se somete a una carga de rotura vertical de 120 kN. Determinar el tamaño de Grado 4.6 pernos requeridos si la carga se coloca en una excentricidad de 300 mm. mi Pu = 120
00 _ 20 mm thk placa
a1
b) Plan
Figure 4.33
4.4 La conexión atornillada soporte mostrado en la Figura 4.34 lleva una carga de rotura 300 kN vertical del colocados en una excentricidad de 250 mm. Compruebe que 12 No. 24 mm de diámetro Grado 4.6 tornillos son adecuados. Utilice métodos tanto aproximados y precisos de análisis se discuten en la Sección 4.2.6. Asumir todas las placas sea 20 mm de espesor.
r 180
t
Total 12 No. 024 Grado 46 pernos ISO
a )La t er a l de El e v a ci ó n
b) Frente de elevación
Figura 4.34
4.5 Diseñe una conexión de haz de empalme de 533 x 210 UB 82. En el momento final y cortante en el empalme son 300 kNm y 175 kN, respectivamente. Un bosquejo del acuerdo propuesto se muestra en la Figura 4.35. Preparar la final conexión detalle dibujo de los resultados de diseño.
4.6 La disposición para una conexión de agarre por fricción perno proporcionado para un lazo llevar a una fuerza de 300 kN ultima se muestra en la Figura 4.36. Compruebe la adecuación si todos los pernos provistos son de 20 mm de diámetro.
Total de 6
2 sin _IL 75,60.8
Pu 300 kN
Figura 4.36
4.7 Rediseñar la conexión bracked en el problema 4.4 utilizando alta resistencia pernos de fricción de agarre. Lo que se requiere que eldiámetro mínimo perno? Comenta las ventajas relativas de la utilización de grado 4.6, grado 8,8 y el perno HSFG para las conexiones 4.8 La conexión soldada con autógena a un miembro de tensión en un braguero de la azotea se muestra en la figura 4,37. Utilizando un electrodo E43 en placa de grado 43, determine el tamaño mínimo de las soldaduras de empate si la máxima tensión en el miembro es de 90 kN. 2
r ---- 1
2 no. 65,, 50x6 JL
Cartela 12 mm thk
Pu = 90 kN
Cifra 4.37
4.9 Determine la longitud de las piernas de la soldadura de filete requerido para la articulación excéntrica muestra en la Figura 4.38. La última carga vertical es de 500 kN colocados a 300 mm de la línea central. Utilice un electrodo E43 en un plato Grado 43.
O O
O O
2 sin placa thk 20mm puntal
a) Elevación Lateral
b) Frente de elevación
figura 4.38
4.10 Un corte de una bracked 533 x 210 UB 82 de Grado 43 de acero está soldada a una columna, como se muestra en la Figura 4.39. La última carga vertical en el soporte es de 350 kN aplicada en una excentricidad de 250 mm. Diseño de las soldaduras entre el soporte y la columna.
5
Vigas
5.1 Tipos y usos Las vigas se extienden entre los soportes para soportar cargas laterales que son resistidas por flexión y cizallamiento. Sin embargo, las desviaciones y tensiones locales también son importantes. Las vigas pueden ser en voladizo, simplemente apoyados, fijo terminado o continua, como se muestra en la Figura 5.1 (a). Los principales usos de las vigas son apoyar pisos y columnas, llevan láminas de techo como correas y revestimiento lateral como carriles de laminación.
Viga voladiza
Simplemente Apoyado
Continuom a) Tipos de vigas
Universal Beam
Ins Purl
Figura 5.1 Tipos de vigas y secciones de viga
Fi xe d E n d e d
Cualquier miembro puede servir como un rayo, y las secciones de vigas comunes se muestra en la Figura 5.1 (b). Se dan algunos comentarios sobre las distintas secciones:
(1) La viga universal, donde el material se concentra en las bridas es la sección más eficiente para resistir la flexión uniaxial. (2) El haz compuesto que consiste en una viga y la brida universales placas se utiliza donde la profundidad es limitada y la viga universal de sí mismo no es lo suficientemente fuerte para soportar la carga. (3) La viga de la grúa se compone de una viga universal y canal. Debe resistir la flexión en dos direcciones. Las vigas pueden ser de sección uniforme o no uniforme. Vigas laminadas pueden reforzarse en las regiones de momento máximo añadiendo placas de cubierta o ancas. Algunos ejemplos se muestran en la figura 5.2.
Doblado Diagrama de Momento
Cubreobjetos
Simplemente apoyada
Diagrama de Momento Flector
Termina haunched
Fijo
viga
Fin
Figura 5.2 vigas No uniformes
5.2 Cargas en Viga Tipos de reacio viga. son:
(1) Las cargas concentradas de vigas secundarias y columnas. (2) Cargas distribuidas de peso propio y forjados. Las cargas se clasifican en: (1) Las cargas muertas de peso propio, losas, acabados, etc. (2) Las sobrecargas de las personas, los accesorios, la nieve en los techos, etc. (3) Las cargas de viento, principalmente en las correas y los rieles de laminación. Cargas en vigas de piso en un edificio de estructura de acero se muestran en la Figura 5.3 (a). La figura muestra las cargas de una losaspanning de dos vías que dan trapezoidal y cargas sobre las vigas triangulares. Unidireccionales forjados que abarcan cargas uniformes.
a)
Cargas losa sobre vigas de suelo
Piso Losa
Columna
Secundario Haz
IISupport Real
Haz
i
___________________________________________________________________________________________
Diagrama de carga
Shear
Fuerza Diagrama
Momento de flexiónDiagrama b) Las cargas reales sobre una viga
Figura 5.3 cargas Beam
Un haz real con la losa del suelo y los miembros que soporta se muestra en la figura 5.3 (b). El diagrama de carga y la fuerza cortante y momento flector dia? Gramos construidas a partir de que también se muestran.
Doblado tensiones y la capacidad de momento 67
5.3 Clasificación de las secciones transversales de vigas La pestaña que sobresale de un haz que se hebilla prematuramente si es demasiado delgada. Webs también ceder bajo tensión de compresió n de flexión y de corte. Este problema se trata con más detalle en la Sección 6.2 en el Capítulo 6. (Véase también la referencia 12.) Para evitar el pandeo local que ocurre, lo que limita las proporciones Outstand / espesor de las bridas y profundidad / relaciones de espesor para bandas se dan en BS 5950: Parte 1 en la Sección 3.5. Beam secciones transversales se clasifican como sigue de acuerdo con su comportamiento en flexión::
Sección transversal de Clase I de plástico. Esto puede desarrollar una bisagra de plástico con capacidad de rotación suficiente para permitir la redistribución de los momentos en la estructura. Única clase 1 secciones se pueden utilizar para el diseño de plástico.. Sección transversal compacto Clase 2. Esto puede desarrollar la capacidad de momento plástico pero pandeo local impide la rotación en el momento constante. Sección transversal semi-compacto Clase 3. La tensión en las fibras extremas debe limitarse a la yivejez estrés, ya pandeo local impide el desarrollo de la capacidad de momento plástico. Clase Slender 4 sección transversal. Pandeo prematuro se produce antes de que se alcance el rendimiento. Elementos planos en una sección transversal se clasifican en: Elementos internos apoyados en ambos bordes longitudinales. Elementos externos unidos en un borde con el otro libre. Los elementos son generalmente de espesor uniforme, pero si cónico, el promedio de espesor? Ness es usado. Los elementos se clasifican como plástico, compacta o semi-compacto si cumplen con los límitesindicados en el cuadro 7 del código. Las proporciones limitantes para elementos de perfiles laminados se muestran en la Figura 5.4. Tenga en cuenta que la mesa en la cifra no incluye ángulos o camisetas
5.4 esfuerzos de flexión y capacidad de momento Tanto la teoría elástica y plástica se discuten aquí. Vigas cortas o restringidas se consideran en esta sección. Propiedades de plástico se utiliz an para las propiedades elásticas de plástico y com? Secciones pacto y para las secciones semi-compactas para determinar las capacidades momento.
5.4.1 teoría elástica (/) uniaxial flexión The bending stress distributions for an I-section beam subjected to uniaxial
68 Beams b
0
r I - Sección
Channel
Clase Escribe
of elemento
El plastico
Compacto
b T "-
Outstandelemento de compresión brida Web con neutral eje atmediados de profundidad
of Sección
d T
Semi - Compacto
15 e
9,5 e < 's
79e
120 e
98e
E=
Figura 5.4 proporciones limitantes para perfiles laminados
Y
Y
FBC
gripe
;.;
x-
X
X X
pensión completa
Sección
Estrés Sección
un T - Sección con dos Ejes de simetría
Estrés b ) d e l a g r ú a d e vi g a c o n u n Eje de simetria
Figura 5.5 Vigas en = gustativas! flexión
La tensión máxima en la fibra extrema superior e inferior es: pensión completa. = FBT = Mx / Z. La capacidad de momento M. = pbZx donde pb = esfuerzo admisible
Doblado tensiones y momentos capacidad 69
The moment capacity for a semi-compact section subjected to a moment due to factored loads is given in Clause 4.7.5 of BS 5950: Part 1 as Mc = pyZx donde py = resistencia de diseño Para la sección de la viga de la grúa asimétrica se muestra en la Figura 5.5 (b) los términos adicionales requieren definición: Z1 = 4, / y1 = módulo de sección para brida superior Z2 = / x / y2 = módulo de sección para y1 ala inferior, y2 = distancia del centro de gravedad hacia arriba y fibras inferiores. Los esfuerzos de flexión son: Top fibra en la compresión FBC = Mai Fibra inferior en tensión FBT = Mx / Z2 La capacidad de momento controlado por la tensión en la brida inferior es = PbZ2 (2) flexión biaxial Considere la posibilidad de que la sección I de la figura 5.6 (a), que está sujeta a la flexión sobre ambos ejes. Define los terminos siguientes:
M. = momento alrededor del eje XX M ,, = momento alrededor del eje YY Z. = módulo de sección para el eje XX Zy = módulo de sección para el eje YY Mx
Carga vertical My
z.
rI
1y
B Mx Horizontal. ( X carga
Mx (X
Mx z
Tensión
Vertical Bending Stresses
1 Compresión
Tensión
Esfuerzos de flexión horizontales
Figura 5.6 flexión biaxial. (a) rebordear esparce
70 Beams
La tensión máxima en A o B es: fn = 4 = m.lz. + mi / z, Si la tensión admisible es pb las capacidades momento con respecto a los ejes XX e YY son: Mcx = PbZx MCY = PbZy
Poner el esfuerzo máximo igual a pb y sustituyendo para Zx y Zy en la expresión anterior muestra la relación interacción M. / M .. + Mi / MCY = 1 Esto se muestra gráficamente en la figura 5.6 (b).
10
Mi MCY
M
10
Mo. b) Interacción
Diagrama
Figura 5.6 flexión biaxial. (b) Diagrama de Interacción
(3) secciones asimétricas Tenga en cuenta que con la sección de canal mostrado en la Figura 5.7 (a) la carga vertical se debe aplicar a través del centro de corte para doblar en el miembro de conexión a tener lugar alre dedor del eje XX, torciendo lo contrario y se produce la flexión biaxial. Sin embargo, una carga horizontal aplicada a través del centro de gravedad provoca flexión alrededor de sólo el eje YY. Para una sección asimétrica, tales como el ángulo desigual muestra en la figura 5.7 (b) de doblado se lleva a cabo sobre el principio ejes UU y VV en el miembro de conexión cuando se aplica la carga a través del centro de cortante. Cuando se utiliza el ángulo como un purlin el revestimiento frena el miembro de modo que se dobla alrededor del eje XXs.
Esfuerzos de flexión y capacidad de momento 71 Y
Carga vertical
Carga horizontal
Centr o de cortan
Vertical Doblado S tress
Y
Horizontal Doblado
Estrés un 1 Channel
Sección
Carga vertical Cortar
Y
centro de NN, N
X
X
Y
Doblado Subraya U -U Eje
Doblado Subraya
V - V Eje hl desigual
Ángulo
Figure 5.7 Bending of asymmetrical sections
72 Beams
5.4.2 Teoría de plástico (1) flexión uniaxial La curva de tensión-deformación para el acero sobre la que se basa la teoría de plástico se muestra en la Figura 5.8 (a). En la región de plástico después de producir los incrementos de deformación sin aumento de estrés. Considere la sección que se muestra en la Figura 5.8 (b). Bajo mo? Ment el estrés primero sigue una distribución elástica. Como el momento aumenta la tensión e n la fibra extrema alcanza la tensión de fluencia y la región plástico procede hacia el interior como se muestra hasta que se alcanza el momento plástico y se forma una bisagra de plástico. Para ejes individuales de flexión los siguientes términos se definen: M, = capacidad de momento plástico S = módulo plástico de la sección Z = módulo elástico de la sección p, = resistencia de diseño
La capacidad de un momento dado en la cláusula 4.2.5 de la norma BS 5950: Parte 1 para secciones con carga baja cizalladura es: = Pys 1.2 PYZ ,T3
Tensión
Estrés simplifi cado a1 - Curva de tensión Pi
Py
1
n
X
I
X
-
1
S
1_5_4 Sección
Elástico
CorpulentoCompletamente El plastico
b) Comportamiento enDoblado Figura 5.8 Comportamiento en flexión
El plastico
Bending stresses and moment capacity 73 pyRendimiento
Eje
Compresión
Centraidat X1____
I / X1
I___v. Tensión
p
Eje Igualdad de Elásti co Subraya
Section
X1
X
______ X _______
Stress
El plasticoEstrés Distribución
Figura 5.9 Sección con un eje de simetría
los primera expresión es la capacidad de momento plástico, el segundo asegura que el rendimiento no se produce en las cargas de trabajo en las secciones I doblado alrededor del eje YY. Para flexión para una sección con un eje de simetría de un solo eje considerar la sección en T mostrado en la Figura 5.9. En la flexión rango elástico tiene lugar alrededor del eje centroidal y hay dos valores para el módulo elástico de la sección. En la gama de plástico doblado tiene lugar alrededor del eje de la zona de la igualdad y no hay un valor para el módulo plástico de la sección: S = M0 / Pr
=Ab / 2 donde A = área de la sección transversal b = brazo de palanca entre las fuerzas de tensión y compresión. (2) flexión biaxial Cuando una sección de la viga es doblada sobre ambos ejes el eje neutro se encuentran en un ángulo con los ejes rectangulares que depende de las propiedades de la sección y los valores de los momentos. Soluciones se han obtenido para distintos casos y una relación que se establece entre las relaciones de los momentos aplicados y de las capacidades de momento sobre cada eje. La relación expresada en las Secciones 4.9 4.8.3 de BS 5950: Parte 1 para secciones compactas plástico o es el siguiente formulario: MCY
donde M. = momento factorizado acerca del eje XX M5 = momento factorizada por el M0 eje YY. = Capacidad de momento sobre el eje XX Mc, = capacidad de momento alrededor del eje YY Z1 = 2 para las secciones I y H y 1 para otras secciones abiertas Z2 = I para todas las secciones abiertas
Un resultado conservadora se da si Z1 = Z2 = 1. El diagrama de interacción se muestra en la figura 5.10.
74YBeams
10
x
x
1se ctio n 21 = 2 0 zz = 1 0
Mi MC Y
10
MI MC b) Interacción
) Sección
Diagrama
Figura 5.10 flexión biaxial
(3) Secciones asimétricas
Por secciones con ningún eje de simetría análisis plástico para doblar es com? Complicaron pero se han obtenido soluciones. En muchos casos donde se utilizan dichas secciones del miembro es obligado a doblarse alrededor del eje rectangular (véase la Sección 5.4.1 (3). Tales casos también puede ser tratada por la teoría elástica usando cargas factorizadas con la tensión máxima se limita a la resistencia de diseño..
5.5 Lateral pandeo 5.5.1 Consideraciones generales
El ala comprimida de un haz que actúa como una columna y hebilla de lado si el rayo no es suficientemente rígido o de la brida no está restringido lateralmente. La carga a la cual las hebillas del haz puede ser mucho menorque la que causa la capacidad de momento lleno de desarrollar. Sólo una descripción general del fenómeno y los factores que la afectan se exponen aquí. El lector debe consultar las referencias 12 y 13 para más información Considere la viga simplemente apoyada con libre para girar en el plan extremos pero restringido contra la torsión y se sometió a terminar momentos, como se muestra in Figura 5.11. Inicialmente, el haz se desvía en el plano vertical debido a la flexión pero, como el momento aumenta, alcanza un valor crítico ME, menor que el momento Capac? Dad, donde hebillas de lado, giros y se derrumba. La teoría elástica se utiliza para establecer ecuaciones de equilibrio para equiparar el efecto molestar? Ing a la flexión lateral y resistencias de torsión de la viga. La solución de estas ecuaciones da el momento crítico elástico: .5
Me = L (EIY GJ) ° 0.5 (1 + n2E11) 0 L
2
G
donde E = módulo de Young G = módulo de corte J = constante de torsión para la sección de
Lateral torsional buckling 75
H = Deformación constante de la sección L = lapso
4 = momento de inercia alrededor del eje YY. La solución teórica se aplica a una viga sometida a un momento uniforme. En otros casos en los que varía el momento, se reduce la tendencia a pandeo. Si la carga se aplica ala brida superior y puede moverse de lado es desestabilizador, y de pandeo se produce con cargas más bajo que si la carga se aplicaron en el centroide o a la brida inferior. En el análisis teórico se supuso que el haz sea recta. Vigas prácticos tienen curvatura y torsión inicial, tensiones residuales, y las cargas se aplican de forma excéntrica. La teoría establecida anteriormente requier e modificación para cubrir comportamiento real. Estudios y ensayos teóricos muestran que las vigas esbeltas fallan en el momento crítico elástico ME y vigas cortas o restringidas fallo en la capacidad de momento plást ico Mc. Una curva de límite inferior se extiende entre los dos extremos se pueden extraer para contener el comportamiento de vigas intermedias. Beam comportamiento como una función de esbeltez se muestra en la figura 5.11(segundo). Los términos utilizados en la curva se definen:
M = momento causando insuficiencia Af. = Capacidad de momento de una viga restringida ME = elastic critical moment
_ Sección de
rotación en el
Elevación
Centro
Y Plan una me doblaron POSICIÓN DEL RAYO
10
/-Elastic Crítico Momento M / Me ."( - Sección
M Intermedio 100 Esbeltez b) CURVA DE COMPORTAMIENTO
Esbelto 150 LE / ry
200
76 Beams
To En resumen, los factores que influyen pandeo lateral son: (1) La longitud sin restricciones de la brida de compresión. Cuanto más tiempo se trata, más débil es la viga. Pandeo lateral se evita proporcionando apoyos en puntos intermedios. (2) Las condiciones finales. La restricción de rotación en el plan de ayuda para evitar el pandeo. (3) Forma de la sección. Las secciones con mayor flexión lateral y rígido a la torsión? Nesses tienen mayor resistencia al pandeo. (4) Tenga en cuenta que la restricción lateral a la brida de la tensión también ayuda a resistir el dinero? Ling. (Véase la figura 5.11.) (5) La aplicación de las cargas y la forma del diagrama de momento de flexión entre las restricciones. Un procedimiento práctico diseño debe tener en cuenta los efectos mencionados anteriormente. 5.5.2 restricciones laterales y longitud efectiva Los estados de código en la cláusula 4.2.2 de que la restricción lateral completa es proporcionada por una losa de piso, si la conexión fricción o cizallamiento es capazde resistir una fuerza lateral del 1 por ciento de la máxima factorizar vigor en el ala comprimida. Otro construcción adecuada también se puede utilizar. Los miembros not provisto con restricción lateral completo Debe comprobar el pandeo. The following two types of restraints are defined in Sections 4.3.2 and 4.3.3 of the code: (1) Restricción lateral, lo que impide el movimiento lateral de la brida de compresión; y (2) Restricción torsional, que impide el movimiento de una brida con respecto al otro.
Suelo Losa Proporciona Restricción Lateral
Viga secundaria Proporciona Restricción Lateral
Torsicnal. Restricción a ) l a te r a l y to r s i o n a l Re s t r i c c i ó n
Libre de girar en el Plan
77 Beams
LE =
Completamente ____________Abierto Restroined -
Restricción torsional libre para girar en el plan
0
Extremos Losa____
b) Las longitudes Efectiva
Figura 5.12 Limitaciones y longitudes efectivas
Las restricciones son proporcionados por las losas de piso, juntas de los extremos, vigas secundarias, estancias, láminas, etc., y algunas restricciones se muestran en la Figura 5.12 (a). La longitud efectiva LE se define en la Sección 1 del código como la longitud entre los puntos de restricción efectiva de un miembro multiplicado por un factor a tener en cuenta las condiciones finales y de carga. Tenga en cuenta que una carga desestabilizante (donde se aplica la carga a la brida superior y se puede mover con él) es tomado en cuenta por el aumento de la longitud efectiva del miembro de que se trate.. La longitud efectiva de las vigas se discute en la Sección 4.3.5 de la norma BS 5950: Parte 1. Cuando el haz está restringido en losextremos sólo la longitud efectiva se debe obtener de la Tabla 9 en el código. Algunos valores de esta tabla se dan en la Tabla 5.1 Tabla 5.1 Longitudes eficaces LE-Vigas Condiciones de carga Desestabilizador
Condiciones de apoyo
Normal
Beam torsión sin restricciones Ala comprimida lateralmente sin restricciones Both flanges free to rotate sobre el plan Beam torsión restringida Ala comprimida restringido lateralmente Brida de compresión sólo se puede girar libremente on plan
1,2 (L + 2D)
1.0 L
1.2 L
Beam torsión restringida Ambas bridas NO libre para girar sobre el plan
0.7 L
0,85 L
-
l
Donde el haz está restringido a intervalos por otros miembros de la longitud efectiva LE puede ser tomado como L, la distancia entre las restricciones. Algunas longitudes efectivas para vigas de piso se muestran en la Figura 5.12 (b).
78 Beams
5.5.3 Procedimiento de diseño de código (1) Procedimiento general El procedimiento general para comprobar el pandeo lateral resistencia de una viga se establece en la Sección 4.3.7 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto es: (1) Si el miembro o parte que se comprueba no conlleva cargas entre las restricciones laterales adyacentes se evalúa el equivalente uniforme factor de momento m. Los valores de m que dependen de la relación y la dirección de los momentos finales se dan en la Tabla 18 en el código. Los valores para algunos casos de carga comunes se muestran en la Figura 5.13 (a). Un resultado conservadora se da si m se toma como 1. Obsérvese que la esbeltez factor n es 1 en este caso. Ver (7) a continuación. (2) Calcular el momento uniforme equivalente
M = m MA MA = momento máximo en la viga o parte considerada.
m
p=i
m
) P.m
M
Bros m = 0 76
m = 0,43
a) MOMENTO FACTOR UNIFORME EQUIVALENTE
imo
1
y fp?
Longi tud U rrestromed n varía 0 53 - 1 0 Cargas Sustancialmente Dentro Medio quinta parte de la viga
-amiravAro"-
1...__Lergth
Unrestrained n varía 0-46 - 1.0
CARGA GENERAL CASOS
Carga puntual
Otros Cargando
Uniformecarga
norte. 0 86
n = 0 94 CASOS PARTICULARES DE CARGA
b) FACTOR DE CORRECCIÓN esbeltez Figura 5.13 factores de modificación myn
79 Beams
(4) Calcular la esbeltez equivalente: ALT
= uv1 donde u = pandeo parámetro permitiendo resistencia a la torsión. Esto puede calcularse a partir de las fórmulas en el Apéndice B o tomado de la tabla publicada en la Guía de BS 5950: Parte 1: 1985, Vol. 1, propiedades de la sección, Capacidades miembros, Constrado = 0,9 conservadora para un uniforme rodó I sección v = slenderness factor which depends on values of N and Aix lef
donde N- la f +
4= momento de inercia de la brida de compresión alrededor del
eje menor de la sección Es, = momento de inercia de la brida de tensión alrededor del eje menor de la sección N = 0,5 para una sección simétrica
x = índice torsional. Esto se puede calcular a partir de la fórmula en el Apéndice B o obtiene de la tabla publicada en la Guía de BS 5950: Parte 1 = DIT aproximadamente
donde D = profundidad total de la viga T = espesor de la brida de compresión.
Los valores de v para las secciones uniformes figuran en el cuadro 14 del código. Para otras secciones v puede calcularse mediante las fórmulas en el Apéndice B. (5) Lea el pb resistencia a la flexión de la Tabla 11 en el código. Los valores de PB dependen de la ALT esbeltez y la resistencia de diseño py equivalente. Los gráficos que dan valores de Pb para perfiles laminados 500
,Grado ,
I
55
Material
Espesor
.00
,C
16rre n
1 Grado 50 p,. 355N
soldado a m
Grado
Ilk,
.3
p, . 275 N / elm'
eri ca no
--__
30 0 20
50
100
Eduwalent Slenderness
Figura 5.14 fortalezas Doblado de perfiles laminados
150
200
250
80 Beams
(6) Calcular el momento la resistencia al pandeo: Mb = SzPb donde Si = módulo plástico para el eje principal para un diseño seguro, Se necesitan ensayos sucesivos para obtener una sección económica. (7) Si las cargas se aplican a la viga o parte bajo consideración la esbelta? Ness factor n se calcula. Esto da un método más exacto de la corrección de momento no uniforme en este casode utilizarlos factor como anteriormente. El factor m se toma como 1. Los valores de n dan en las Tablas 15 y 16 del código dependen de cómo se aplica y los valores de los momentos finales y mediados de tramo de la carga. Los casos de carga generales, dos cargas de haz particular, y sus factores de n se muestran en la Figura 5.13 (b). La esbeltez equivalente: ALT=nuvdt El diseño pasa de la etapa (5) anterior. (8) A conservadores resultados de diseño si m = n = 1. Los valores de m y n se dan en la Tabla 13 de la norma BS 5950: Parte 1. Tenga en cuenta que si las cargas están desestabilizando m = n = 1. (2) el enfoque conservador para perfiles laminados El código da un enfoque conservador para perfiles laminados bridas iguales en la Sección 4.3.7.7. En el momento en resistencia al pandeo Mb = PBSZ
donde Pb = fuerza determinada a partir de la Tabla 19 para los valores de A y x flexión A = esbeltez leiry (véase más arriba) x = índice de torsión = D / T (véase más arriba) Lo siguiente se aplica cuando se utiliza este enfoque: (1) El equivalente uniforme factor de momento m se toma como 1,0. (2) La corrección de esbeltez factor n se toma de la Tabla 20. Esto modifica el valor de A utilizado. 5.5.4 flexión biaxial Pandeo lateral afecta a la capacidad de momento con respecto al eje mayor única de vigas de sección I. Cuando la sección se curva alrededor del eje menor sólo se alcanzará la capacidad momento dado en la Sección 5.4.2 (1). Where biaxial bending occurs, BS 5950: Part 1 specifies in Section 4.9 that the following simplified interaction expressions must be satisfied for plastic or compact sections: (1) Control de la capacidad local en el punto de momentos máximos combinados: Esta comprobación de diseño se discutió en la Sección 5.4.2 (2) por encima
Cortar en vigas 81
Mb
donde m = equivalente factor de momento uniforme de la Tabla 18 M. = momento aplicado sobre el eje mayor en la región crítica = Momento aplicado sobre el eje menor de edad en la región crítica Mb = pandeo capacidad de momento la resistencia alrededor del eje principal = Módulo elástico alrededor del eje menor.
Tenga en cuenta que se especifica una capacidad de momento reducido para el eje YY. Más expresiones exactas se dan en el código. Flexión biaxial se discute con más detalle en el capítulo 8 de este libro. 5.5.5 Los programas de ordenador BS 5950: Parte 1 da fórmulas para el cálculo de los parámetros utilizados en la comprobación de pandeo lateral en el apéndice. Las fórmulas se da para m, x, v y Pb en que las mesas en el código antes mencionadas se basan y el proceso de diseño se programa fácilmente. Un programa de ordenador es de gran utilidad en la realización de la sección del haz cheques. Un programa de diseño de la viga se da en el capítulo 11 de este libro.
5.6 cortante en vigas 5.6.1 teoría elástica El valor ? de esfuerzo cortante en cualquier punto de una sección de la viga viene dado por la expresión seguir ING (véase la figura 5.15 (a)): V .A .y
0,1; -___
donde V = fuerza cortante en la sección A = área entre el punto donde se requiere el esfuerzo cortante y un borde libre y = distancia desde el centroide del área A del centroide de la sección 17, = momento de inercia alrededor del eje XX t= thickness of the section at the point where the shear stress is required. Usando esta fórmula los esfuerzos cortantes en varios puntos de la sección de la viga se puede encontrar. Por lo tanto el esfuerzo cortante máximo en el centroide en términos de las dimensiones de la viga mostrada en la figura es: V BT (d + 7) TC12 2 +8
82 Beams
0
a) ESTRÉS DISTRIBUCIÓN CIZALLADURA ELÁSTICO
13
0
Sección T Beam laminado b) Áreas Shear
X--
—
Rendi mient
x
1,
Sección
Cortar Estrés
Rendi mient Net esfuerzo de flexión
c) TEORÍA DE PLÁSTICO - cortante y de momento la fi gura 5.15 cortante en vigas
Tenga en cuenta que la distribución muestra que la web lleva la mayor parte de la cizalla. Ha sido habitual en el diseño para comprobar la tensión de cizallamiento media en la web dada por: fa, = V / Dt que no deberá exceder un valor permitido.
Desviación de vigas 83
5.6.2 teoría plástica Shear es considerado en la norma BS 5950: Parte 1 en la Sección 4.2.3. Para un miembro laminado somete a cizallamiento solamente, se supone que la fuerza de cizallamiento a ser resistido por el área web A ,, muestra en la Figura 5.15 (b), donde:
A, = web espesor x profundidad total = tD Para la sección de T se muestra en la figura: A, = 0,9 A. A. = área del elemento rectilíneo que tiene la dimensión más grande en la dirección paralela a la carga = td El área de esfuerzo cortante puede hacerse hincapié en que la tensión de fluencia en cizalladura, es decir, a 1 /,./ 3 de la tensión de fluencia en tensión. La capacidad se da en el código como: P, = 0.6 PEA, El código en el cuadro 7 también señala que cuando la profundidad a la relación de espesor de la web supera 67e se debe comprobar por pandeo. (Consulte la Sección 4.4.5 en el código.) Si momento, así como de cizallamiento se produce en la sección, la web se asume para resistir toda la fuerza cortante, mientras que las bridas están estresadospara producir doblando. El análisis de la sección se basa en la tensión de corte y plegado de distribuciones de tensión mostrados en la Figura 5.15 (c). La web is en el rendimiento en el combinado de flexión y esfuerzos de corte y el criterio de von Mises se adoptó para el fracaso en la web. La cizalla reduce la capacidadde momento, pero la reducción es pequeña, pero para todos los altos valores de fuerza de cizallamiento. El análisis de corte y flexión se da en la referencia 14. BS 5950: Parte 1 da la siguiente expresión en la Sección 4.2.6 para la capacidad de momento para las secciones de plástico o compactos en presencia de la carga de alto cizallamiento. Cuando la fuerza cortante promedio F, es menos tha 0,6 de la capacidad de cizalla F, no se requiere ninguna reducción en la capacidad de momento. Cuando F, es mayor que 0,6 13 ,, la capacidad de momento reducido viene dada por: p ,, (S-S, pi) 1.2 p ,, Z Pt = (2,5 Ed - 15 S, = tD214 para un perfil laminado con igualdad de bridas S, se define en el código de las secciones con alas desiguales. Otros términos utilizados se han definido previamente.
5.7 Deflexión de vigas Los límites de deflexión de vigas especificados en la Sección 2.5.1 de la norma
84 Beams
Haz
Moment o máximo
y Carga
Deflection
at Certre
r L/2 W/2
I
L2/
WL / 4
WL3 48E1
W / 2f
W
W/2
Li r
wb
5 WL3 384E1
WL / B
L
a t____
I
b
4._
l_
Wab / L 48E1
r IQ]
WL3 [30
L V-1-
4..
a _4_____b _1 1: _l / 2 ___ / -L-
1
t-
W 2
—
i
Wa / 3
Washington 1
I!
a
I
a 1
L
W
[8L3- 14B2. b3]
384E1
Wo
[16a2 * 20ab*Sbq 120E1
T
L
WL / 6
WL3 60 IE
WL / B
WL3 73.14E1
_1111
T t_ L / 2
Escritura)
c
2 I
L/2
W
—2-
Figura 5.16 vigas simplemente apoyadas: Momentos máximos y deflexiones
5.8 conexiones Beam Las conexiones de extremo a columnas y otras vigas forman una parte esencial del diseño de la viga. Se requieren Comprueba si hay fallo local en los apoyos y los puntos donde se aplican cargas concentradas. 5.8.1 Pandeo resistencia de webs de haz Tipos de pandeo provocado por una carga aplicada a la brida superior se muestran en la Figura 5.17. Las hebillas web en el centrosi se restringen las bridas, de lo contrario el movimiento hacia los lados o rotación de una brida con respecto al otro se produce.
Beam connections 85
Rotación 9 2 T_buckles Web
Bridas restringidas
Sway entre Bridas
La rot a ci ó n Flanges
Cifra 5.17 Tipos de pandeo
Un soporte soporte de extremo y una carga intermedia en una viga se muestran en las Figuras 5.18 (a) y (b), respectivamente. La resistencia al pandeo de una banda a las cargas aplicadas a través de la brida se da en la Sección 4.5.2.1 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto es Pw = (bi + ni) / P. donde la longitud de soporte b1 = rígido (ver más abajo) ni = longitud suponiendo que la carga se dispersa en 45 grados a través de una mitad de la profundidad de la viga t = espesor del alma Pc = resistencia a la compresión de la Tabla 27 (c) del código por un valor de esbeltez se especifica a continuación. El rodamiento rígido se define en la Sección 4.5.1.3 como la longitud que no puede de fi formar apreciablemente en flexión. La dispersión de la carga se toma como 45 grados a través de material sólido. Stiff longitudes de cojinete b1 se muestran en la Figura 5.18 (c). Para el ángulo no rigidizado una tangente se dibuja en 45 grados para el filete y la longitud b1 en términos de dimensiones que se muestra es: b 1 = 2 (t + 0.293 r) - despacho donde r = radio del filete t = espesor de la pierna ángulo. La esbeltez para una unstiffened web: = 2,5 dl t donde d = clara profundidad de banda entre los filetes Esto se aplica cuando la brida, donde se aplica la carga es efectivamente restringida contra la rotación relativa a la web y el movimiento lateral respecto a la otra brida. El código establece que si la brida que lleva la carga no está restringida la esbeltez de la web debe ser determinada considerando la web como parte de el miemb ro de compresión de aplicar la carga. Si la carga es superior a la resistencia de pandeo de la web, refuerzos deben ser proporcionados (véase la Sección 6.3.7).. 5.8.2 resistencia de rodamiento de webs de haz
La capacidad de soporte local de la web en su unión con la brida debe ser comprobado en los apoyos y en los puntos donde se aplican cargas. La capac
86 Beams
Cargar Intermedio B1 en Beam
a ) A p o y o E n d B r a c ke t
cl
b1
ealrance
1
_ello
Escuadra
Soporte rígido c) Bracket
Apoyos
Figura 5.18 pandeo Web y soporte soportes
dad se da en la Sección 4.5.3 de la norma BS 5950: Parte 1. Un cojinete de extremo y un inter mediar rodamiento se muestran en Figutes 5.19 (a) y (b), respectivamente?: Capacidad portante = (b1 + n2) IP). donde b1 = longitud de apoyo rígido n2 = longitud obtenida mediante la dispersión de la carga a través de la brida a la conexión de brida / web en una pendiente de 1 en 2,5 t = espesor del alma p ,,,, = resistencia de diseño de la web
Para la viga apoyada en el soporte en ángulo como se muestra en la Figura 5.19 (a) el soporte se comprueba en que lleva a la Sección ZZ y la soldadura o pernos para conectar a la columna están diseñados sólo para corte
Beam connections 87 clecnnice
bi
n2
1 prnmeis? cochecito de niño
comprobar rodamiento
\\_ comprob ar
4
cojinete n b,
I
25
n ,
a ) Ter m i n e Teni e n d o u n u n c o r c h e t e a n gu l a r
b ) I n termed i o
Cojinete
c)
d)
Figura 5.19 Web y soporte de rodamiento
Dos tipos de conexiones de cizallamiento, haz a la columna y la viga a viga, se muestran en las Figuras 5.20 (a) y (b), respectivamente. Recomendaciones de diseño para la placa final son: (1) Longitud de máxima = profundidad clara de Web mínimo = 0,6 de la profundidad de la viga (2) Grosores 8 mm para barras de hasta 457 x 191 Tamaño de serie 10 mmm para vigas más grandes (3) Positioning—the upper edge should be near the compression flange. La flexión de la placa de extremo permite que el extremo de la viga gire alrededor de su borde inferior, como se muestra en la Figura 5.20 (c). La placa de extremo está dispuesto de modo que el ala de la viga en A no lleva en la brida de la columna. La rotación final se toma como
88 Beams
a) Beam para Joint Columna
t-1
b ) vi g a e n vi g a C o n j u n ta ,
________ Placa fi nal fl exiona
c 1 Rotación en Support Beam d) Fin Mellado
Figura 5.20 couneetioo cizalla Flexible
0.03 radianes, que representa la pendiente máxima probable que se produzca en el extremo de la viga. Si la brida inferior simplemente toca la columna a un entonces
tla = 0,03 Or
alt debe hacerse 33 para evitar el contacto. El conjunto se somete a cizallamiento solamente. Los pasos en el diseño son: (1) Diseñar los pernos de cizalla y el rumbo. (2) Compruebe la placa final en cortante y el rumbo. (3) Diseñar la soldadura entre la placa final y haz web. Si el haz tiene una muesca como se muestra en la Figura 5.20 (d) el alma de la viga debe ser revisado para corte y flexión en la sección Z-Z. Para asegurar que la web en la parte superior de la muesca no se tuerce, el manual BCSA limita la longitud máxima de la muesca ga 24t para el grado 43 acero y 20t de grado 50 de acero, donde t es el espesor del alm.
Examples of beam design 89
5.9 Ejemplos de diseño de la viga 5.9.1 vigas de suelo para un edificio de oficinas Las vigas de acero para parte de la planta de una biblioteca con el almacenamiento de libro se muestran en la Figura 5.21 (a). El suelo es una losa de hormigón armado soportada en uni? Vigas versales. La carga de diseño se ha estimado como:
2
3
Pilitk.1 2e AIIIIIR IIIIII1P. 3B lir 3A 5m
E m
E rn
5m
u n p l a n o d e p l a n ta I Pa r te y d e D i s tr i b u c i ó n
9
24
9 Impuesta
21
13.5
36
135
2 1 Muerto
1 5 m ____________2 0 m 5 de OM
1 5 metro
3151
31 5
b I Tr a b a j a r C a r g a s s o b r e B e a m 2 A - k N
1 8 2 7
391
1 8
42
2 7
63
3m
3m 6m
cl
Trabajando
Cargas on
Haz
R, -
Impuesta 139
158 5 muertos
90 Vigas
Muerto de carga de la losa, peso propio de acero, = 6 kN / m2 acabados, techos, tabiques = 4 kN / m2 protección de los servicios y Determinar la sección requiere para 2A vigas y 1B y el diseño de las conexiones finales. Utilice Grado de acero 43. La distribución de las cargas de piso a los dos haces asumiendo de dos vías losas que abarca se muestra en la Figura 5.21:
(1) Beam 2A Servicio de carga muerta = 6 x 3 = 18 kN / m Servicio impuesta load = 4 x 3 = 12 kN / m Factorizada cizalladura = (1,4 x 31,5) + (1,6 x 21) = 77,7 kN Momento factorizada = 1,4 [(31,5 x 2,5) - (13,5 x 1,5) - (18 x 0,5)] + 1,6 [(21 x 2,5) - (1,5 x 9) - (12 x 0,5)] = 122,1 kNm Resistencia de diseño, grado de acero 43, espesor 0,416 mm
Pr
= 275 N / mm2 (Tabla 6) M x
Trate de 356 x 127 UB 33 Sz = 539,8 cm3 Las dimensiones de la sección se muestran en la Figura 5.22 (a). Los controles de las Tablas 7 BS 5950: Parte 1 son: E = (275 / p0 = 1,0 ° 0,3
Esta es una sección de plástico. La capacidad de momento es Pys ... 0 1,2 PYZ = 148,4 kNm 1.2 PYZ, L = 1.2 x 275 x 470.6 / 103 = 155,3 kNm La sección es satisfactorio para el momeNuevo Testamento. The deflection due to the unfactored imposed load using formulae from Figure 5.16 is: un120x205x103x8200x10418 x 103 x 1.500 —_________________________________________________________________________________________________________________________________________________
[16 x 15 002 + 20 x 1,500 x 2,000 + 5 x 20002] 24 x 103 _________________________[8 x 50,003 - 4 x 5000 x 20002 + 20003]
+384x205x103x8200x104
= 1,553 + 3,45 = 5.003 mm El haz es satisfactorio para la deflexión.
Examples of beam design 91 125 4 b = 162,7 8 2
4 no. 20 mm 0 pernos
r = 10-2
Beam 2A 356.127 x33
Beam 81 457.152.60 UB
t=59 Roi
b ) C o n ex i ó n de Vi g a s 2De a a B1 A I Sección Dimensiones
6mm soldadura de
1,1
c I End Notch y Placa
Eje Iguald ad de área
Eje centroidal es
d) Section at Notch
Figura 5.22 Sección y conexión extremo de la viga 2A
La conexión final se muestra en la Figura 5.22 (b) y el cizallamiento final es 77,7 kN. La muesca requerido para borrar el filete de brida y en la vigaB1 se muestra en la Figura 5.22 (c). La placa final se ajusta a las recomendaciones dadas en la Sección 5.8.3 anterior. Para asegurar la rotación final: Los tornillos son de 20 mm de diámetro, grado 4.6 De la Tabla 4.2: Valor de cizallamiento Única sobre las discusiones = 39,2 kN Capacidad de los cuatro pernos = 4 x 39.2 = 156,8 kN Teniendo la capacidad de un perno de 8 mm de espesor placa final = 69,6 kN Teniendo en la placa final = 73,6 kN
9 2 V i ga s
Tornillos y placa final son satisfactorios en los rodamientos. La web de la viga B1 está marcada por soportar a continuación: Capacidad de corte de la placa final en cortante en ambos lados
P,=2x0,9x0,6x275x8(215-44)/ 103
= 406,2 kN
Proporcionar 6 mm soldadura de filete en dos longitudes de 215 mm cada una. La fuerza en el 0,9 kN / mm de la Tabla 4.5 es 2 = (215 - 12) x 0.9
= 365 kN
Compruebe el extremo de la viga de cortante en la muesca (véase la Figura 5.22 (d). = 279,0 kN Compruebe el extremo de la viga en flexión en la muesca. Las ubicaciones del centroide y ejes de área iguales de la sección en T se muestran en laFigura 5.22 (d). Las propiedades elásticas y plásticas se pueden calcular a partir de primeros principios (ver sección 2.4). Las propiedades son:: Elastic modulus top Z= 148.5 cm3 Módulo de plástico S = 263,3 cm3 Capacidad de momento de asumir una sección semi-compacto con la tensión máxima se limita a la resistencia de diseño:
M, = 148,5 x 275/103 = 40,8 kNm factorizada momento al final de la muesca: M = 77,7 x 82/103 = - 5,37 kNm El extremo de la viga es satisfactoria. Tenga en cuenta que la muesca length 82 mm se ha tomado de la Guía de la BS 5950: Parte 1: Vol. 1, Constrado.
(2) Anchura B1 Las cargas de haz se muestran en la Figura 5.21 (c). La carga puntual en el centro es el doble de la reacción de la viga 2A. Las cargas triangulares son: Muerto Impuesta
= -2 X 1,52 x 6 = 27kN = 2 x 1,52 x 4 = 18 kN
Factorizada cizalladura = (1,4 x 58,5) + (1,6 x 39) = 144,3 kN
Ejemplo de diseño de la viga 93
La sección se puede comprobar y se encontró que el plástico. La capacidad de momento es: PD 1.2 p, Z pyS= 275 x 1284 / ciento tres = 353,1 kNm
1.2 p, Z = 1,2 x 1.120 x 275/103 = 369,6 kNm La sección es satisfactoria. Shear capacidad P, = 0,6 x 275 x 454,7 x 8,0 / 102 = 600,2 kN (satisfactoria) La deflexión debido a las cargas impuestas sin ponderar utilizando la fórmula de la figura 5.16 es: 42 x 103 x 60 003 36 x 103 x 60 003 a- 48 x 205 x 103 x 25 464 x 104 73,14 x 205 x 103 x 25 464 x 104 = 5,65 mm
La conexión final se muestra en la Figura 5.23 (a) con el haz soportado sobre un corchete angular de 150 x 75 x 10L. Detalles para los diversos controles se muestran a continuación: cleariance
m, = 227 35
3mm II234i
O -
t
O
457.152.60 UB
203. 203.46 UC a) en Comecti h) Web ciernes
4 no hay tornillos 20 mm A c) Web
Cojinete
d ) Es c u a d ra n Ten ie n d o
Figure 5.23 End-connection beam 81
94 Vigas
(1) Buckling check (see Figure 5.23(h)): Stiff bearing b1 2 = (10 + 0,293 x 11) - 3 = 23,4 mm Esbeltez Web A = 2.5 x 407 x 7 / 8.0 = 127,4 Resistencia a la compresión (Cuadro 27 (c) pc = 88,6 N / mm2 Resistencia al pandeo = Pw = (b1 + nt) = (23,4 + 227,4) 8,0 x 88,6 / 103 Satisfactorio; reacción (2) Cheque de apoyo (véase la figura 5.23 (c)):
= 177,7 kN = 144,3 kN
Capacidad portante = (b1 + n2) t pYvi = (23.4+ 58,75) 8,0 x 275/103
= 180,7 kN (Satisfactorio) (3) Compruebe ángulo del soporte de rodamiento en la Sección XX (ver Figuras 5.23 (d) y 4.10): Rodamiento rígido bi = 8,0 + 2 x 13,3 + 10,2 = 1.172 x 46,55 mm Longitud en rodamiento = 2 x 52,5 + 46,55 = 151,6 mm Capacidad de carga = 151,6 x 10 x 275/103 = 417 kN (Satisfactorio) (4) Pernos del soporte: Proporcionar cuatro No. 20 mm de diámetro Grado 4.6 pernos Shear capacity = 4 x 39.2 = 156,8 kN Los tornillos son adecuados. (5) Compruebe haz B1 para tornillos de 2 Nº vigas de soporte 2A en la web 8.0 mm de grosor: Reacciones = 2 x 77,7 Teniendo la capacidad de pernos = 4 x 435 x 20 x 8,0 / 103
= 155,4 kN = 278 kN
El conjunto es satisfactorio. 5.9.2 Beam con c sin restriccionesbrida ompresión
Diseñar la viga simplemente apoyada para la carga se muestra en la Figura 5.24. Las cargas de P son cargas normales. Los extremos de la viga están restringidos contra la torsión con la brida de compresión libre de girar en el plan. La brida de compresión es desenfrenada entre apoyos. Utilice Grado 43 Steel. ______ 0
15
15
10
50m P w
25 kN
peso muerto
12 kN carga impuest a 2 0 kN / m peso muerto
Figura 5.24 Beam con brida de compresión sin restricciones
Ejemplo del diseño de la viga 95
Cizalla factorizada = (1,4 x 37,5) + (1,4 x 5) + (1,6 x 18) = 88,3 kN factorizada momento = 1,4 (37,5 x 2,5 a 25 x 1,5) + 1,4 x 2 x 52/8 + 1,6 (2,5 x 18 - 12 x 1.5) = 130,7 kNm Trate de 457 x 152 UB 60. Las propiedades son:
ry = 3,23 cm; x = 37,5; u = 0.869 Sx = 1.280 cm 3 Tenga en cuenta que un cheque confirmará esta es una sección de plástico. Diseño fuerza p,. = 275 N / mm2 (Tabla 6, BS 5950) La longitud efectiva LE de la Tabla 9 de BS 5950: Parte 1: LE = 5000 mm
Las cargas se aplican dentro de la longitud sin restricciones. Por lo tanto el factor m = 1 y n es evaluada. ALT esbeltez equivalente = Nuva
A = 5000 / 32.3 N = 0,5 y x
= 154,8
2 / x = 154,8 / 37,5
= 4.13
= 37.5
v = 0.855 de la Tabla 14 de la norma BS 5950: Parte 1.
Las cargas se extienden fuera del quinto medio de la viga (use la Tabla 16): / 3 = relación de los momentos finales= i0M / M = 0 Mo = momento midspan = 130.7 kNm y = M / M.
=0
n = 0,94 ALT
=0.94 x 0.869 x 0.855 x 154.8 =108.1
Resistencia a la flexión (Cuadro 11) pb = 112 N / mm2 momento la resistencia al pandeo: Mb = 112 x 1280/103
= 143,4 kNm
Capacidad global Shear depº D = 454,7 mm de espesor -web t = 8,0 mm Pv = 0.6 x 275 x 454,7 x 8/103 = 600,2 kN La sección es satisfactoria. El enfoque conservador en la Sección 4.3.7.7 da: n = 0,94, Tabla 20 Esbeltez Modificado; 41 = 0,94 x 154,8 = 145,5 Para x = 37.5 y A = 145,5 pb = 103,6 N / mm2-tabla 19 (b)
96 Vigas
5.9.3 Beam sometidos a flexión alrededor de dos ejes Un haz de lapso de 5 m con extremos simplemente apoyados no restringido contra torsión tiene sus principales eje principal inclinadas 30 grados respecto a la horizontal, como se muestra en la Figura 5.25. La viga se apoya en sus extremos en d eclive vigas del techo. La longitud sin restricciones de la
brida de compresión es de 5 m. Si el haz es 457 x 152 UB 52, busca la máxima carga factorizada que se puede realizar en el centro. La carga se aplica por eslingas a la brida superior.
1
t____________
2.5m
2 5m _______________
t
Figura 5.25 Viga de flexión biaxial
Que el centro de factorizar load = WKN. El peso propio del haz es sin ponderar. Momentos Mx = [W x 4.5 + (52 x 9,81 x 52 x 1,4 / 103 x 8] cos 30 ° = 1,083 W + 1.933 = Mx tan 30 ° = 0,625 W + 1.116 Propiedades en 457 x 152 UB 52:
Sx = 1.090 cm3 Zy = 84,6 cm3
rY =3.11 cm u = 0,859 La sección es una sección de plástico. La resistencia de diseño py = 275 N / mm2 a partir de la Tabla 6 de la BS 5950. X = 43,9
(1) Capacidad Momento para el eje XX
Longitud-Los efectivos extremos son la torsión sin restricciones y libre de girar en el plan y la carga es desestabilizadora. (Consulte la Tabla 9 de BS 5950.) LE = 1.4 (5000 + 2 x 449,8) = 8259,4 mm Esbeltez = 8259.4 / 31,1 = 265.57 La carga es desestabilizador.
Factores m = n = 1 (tabla 13 de la norma BS 5950) N = I sección 0.5 uniforme
Al x = 265,57 / 43,9 = 6,05 v = 0,768 (Tabla 14 de la norma BS 5950) A partir de la Tabla 15 para
Compound beams 97
Equivalente esbeltez: ALT = 0.859 x 0.768 x 265.57 = 175,2
Resistencia a la flexión pb = 50,9 N / mm2 (tabla 11 de la norma BS 5950: Parte 1) pandeo momento de resistencia Mb = 50,9 x 1090/103 = 55,5 kNm (2) flexión biaxial
La capacidad de flexión biaxial se determina por la capacidad de pandeo en el centro de la viga (véase la Sección 5.5.4). La relación de interacción sea satis cado es?:
guantes + molino, 1
Mb PYZY
La capacidad de momento para el eje YY = p ,, Zy = 275 x 84,6 / 103 = 23.3 Factor kNm m = 1 (1.083 W + 1.933) + (0.625 W + 1.116) _ 55.5 23.3 y W = 19,8 kN
5.10 vigas compuestas 5.10.1 Design considerations Un haz compuesto que consiste en dos placas iguales brida soldada a una viga universal se muestra en la Figura 5.26. (1) Clasificación de la Sección
Secciones compuestos se clasifican en plástico compacto y semi-compacto de la misma manera como se ha discutido para vigas universales en la Sección 5.3. Sin embargo, el hazcompuesto se trata como una sección construido por soldadura. Las proporciones de limitación de la Tabla 7 de BS 5950: Parte 1 para dichas secciones se muestran en la Figura 5.26. La manera en que los controles han de aplicarse figuran en la sección 3.5.5 del código es el siguiente: (1) Brida entero que consiste en la placa de brida y brida de la viga universal se comprueba mediante b1 / T, donde b1 = outstand total de la brida de la viga compuesto T = espesor de la brida de la viga universal, (2) El b2 outstand de la placa de la brida del ala de la viga universal, se comprueba mediante b2 / Tr, donde
T1 = espesor de la placa de brida
9 8 Be a ms segundo2
b3
Compuesto Beam
Elemento
El plastico
Compacto
7.5 E
55 *
Semi Compac to
Afueraelementoo b1
I
T ba /
Tf }
Interno b,
13E
.5
element /
T,
25E
.5
28E
= (275 /
Figura 5.26 Limitar proporciones para bridas de vigas compuestas fabricadas mediante soldadura
(3) La relación ancho / espesor de la placa de brida entre soldaduras b3 Tf se comprueba /. Los límites para un elemento sin restricciones se dan en la figura 5.26: b3- = anchura de la brida de la viga universal, (4) El haz universales brida en sí y la web se debe comprobar como se establece en la Sección 5.3 (2) Capacidad Momento El área de placas de brida que se añaden a una viga universal, dado para aumentar la resistencia por una cantidad requerida puede ser determinada como sigue. Esto se aplica a un haz restringida (véase la figura 5.27 (a)): Módulo plástico total requerido: = Sx donde M = aplican momento factorizado Si Sus es el módulo plástico para la viga universal, el módulo de plástico adicional requerido es:
Compound beams 99
Sal
= S. SUB = 213Tr (D + T1) / 2 donde B X Tf = área de la brida D = profundidad de la viga universal, Las dimensiones adecuadas para las placas de brida se pueden establecer rápidamente. Si el haz es desenfrenada, se requerirán ensayos sucesivos.
(3) Restricción de placas de brida Para una viga restringida con un uniforme de cargar los puntos de corte teóricas para las placas de brida se puede determinar de la siguiente manera (ver Figura 5.27 (b)): La capacidad de momento de la viga universal,: s
•O
a
C O M PA N D B e a m y b r i d a P l a c a s
Corte real
z
Teórica de corte
w __ 13 4
P x
wL 2
de p l a c a s l a ng e F
cI
Brida
Soldar
Figure 5.27 Compound beam design
wL 2
100 Beams MUB = P ySUB 1.2 P yZUB
Zug = módulo de elasticidad para el haz universales
Equiparar la taza para el momento en el P a una distancia x del soporte: WLX / 2 - WX2 12 = MUB donde = w como factores de carga uniforme
L = envergadura del haz Resolver la ecuación para x. La placa de brida debe llevarse más allá del punto de corte teórico para que la soldadura en la extensión puede desarrollar la carga en la placa en el punto de corte teórico. (4) Web El alma de la viga universal debe ser revisado para cizalla. También debe comprobarse la deformación y aplastamiento si el haz se apoya en un soporte o columna o si una carga puntual se aplica a la pestaña superior. (5) Placas de brida a soldaduras haz universales Las soldaduras en ángulo entre las placas de brida y haz universales están diseñadas para resistir cortante horizontal utilizando la teoría elástica (véase la figura 5.27 (c)): Cortante horizontal en cada una soldadura de filete:
_ F, BTF (T1 D-) 44,
4 = momento de inercia alrededor del eje XX Los otros términos se han definido anteriormente. La longitud de la pierna se puede seleccionar de la Tabla 4.5. En algunos casos, un muy pequeño filete wcampo es requerido, pero el tamaño mínimo recomendado de 6 mm se debe utilizar. Soldaduras intermitentes se pueden especificar pero soldaduras continuas hechas de auto? Ticamente son preferibles. Estas soldaduras reducen considerablemente la probabilidad de fracaso debido a la fatiga o rotura frágil. 5.10.2 Diseño de un haz compuesto
Un rayo compuesto es que llevar una carga muerta uniformemente distribuida de 400 kN y una carga impuesta de 600 kN. La viga está simplemente apoyada y tiene una envergadura de 11 m. Permitir 30 kN para el peso de la viga. La profundi dad total no debe superar los 700 mm. La longitud de apoyo rígido en los extremos es 215,9 mm en la viga se apoya en 203 x 203 UC 71 columnas. Soporte lateral completa es pro? Provisto para el ala comprimida. Utilice Grado de acero 43 (1) Diseño de la sección de la viga y comprobar deflexión asumiendo una sección uniforme. (2) Determinar los puntos de corte teórico y real de las placas de brida y el posible ahorro en el peso que se derivarían si se redujeron las placas de
Compuesto vigas 101
(3) Visite la página Web de la cizalladura, pandeo y teniendo, en el supuesto que las placas no están restringidas. (4) Diseño de la placa de brida para soldaduras haz universales.
(1) El diseño de la sección de la viga La carga factorizada total transportada por el haz es: = 1,4 (400 + 30) + (1,6 x 600) = 1562 kN (es decir, 142 kN / m) momento máximo = 1,562 x 11/8 = 2147,8 kNm La carga, fuerza cortante y de flexión diagramas de momento se muestran en la 142kN1m 1 562kN
l__________ A
B
P 11m
781k4--
Cargando
781kN
781kN Fuerza de corte Diagram 781 kN Doblado Diagrama de
a) La carga, fuerza cortante y Doblado diagramas de
Hola.15 segundo =115 05
t. 13 1
segundo3 =2301 3 0 0 b) Anchura
Fiona haz 5.28 Compuesto
Sección
1
Asumir que las alas de la viga universal, son más gruesas que 16 mm: p, = 265 N / mm2 (de la Tabla 6) Módulo de plástico Si = 2147,8 x 103/265 = 8.104,9 cm3. Trate de 610 x 229 UB 140, donde Si = 4146 cm3 La sección de la viga se muestra en la Figura 5.278 (b). El módulo de plástico adicional requerido = 8.104,9-4146 = 3.958,9 cm3 = 2 x 300 x Tr (617 + Tr) / (2 x 103) donde el espesor de la placa de brida T1 ha de ser determinado para una anchura de 300 mm. Esto reduce a: T12 + 617 Tr-13196 = 0 Resolución da Tf = 20.69 mm. Proporcionar placas de 300 mm x 25 mm. La profundidad total es de 667 mm (satisfactoria). Compruebe las dimensiones del haz de pandeo local:
e = (275/265) = 1,02 ° Universal beam (see Figure 5.4):
La sección reúne los requisitos para una sección de plástico. El momento de inercia alrededor del eje XX de la secta compuestoion se calcula. Nota para el haz universales:
la = 111 844cm3 4 = 111.844 + 2 x 30 x 2,5 x 32,12 + 2x 30x 2,52 / 12 = 266 483 cm` La desviación debida a la carga impuesta sin ponderar es 5 x 600 x 103 x 110 003
a-384x205x103x266,483xL04-19.03mm
Capacidad de momento de la viga universales: 31, = 4.146 x 265/103 = 1098,7 kNm Refiriéndose a la Figura 5.28 (a), determinar la posición de P donde el momento de curvatura ING en la viga es 1098,7 kNm partir de la siguiente ecuación?:
Compuesto vigas 103
Esto reduce a x2 -11x + 15,47 = 0 x = 1.656 m de cada extremo La sección compuesto será el rango elástico en este punto con una tensión media en la placa para las cargas factorizadas: 1098.7 x 106 x 321 a 132,4 N / mm2 266 483 x 104 Fuerza en la placa de brida: = 132,4 x 300 x 25/103 = 993 kN Assume 6mm fillet weld, strength 0.9 kN/mm from Table 4.5 (see (4) below). Length of weld to develop the force in the plate: = [993 / (2 x 0,9)] + 6 557,7 mm Longitud de corte real = 1656 - 557,5 = 1098,5 mm placas cortados en 1.000 mm de cada extremo. Volumen del haz compuesto sin restricción de placas = 328,4 x 1,100
= 36,12 x 104cm3
El volumen de material salvó = 200 x 150 = 3,0 x 104 cm3 Ahorro en materiales
= 8,3%
(3) Web en cortante, pandeo y teniendo (1) Capacidad de cizallamiento (véase la figura 5.28 (b)). Esto se comprueba en la web de la viga universales: = 215 9
= 333
= 781 kN
Haz
203 x 203: 71 apoyo UC
b1 = 215.9 n 2.149 75
25
de filete
203 x 203x71 apoyo UC b) Web
Aplastante
1_300
,__r
c
B r i d a P l a c a U n i v e r s a l B e a m We l d D i s e ñ o
Figura 5.29 pandeo y comprobación rodamiento y soldadura brida de diseño
(2) Pandeo Web (véanse las Figuras 5.28 (H) y 5.29 (a)): Web slenderness A.= 2.5 x 547.2/13.1 = 104.4 Resistencia a la compresión (Tabla 27 (c)) para Pr --- 265 N / mm2, pc = 116,4 N / mm2 Resistencia al pandeo:
P,, = (215,9 + 333,5) 116,4 x 13,1 / 102 = 838,7 kN (Satisfactorio) (3) Web pandeo (véanse las figuras 5.28 (b) y 5.29 (b)). Capacidad portante: = (215.9 + 149.75) 13.1 x 265/102 = 1269.3 kN (Satisfactorio) (2) Placa de brida para soldar haz universales Vea la figura 5.29 (c) Cizalla factorizada en atención al F, = 781 kN cortante horizontal en dos soldaduras en ángulo
30 Beams
Crane vigas 105
5.11 vigas de grúa 5.11.1 Tipos y usos
Vigas de grúa llevan grúas manuales o generales eléctrica en edificios industriales como fábricas, talleres, acerías, etc. Tipos de vigas utilizadas se muestran en las figuras 5.30 (a) y (b). Estas vigas están sometidos a cargas verticales y horizontales debido al peso de la grúa, la carga del gancho y cargas dinámicas. Debido a que las vigas son sometidos a carga horizontal una brida más grande o viga horizontal se proporciona en la parte superior en todos pero las vigas de las grúas muy ligero. Canal
Haz universa l
Univers
Vi ga de sobre tensi ón y de la pasarela ____________Vi g a Pl a t e
al Beam una Luz Crane Vigas
Tren Liger
b ) Pe s a d o C r a n e V i g a s
Estándar Re,Th
Rail pesad
o Packer
Aco rtar
c I g r ú a R a i l s y fi j a c i ó n C r a n e R a i l B e a m
d) Conexión - Grúa Beam 11 :. Columna
Vigas de grúa de luz consisten en una viga universal, o solamente de una viga universal y de canal, como se muestra en la Figura 5.30 (a). Grúas pesadas requieren una viga de placa con viga de aumento, como se muestra en la Figura 5.30 (b). Sólo vigas de grúas ligeras se consideran en este libro. Algunos carriles de grúa típicos y la fijación de un carril a la pestaña superior se muestran en la Figura 5.30 (c). La conexión de una viga de lagrúa para el soporte y la columna se muestra en la Figura 5.30 (d). El tamaño de los carriles de grúa depende de la capacidad y el uso de la grúa. 5.11.2 datos Crane Datos grúa puede obtenerse a partir de la literatura del fabricante. Los datos requeridos para el diseño de la viga de la grúa son: La capacidad de la grúa Abarcar Peso de la grúa Peso del cangrejo Rueda de carro Fin centra enfoque mínimo gancho de carga estática máxima de la rueda Los datos se muestran en la figura 5.31.
Fin carro wheel centros
Puente de la grúa Hook load [Mini gancho de la mamá enfoque Abarcar
Cargas sobre ruedas
Figura 5.31 los datos de diseño de la grúa
(I) Las cargas en la grúa vigas vigas de grúa son sometidos a: Las cargas verticales de peso propio, el peso de la grúa, la carga del gancho y el impacto; y Cargas horizontales de aumento de la grúa. Grúas se clasifican en cuatro clases en BS 2573: Reglas para el diseño de las grúas, Parte 1: Especificación para la Clasificación, Cálculos El estrés y los Criterios de Diseño de Estructuras. Las clases son: Clase 1-luz. La carga máxima de seguridad rara vez se izó; Clase 2-moderada. La carga de trabajo seguro se iza con bastante frecuencia; Las clases 3 y 4 son grúas pesadas y muy pesadas. Sólo vigas para las grúas de las clases 1 y 2 se consideran en este libro. los
Grúa vigas 107
cargas dinámicas provocadas por estas clases de grúas se dan en la BS 6399: Parte 1, Sección 7. La carga especificada en el código se expone a continuación. Las siguientes prestaciones se considerarán para cubrir todas las fuerzas creadas por la vibración, choque de deslizamiento de las eslingas, acción cinética de la aceleración y el retraso y el impacto de cargas de las ruedas: (1) Para las cargas que actúa verticalmente, las cargas máximas estáticas ruedas se incrementarán en los siguientes porcentajes: Para puentes grúa eléctricos 25% Para las grúas manuales 10% (2) La fuerza horizontal que actúa transversalmente a los carriles se tomará como un porcentaje del peso combinado del cangrejo y la carga elevada de la siguiente manera: Para puentes grúa eléctricos 10% Para las grúas manuales 5% (3) La fuerza horizontal que actúa a lo largo de los rieles se tomará como 5 por ciento de las cargas de las ruedas estáticas ya sea para grúas eléctricas o manuales. Las fuerzas que se especifican en (2) o (3) pueden ser consideradas como actuando a nivel del carril. Cualquiera de estas fuerzas pueden actuar al mismo tiempo como la carga vertical. El lofactores de anuncios para ser usados con cargas de grúas dados en la Tabla 2 en el código son: Las cargas verticales u horizontales grúa considerados sepearately: yf = 1.6
Las cargas verticales y horizontales de la grúa que actúan juntos: y, = 1,4
The application of these clauses will be shown in an example. (2) cizalladura máxima y momento Las cargas de las ruedas están rodando las cargas, y deben ser colocados en posición para dar el máximo esfuerzo cortante y momento. Durante dos cargas iguales de ruedas: (1) El esfuerzo cortante máximo se produce cuando una carga está por terminar un soporte; (2) Los casos de carga se muestran en la Figura 5.32. Tenga en cuenta que si el espaciado entre las cargas es mayor que 0,586 del tramo de la viga, el momento máximo se dará mediante la colocación de una rueda de carga en el centro de la viga. Rueda
Ca rga s so bre ruedas
cargas
Momento máximo
S ACIN _______________________________________________I Abarcar
Centro de gravedad de la carga
a) Máxima
Cortar
b I Momento máximo
Figura 5.32 cargas rodantes: cortante máximo y el momento
Haz
108 Beams
5.11.3 Diseño de la viga de la grúa (1) pandeo momento la resistencia durante XX propiedades Sección eje
Una sección de la viga de la grúa que consiste en una viga universal y canal se muestra en Figura 5.33 (a) y las propiedades elásticas para una serie de secciones se dan en las Estructural Manual Acería. Las propiedades plásticas se calculan como fol? Área de compresión Centroide
F
XI l l ie 1 1 1X1 1i 1 1
Eje Igualdad de área Eje centroidales t en s i ó n
e im m iC e n t ro i d
área
Y una sección
Pb b) Plástico
Estrés
1
Ic t
Itt
d) Sección Resistiendo Momento Horizontal
c) Valores para determinar V
f) La compresión local en virtud de Ruedas
Figura 5.33 diseño de la viga de la grúa
Distribución Área corregida
x
x
,
e) Weld - Canal para Universal Beam
Grúa vigas 109
mínimos para la distribución de tensiones de plástico con flexión alrededor del eje de la igualdad de área mostrada en la Figura 5.33 (b). Primero localice el eje de la igualdad de la zona de ensayo y error y luego calcular las posiciones de los centroides de las áreas de tensión y compresión. Si z es el brazo de palanca entre estos centroides, el módulo plástico: Sx= Az/2
donde A = área total de la sección transversal El módulo plástico también puede calcularse a partir de la definición. Esta es la suma algebraica de los primeros momentos de la zona alrededor del eje área igual. Pandeo lateral
El código especifica en la Sección 4.11.3 que ninguna reducción debe ser hecho para mo gradiente ción: es decir, m = n = 1,0. La longitud efectiva LE = lapso parauna viga simplemente apoyada con los extremos a la torsión restringida y la brida de compresión restringido lateralmente pero puede girar libremente en el plan. La esbeltez A = leiry, donde ry = radio de giro para toda la sección alrededor del eje YY. Los factores que modifican la esbeltez se establecen en el Apéndice B.2.5 del código. El pandeo parámetro u = 1,0. Esto también puede calcularse a partir de una fórmula en el Apéndice B. El índice x torsional para una sección sym brida métrica alrededor del eje menor es?: donde h, = distancia entre los centros de cizallamiento de las bridas. Como una aproximación conservadora, h, puede tomarse como la distancia desde el centro de la brida inferior al centroide de la banda de canal y ala de la viga universal, como se muestra en la Figura 5.33 (c): A = área de la sección transversal J = constante de torsión
= 1/3 (Ebt3 1443) b = ancho de ala t = espesor del ala
Tenga en cuenta que la brida superior de la viga y acto canal de red universal juntos, así que t es la suma de los espesores. El ancho puede ser tomada como el promedio de las anchuras del ala de la viga universal y la profundidad de la web del canal: NORTE -________________ T Ttf donde Ta = momento de inercia de la brida superior alrededor del eje YY = Ix (canal) + 1/2 4 (viga universal) Ttf = momento de inercia de la brida inferior alrededor del eje YY = 1/2 4 (haz universales)
1 10 Vigas
El índice monosymmetry para una sección de I o T con brida de labios es: DL where D = overall depth of section DL = profundidad del labio = Amplitud de la brida del canal El factor de esbeltez: v = f [4 N (1 - / V) + (A1x) 2/20 + oio.5 + o.5 La esbeltez modificada: ALT = U. v. .l
La resistencia a la flexión Pb se obtiene de la Tabla 12 para las secciones soldadas. En el momento en resistencia al pandeo: Mb = SxPb
Esto debe superar el momento factorizado para las cargas verticales solamente incluyendo el impacto con el coeficiente de ocupación 1,6.
(2) capacidad de momento para el eje YY (véase la figura 5.33 (d)) El momento de flexión horizontal se supone que ha de adoptar el canal y la brida superior de la viga universal. El módulo elástico Zy para esta sección se da en la estructura de acero estructural Handbook. La capacidad de momento: Mayo = Zypy (3) Control de la flexión biaxial El control general de pandeo utilizando el enfoque simplificado se da en la Sección 4.8.3 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto es: Mb MCY
Se requieren dos cheques. (1) Cargas de la grúa verticales sin impacto y cargas horizontales solamente con el coeficiente de ocupación 1,6; y (2) Cargas de la grúa verticales con impacto y cargas horizontales, tanto con el factor de carga de 1,4. (4) Shear capacity The vertical shear capacity is checked as for a normal beam (see Section 5.6.2). The horizontal shear load is small and is usually not checked.
Grúa vigas I I l
(5) Weld entre el canal y la viga universal (véase la figura 5.33 (e)) The horizontal shear force in each weld: FAy 24, donde F = esfuerzo cortante factorizada
A = área conectada por la soldadura = área del canal y = distancia desde el centroide de la canal para el centroide de la viga de la grúa momento de inercia de la viga de la grúa alrededor del eje XX. Las propiedades elásticas se dan en la Acería Manual estructural.
(6) Pandeo Web y de apoyo
(7) Compresión local bajo las ruedas (véase la figura 5.33 (I)) BS 5950: Parte 1 especifica en la Sección 4.11.5 que la compresión local en la web puede obtenerse a través de la distribución de la carga de la rueda de la grúa en una longitud: xR = 2 (HR + 7) HR = altura del carril T = espesor de la brida Estrés Teniendo = p1 (t xR) p = carga de la rueda de la grúa t = espesor del alma Esta tensión no debe exceder la resistencia de diseño de la web p ,. 5.11.4 Crane desviación del rayo Las limitaciones de deflexión de vigas de grúa dados en la Tabla 5 de BS 5950: Parte 1 se indican en la Tabla 3.2 en este libro. Estos son: (1) Deflexión vertical debido a la carga de las ruedas estáticas = lapso / 600 (2) Deflexión horizontal debido al aumento de la grúa calcula utilizando las propiedades de las bridas superiores solo = Lapso / 500 La fórmula para la desviación en el centro de la viga se da en la Figura 5.34 para cargas de las ruedas de la grúa colocados en la posición para dar el mome nto máximo. La desviación también se debe comprobar con las cargas colocadas equidistantes alrededor del centro de la viga, cuando a = c en la fórmula dada.
112 Vigas
J
iP__________1 a
self weight w
__________________
L
La defl exión en el centro
41a3c3]5w13
PL3 [3 (A.C. 46E1
L
L3
384E1
Figura 5.34 Crane desviación del rayo
5.11.5 Diseño de una viga de la grúa
Diseñar una viga simplemente apoyada para llevar una grúa eléctrica. Los datos de diseño son las siguientes: La capacidad de la grúa= 100 kN Span entre carriles de grúa= 20 m Peso de la grúa = 90 kN Peso del cangrejo = 20 kN Enfoque gancho mínima = 1.1 centros de las ruedas del carro m End = 2,5 m de luz de la viga de la grúa = peso 5,5 m Mismo de la viga de la grúa = 8 kN Utilice Grado de acero 43. (1) cargas de rueda máxima, momentos y cizalla
Las cargas de la grúa se muestran en la Figura 5.35 (a). Las cargas máximas estáticas ruedas en A kN90 - 120 x 18,9-79,2 4 20 x 2 The vertical wheel load, including impact: = 79.2 + 25% = 99 kN La carga de aumento horizontal transmitida por la fricción al carril a través de cuatro ruedas: = 10% (100 + 20) / 4 = 3 kN El factor de ocupación de la Tabla 3.1 Dead peso de la carga-autoyr = 1,4 Las cargas verticales y horizontales de la grúa considerarse por separado
Crane beams 113 20kN I A L I79 .2kfl / whee 10OkN
I
190kN
B
rfi 1_11mi 2
0
m 1-
Centros de viga de la grúa
99kN
CG
ir
C.
99 k N
Cargas Haz 1 I f 0.625i i 10.6254
0875 t
2
.
auto de peso 8 kN
5
B 2 125 5.5 m 1255 kN
50,5 kN Vertical Loads - Maximum Moment
3kN
3kN
A ___________________________________________________________ B 3.62kN
238kN Las cargas horizontales - Momento máximo
99 kN
99kN auto de peso 8 kN 2.5 m
16075 kN
30m 45 0,25 kN
Las cargas que causan cortante máximo Vertical b Cargas I Crane Beam
Figura 5.35 grúa y grúas cargas haz
Las cargas de la grúa en una posición para dar el máximo mo vertical y horizontal? Mentos y la cizalladura vertical máxima se muestran en la Figura 5.35 (b). ? El maxi momentos verticales momia debido a las cargas de carga y grúas muertos se calculan por separado: Peso muerto: = R8 = 4 kN = (4 X 2.125) - (8 x 2,1252 / 5,5 x 2) = 5,22 kNm
114 Vigas
La carga de la grúa, incluyendo el impacto: RB = 99 (0.875 + 3.375) 55,5 = 76,5 x 2.125 Cargas de la grúa sin impacto: MM = 162,6 x
= 76,5 kN = 162.6 kNm = 130,1 kNm
los momento horizontal máxima debido al aumento de la grúa: RB = 3 (0,875 + 3,375) /5.5
M. = 2.32 x 2.125
= 2,32 kN = 4,93 kNm
La cizalladura vertical máxima: RA carga muerta
= 4 kN
Cargas de la grúa, incluyendo el impacto: RA = 99 + 99 x 3,0 / 5,5
= 153,0 kN
Los factores de carga se introducen para calcular los momentos de diseño y cizalla para las diferentes combinaciones de carga: (1) Cargas de la grúa verticales con impacto y sin carga de la grúa horizontal. Momento máximo: Mc = (1,4 x 5,22) + (1.6 x 162.6)
= 267,5 kNm
Cizalladura máxima: FA = (1,4 = 4) + (1,6 x 153,0)
= 250,4 kN
(2) Cargas de la grúa horizontales y verticales con cargas de la grúa sin impacto. Momento máximo horizontal:
Mc = 1.6 x 4.93
= 7,89 kNm
Momento vertical máxima:
Al, = (1.4 x 5.22) + (1.6 x 130.1)
= 215,47 kNm
(3) Cargas de la grúa verticales con impacto y cargas de la grúa horizontales actuando juntos. Momento vertical máxima: Mc = (1,4 x 5,22) + (1.4 x 162.6) = 234,95 kNm Momento máximo horizontal: = 1,4 x 4,93
= 6,9 kNm
(2) pandeo momento de resistencia para el eje XX La siguiente sección de prueba se selecciona:
Crane beams 115 254
- I
1
° Di_
_ _i
l
X
kilo_ 9
Suboficial
3
2 1
Zona de compresión
u
X
-
p
r
O
O.
457 x 191x 74 UB 254 x 76 C Sección al
190 5 Á re a t e n s i ó n b ) s i m p l i fi c a d o S e c h o n
1. Busque Igualdad Área Eje Superficie total = (25,4 x 0,81) + (6,81 x 2 x 1,09) + (2 x 19,05 x 1,45) + (42,82 x 0,91) = 129.64cm2 64.82 = (25.4 x 0.82)+(19.05 x 1.45)+2 x 1.09(y - 0.81) + (0,91 (-1,45 -0,81 y)
g = 6.618cm
2. Busque centroides de las áreas de compresión y tensión Zona de compresión Área tensión Momentos de la zona alrededor de la parte superiorMomentos de la zona alrededor de la parte inferior No Área y Ay No Área y Ay
1 2 3 4
20.54 27.62 12.67 3.97
Sum a
64.83
0,405 1,535 3,175 4,441
8.32 42.39 47.07 17.63 115.41
Y, = 1,78
1 2
3
27.62 35.00 2.18
0,725 20.27
64.80 y2=
12.56
38.59
20.02 709.5 84.12 813.5 9
1. Brazo de palancaZ = 46.53 - 1.78 - 12.56 = 31.19 cm 2. Módulo de plástico Sx = 64,83 x 32,19= 2086.8 cm3 Figura 5.36 viga Crane: propiedades plásticas
haz se toman de la Acería Manual estructural, y estos se muestran en la Figura 5.37. El PB resistencia a la flexión, teniendo pandeo lateral en cuenta, se determina: Effective length-LE = span = 5500 Slenderness A= LElry= 5500/62 = 88.7 Factors modifying slenderness: Buckling parameter u= 1.0
116 Vigas E
76. 20.
X
—x
St
81
Y 254 x 76 C A = 36 03 cm2 = 3,367 cm 4
457x 191.74 UB I = 1,671 cm4
s
Sección Resistiendo Momento Y
Espesor de Brida superior T
AR)
Horizontal zy =
Crane Beam Ry Ix = 45983 cm4 = 6 cm 2
Figura 5.37 grúa de viga propiedades elásticas
Esto es conservador: el valor se 0.81 se calcula a partir de la fórmula en Appen Dix B del código?. El factor de esbeltez v se calcula a partir de las fórmulas en el Apéndice B:
= 3367+ 835.5 = 4202.5 cm4 / if = 02.01 4 (UB) = 835,5 cm4 4202.5 N-4202.5+835,5-0,834
La distancia entre los centros de cizallamiento de las bridas: h.- distancia desde el centro de la brida inferior al centroide del canal web y ala de la viga universales = 447,53 mm aproximadamente (ver Figura 5.37)
Crane beams 117
Torsión constante:
J = 1/3 [(14,52 x 190,5) + (9,12 x 428,2) + (22,62 x 211,35) + (2 x 10,93 x 76,2)] = 1,18 x 1,06 mm4 Zona A = 12964 mín2 El índice de torsión: x= 0.566 x 447.53 (13103/1.18 x 106)0.5= 26.5 Esto se compara con DIT = 24.5 del Manual. El índice monosymmetry para una sección T con bridas de labios, donde: DL = profundidad del labio
= 76,2 mm = 465,3 mm
D = profundidad total
= 0,8 [(2 x 0,834) - 1] [1 + (76,2 / 465,3 x 2)] = 0,578
El factor de esbeltez:
+
v = {4 x 0.834 (1-0,834) = 0,75
_1_0.57 1 (88,7 \ 2_2_03 s j + 0.578) -0,5 20 26.5T
Table 14 gives: v = 0.769 for N= 0.834 and A/x = 88.7/26.5 = 3.34 La esbeltez equivalente: ALT = 1,0 x 0,769 x 88,7
= 68.2
De la Tabla 12 para las secciones de costura para pr = 265 N / mm2 Espesor del ala superior = 23.6 mm en total: Pb = 154,3 N / mm2 La resistencia al pandeo: Mb=2086,8x154,3/103
= 321,9 kNm
(3) Moment capacity for the top section for the YY axis MCY= 265 x 331/103 = 87,7 kNm
Z, = 331 cm3 (del Manual para Estructuras de Acero)
(4) Compruebe viga en flexión (1) Momento vertical, no horizontal momento: M (2) Momento Vertical ningún impacto + momento horizontal: (3) Momento en vertical con impacto + momento horizontal:
M Mi 234,9 6,9 -_____________________
Mb MCY 321,9 87,7
La viga de la grúa es satisfactorio en flexión.
118 Beams
(5) Capacidad de corte (véase la Sección 5.62) Pr = 0,6 x 457,2 x 9,1 x 265/103 = 611,5 kN Máxima factorizar cizalla
=
250,4 kN
(6) Weld entre el canal y la viga universal, Las dimensiones para la determinación de la fuerza cortante horizontal se muestran en la Figura 5.38 (a). La ubicación del eje centroidal se toma de la 250.4 x 3603 x 158.1 = 0.31 kN / mm 45983X104 Proporcionar 6 mm filete continuo (resistencia de la soldadura de la Tabla 4.5 es de 0,9 kN / mm).
(7) Pandeo Web y de apoyo Asumir un soporte rígido de 150 mm de ancho. La longitud de apoyo rígido que permite holgura de 3 mm entre las vigas es de 73,5 mm (ver sección 5.8 y en la Figura 5.38 (b)). Esbeltez 2 = 2.5 X 407.9 / 9.1
= 112,1
Compressive strength from Table 27(c) for
py= 265 N/mm 2 pc=105,9N/mm2 Resistencia al pandeo: = 291,1 kN Reacción factorizada:
= 250,4 kN
Las dimensiones para el control de cojinete web se muestran en la Figura 5.38 (c). Capacidad portante = 135,1 x 9,1 x 265/103 = 325,8 kN (Satisfactorio)
(8) Compresión local bajo las ruedas Se utiliza un carril de grúa 25 kg / m, y la altura es de 65 mm HR. La longitud de cojinete se muestra en la Figura 5.38 (d): Capacidad de carga = 265 x 9,1 x 175.2 / 103 = 422,4 kN Carga de la rueda de la grúa factorizada = 99 x 1,6 = 158,4 kN
Vigas de grúa 119
L Canal Área = 36 03 cm2
E
91
X Centroidal Axis
r--
1xx = 45% 3 cm4 Rodamiento rígido
a) Canal de Universal
b I Web pandeo
Beam Weld
1351
Ji
Rail
73 5
175 2
c) Teniendo Web
dl local
Compresión
bajo Whee l
Figura 5.38 Diagramas para diseño de la viga de la grúa
Vea las figuras 5.34 y 5.35. La desviación horizontal debido al aumento de la grúa no debe exceder de: Span / 500 = 5500/500
= 1 1 mm
La deflexión vertical en el centro con las cargas en posición para momento máximo es 79,2 x 103 x 55 003
S-48x205x103x45x983104
(3 (875+ 2125) 4 (8753+ 21253) \ 5500 55003
5 x 8000 x 55003
-4,03 + 0,18 = 4.21mm
384 x 205 x 103 x 45 983 x 104 Si las cargas se colocan equidistantes sobre la línea central de la viga a = c = 1500 mm: 6 = 4.29 + 0.18
= 4.47 mmm
Esto le da a la deflexión máxima. La desviación horizontal debido a las cargas de corriente 4,29 x 3 x 45983
1 2 0 B e a ms
5.12 Correas 5.12.1 Tipos y usos La correa es un rayo y soporta cubierta del techo en los techos planos o revestimiento de cubiertas inclinadas de edificios industriales.
Miembros utilizados para correas se muestran en la Figura 5.39. Estas son las secciones laminadas en frío, ángulos, canales de vig as y perfiles huecos estructurales. Secciones laminadas en frío se utilizan actualmente en la
Perfiles laminados en frío
Ángulo
Canal
Vigueta
Estructurales huecos Secciones
Figura 5.39 Secciones utilizados para correas y rieles de laminación
5.12.2 Cargando
Cargas de techo son debido al peso del material del techo y la carga impuesta. La lámina puede ser hojas o cubierta? Ing acero corrugado o aluminio o perfil. En techos inclinados láminas se coloca sobre panel de aislamiento o de lana de vidrio. En cubiertas planas, paneles de aislamiento, fieltro y betún se coloca sobre la cubierta de acero? Ing. Revestimiento de techo típica y la construcción del techo para plana y cubiertas inclinadas se muestran en la Figur 5.40. Ondulado Láminas
Roof
Sintió
bordo Chapas
Decoración
04
•
Decorac
•• •
-
Techo Top cuerda del braguero
Techo Plano
Revestim iento de Cubierta inclinad a
Figura 5.40 materiales de techo y construcciones
El peso de los techos varía de 0,3 a 1,0 kN / m2, incluyendo el peso de las correas o viguetas, y la literatura del fabricante debe ser consultado. Correas que llevan láminas están espaciadas a lo general de 1,4 a 2,0 m centros. Viguetas llevan cubierta del techo se pueden espaciar en centros más grandes de hasta 6 metros o más, dependiendo del grosor de la hoja de cubierta y la profundidad de perfile.
Purlins
121
Impuesta de carga para techos se especifica en la norma BS 6399: Parte 1 en la Sección 6. Los estados de código: (1) Techos planos. En cubiertas planas y cubiertas inclinadas hasta e incluyendo 10 grados, donde el acceso, además de que es necesario para la limpieza y la reparación es pro? Provisto a la azotea, deberá ser tenida en consideración para una carga impuesta,
incluyendo la nieve de 1,5 kN / m2 medidos en plan o una carga de 1,8 kN conceNuevo Testamentorados. En cubiertas planas y cubiertas inclinadas hasta e incluyendo 10 grados, donde se proporciona acceso a la azotea que las necesarias para la limpieza y reparación, deberá ser tenida en consideración para una carga impuesta, incluyendo la nieve de 0,75 kN / m2 medido en el plan o una carga de 0,9 kN concentra. (2) Cubiertas inclinadas. En techos con una pendiente mayor de 10 grados y que no tienen acceso proporcionado al techo que no sea necesario para la limpieza y reparación de las siguientes cargas impuestas, incluyendo nieve, se permitirá para:
(a) Para una pendiente de la cubierta de 30 grados o menos, de 0,75 kN / m2 medidos en plan o una carga vertical de 0,9 kN concentrada; (b) Para una pendiente de la cubierta de 75 grados o Más, no tiene en cuenta es necesario. Para pendientes de techo de entre 30 y 75 grados, la carga impuesta a ser permitió pueden obtener por interpolación lineal entre 0,75 kN / m2 para un pendiente de la cubierta de 30 grados y nula para un pendiente de la cubierta de 75 grados. Las cargas de viento son generalmente hacia arriba, o causar aspiración de todos, pero abruptamente techos inclinados. En algunos casos el diseño puede ser controlado por los casos de carga de viento-muerto. Las cargas de viento se estiman de acuerdo con CP 3: Capítulo V: Parte 2. El cálculo de las cargas de viento en un tejado se da en el capítulo 9 de este libro. 5.12.3 Purlins for a flat roof
Estos miembros están diseñadas como vigas con la cubierta que proporciona sujeción lateral llenos a la pestaña superior. Si el techo está conectado directamente a la parte inferior brida la deflexión debido a la carga impuesta puede nec esitar ser limitado a SPAN / 360, de acuerdo con la Tabla 5 de BS 5950: Parte 1. En otros casos los estados de código en la Sección 4.12.2 que la deflexión debe limitarse para adaptarse a las características del sistema de revestimiento 5.12.4 Correas para un techo inclinado
Considerar una correa en un techo inclinado como se muestra en la Figura 5.41 (a). La carga sobre una correa interior es de una anchura de techo igual a la separación purlin S. La carga se compone de carga muerta y impuesta actuando verticalmente hacia abajo. -®©§ A more realistic and economic design results if the in-plane strength of the
1 2 2 B e a ms Te n s o re s
Ro o f ll e va do po r corre a S
RIP_TIMME
Espaciamient S
- - - - I -1111111-11 Ro o f tr usse s Al Sección a través del techo
b I Side Elevation
Normal
Tangential
c) Método de Diseño Conservador
Py
Centroide de compresión
1
área Igual --- eje de área
Centroide del área de tensión -.-
1- Pr La excentrici d
dad Sec Á n g u l o e n F u l l Pl a sti ci da d
Di st ri buc i ó n de t e nsio ne s
Figura 5.41 Diseño de susurrante de un techo inclinado
Un doblado correa ángulo en el momento plástico alrededor del eje XX se muestra en la Figura 5.41 (d). Tenga en cuenta que las fuerzas resultantes internos actúan en los centroides de las áreas de tensión y compresión. Estas fuerzas causan un momento secundaria alrededor del eje YY. Se supone que en el diseño de la lámina absorbe este momento BS 5950: Parte 1 da la clasificación para los ángulos de la Tabla 7, en donde se dan limitantes ancho / relaciones de espesor para las piernas. La lámina restringe el ángulo mem? Ber de manera que la flexión tienen lugar alrededor del eje XX. La pierna hacia abajo sin soporte está en tensión en correas simplemente apoyadas, pero sería en compresión bajo la elevación de la carga de viento o cerca de los soportes de vigas continua.
Purlins
123
los ? capacidad de momento para los elementos semi-compactas Outstand y una conservación valor tiva para el plástico y secciones compactas es: = p, Z. Zz = módulo de elasticidad para el eje XX 5.12.5 Diseño de correas a BS 5950: Parte 1, Sección 4.12 El código establece que el revestimiento se puede suponer para proporcionar seguridad a una sección de ángulo o a la cara contra la que está conectada en el caso de otras secciones. Las deflexiones como se mencionó anteriormente son estar limitado para adaptarse a la carac? Carac- del revestimiento utilizado.. El método de diseño empírico se establece en la Sección 4.12.4 del código, y los requisitos generales son: (1) Sin ponderar cargas se utilizan en el diseño; (2) El lapso no debe exceder 6.5 m; (3) Si la correa se extiende por un compartimiento debe ser conectado por dos cierres en cada extremo; (4) Si las correas son continuas en dos o más bahías con juntas al tresbolillo en líneas adyacentes, al menos uno de los extremos de cualquier miembro de una sola bahía debe ser conectado por no menos de dos sujetadores. Las reglas para el diseño empírico de correas angulares son: (1) La pendiente de la cubierta no debe superar los 30 grados. (2) los load should be substantially uniformly distributed. Not more than 10 per cent of the total load should be due to other types of load; (3) La carga impuesta no debe ser inferior a 0,75 kN / m2; (4) El módulo elástico alrededor del eje paralelo al plano de revestimiento no debe ser inferior a W, L / 1.800 cm y L es el lapso (mm). (5) Dimensión D perpendicular al plano del revestimiento no ha de ser inferior a L / 45. Dimensión B paralelo al plano del revestimiento no ha de ser inferior a L / 60. El código observa que donde se proporcionan tensores el espaciado varilla sag puede ser utilizado para determinar B. La fórmula empírica permite fijeza parcial en sup? Puertos de correas de tramo único debido a terminar conexiones y revestimiento. 5.12.6 correas laminadas en frío Correas laminadas en frío se adoptan casi exclusivamente para los edifi cios industriales. El diseño es de ajustarse a BS 5950: Parte 5 del Código de Prácticas para el Diseño de conformado en frío Secciones. D detalladaiseño de estas secciones está fuera del alcance de este libro. La sección de la correa de un techo dado puede que seleccionado a partir de datos del fabricante. Sala Edifi cio Components Ltd han dado amablemente el permiso para que algunos de sus datos de diseño para ser reproducidos en este libro. Esta emp resa produce sistemas completos para las correas y los carriles de revestimiento en base a su sección de laminado en frío `multihaz Toda la
1 2 4 B e a ms
producido el sistema de software de la sala SIGMA para el diseño óptimo de las correas y los carriles laterales. La sección de laminado en frío multihaz y cargas seguras para correas de doble palmo para una gama limitada de correas se muestran en la Tabla 5.2. Notas para el uso de la tabla son: (I) Las cargas seguras dadas son las cargas de servicio que en realidad puede que se aplican. El peso correa se ha deducido. Cargas Ultimate también se dan en el Manual. (2) Las cargas dadas se basan en la restricción lateral están proporcionando a la pestaña superior del revestimiento. (3) Los valores dados son también las cargas de inversión permitidos debido a la succión del viento si se proporcionan los acuerdos de unión anti-sag especificados en el manual. Tabla 5.2 Sala Edificio Componentes correas laminadas en frío - datos de diseño Y
_ yo] C O
2 5
X
Multihaz
X
S ec c i ó n A Ran g o
Ejemplo-Sección A 170/160 Profundidad = 170 mm; espesor = 1,6 mm Cargas seguras para correas de doble tramo (kN / m2), incluyendo miembros de final de la bahía de tramo único con conexiones de manga Spun (m)
6.0
Sedion
Sale lurid for parlin centres (H au l
Yrtrlirr
peso
I 500
/ 675
Iti00
A 140/155
1.14
1.02
0.95
0.86
3.75
A 140/165
1 0,28
1.14
1.06
1) 0,96
4.01)
2000
(kg0n)
A 170/100 A 170/170
1.52 1,7 (1
1.36 1.52
1.27 1.41
1.14 1.27
4.24 4.51
A 170/160
1.07
0.96
0.89
0.80
4.24
A
1.19
0.89
-. (51
1711/170
1.07
0.99
A 200/160
1 0,25
1 0,20
1.12
A 200/180
.51)
1.34
1.25
1,111 1.13
-(.61 5.70
Purlins
125
5.12.7 Ejemplos de diseño Purlin Ejemplo 1. Diseño de una correa para un techo plano El techo se compone de chapa de acero con paneles de aislamiento, fieltro y correas de viguetas de acero laminado con un techo en la parte inferior. La carga muerta total es de 0,9 kN / m2 y la carga impuesta es de 1,5 kN / m2. Las correas abarcan 4 metros y están a 2,5 m centros. La disposición de techo y la carga4m se muestran en la Figura 5.42. Utilice Grado 43 Stel. 4m Sapo muerto = 9 kN Carga impuesta = 15 kN
4metro Cargando
Cargar en una correa P e d o P l a n d e Tec h o
Figura 5.42 Purlin para un techo fiat
Carga muerta = 0,9 x 4 x 2,5
= 9 kN
Carga impuesta = 1,5 x 4 x 2,5 = 15 kN Diseño de carga = (1,4 x 9) + (1,6 x 15) = 36,6 kN Momento
= 36.6 x 8.4
= 18,3 kN
4 = 475,9 cm4 Desviación debido a la carga impuesta: 8-384x205x103x475,9x104-12,81mm
6/span = 12.81/4000 = 1/312 > 1/360 Aumente la sección de 127 x 76 vigueta de 16.37 kg / m, 4 = 569,4 cm4 S / span = 1/373 (Satisfactorio) Correa 127 x 76 vigueta de 16,37 kg / m
Ejemplo 2. Diseño de una correa ángulo para un techo inclinado Diseñar una correa ángulo de un techo con pendiente 1 en 2.5. Las correas son
126 Beams
muerto carga, incluyendo el peso correa, es de 0,32 kN / m2 en la pendiente y la im? planteaba la carga es de 0,75 kN / m2 en el plan. Utilice Grado de acero 43: La disposición de las correas en la pendiente de la cubierta y la carga se muestra en la figura 5.43: Carga muerta en pendiente = 0,32 x 5 x 1,6 = 2,56 kN Carga impuesta sobre el plan = 0,75 x 5 x 1,6 x 2,5 / 2,69 = 5,58 kN de carga Diseño
= (1,4 x 2,56) + (1,6 x 5,58) =
12,51 kN Momento
= 12,51 x 5/8
= 7,82 kNm
Supongamos que el ángulo de flexión alrededor del eje XX resiste la carga vertical. El componente horizontal es tomada por la lámina. Diseño fuerza p, = 275 N / mm2 Aplicada capacidad de momento = momento de un solo ángulo de 7,82 x 103= 275 x Z. módulo elástico = 28,4 cm3 Proporcionar 125 x 75 x 10 L x 15 kg / m, Z. = 36,5 cm3 Refiriéndose a la Tabla 7; dlt para el tramo descendente = 12,5 (es decir, semi-compacto) Desviación No es necesario controlar en este caso.
Ejemplo 3. Diseño con el método empírico de BS 5950 Redesign the angle purlin above using the empirical method from BS 5950. The purlin specified meets the requirements for the design rules. W, = total de UNFAcarga ctored
= 8,14 kN =22,6cm3
Revestimie nto de Tcp acordes
Sapo muerto Sapo Impuesta
1
5metro Cargando
2 56 kW 5 58 kN
Sheeting rails
Ejemplo 4. Seleccione una correa laminado en frío para cumplir con los requisitos anteriores
Trate sección purlin Un 140/155 de la Tabla 5.2. Carga segura para el tramo correa 5 m y el espaciamiento 1675 mm = 1,02 kN / m2. Peso Purlin = 3,75 x 9,81 / 103 x 1,6 = 0,02 kN / m2 Imposed load normal to the roof slope = 0.75 x 2.5/2.69 = 0.7 kN/m 2 Net load on purlin = 0.7 + 0.32 — 0.02 = 1.0kN/m 2 La sección es satisfactoria y es mucho más ligero que la sección del ángulo.
5.13 rieles Láminas 5.13.1 Tipos de usos Carriles Láminas apoyan revestimiento en las paredes y las secciones utilizados son los mismos que para las correas que se muestran en la Figura 5.39. 5.13.2 Cargando Rieles Láminas llevan una carga horizontal del viento y una vertical de peso propio y el peso del revestimiento. Los materiales de revestimiento son los mismos que se utiliza para techos inclinados (láminasde metal en el tablero de aislamiento). Las cargas de viento se estiman utilizando CP3: Capítulo V: Parte 2. Para ejemplos de diseño en esta sección serán asumidos valores adecuados para cargas de viento. La disposición de los carriles de laminación en el lado de un edificio se muestra en la Figura 5.44 (a) y la carga sobre los carriles se muestra en la Figura 5.44 (b). El viento puede actuar en ambas direcciones debido a la presión o succión en las paredes del edificio. 5.13.3 Diseño de raíles láminas ángulo Rieles láminas pueden ser diseñados como vigas de flexión alrededor de dos ejes. Es asumido Láminas
Revestimiento y peso propio
Columna
a1 Láminas Rails en el costado de l edificio
Figura 5.44 (cont. Dorso)
b 1 Cargas en Láminas Rail
Sheeting rails
Revestimiento Y c) Ángulo Láminas Rail Ejes de Doblado
Cifra 5.44 rieles Láminas: arreglo y carga
para los carriles de láminas de ángulos que la lámina retiene el miembro y tiene lugar la flexión alrededor de los ejes verticales y horizontales. Excentricidad de la carga vertical (mostrado en la Figura 5.44 (b) no se tiene en cuenta. El carril de láminas es totalmente compatible con la pierna hacia abajo. La pierna outstand para rieles de laminación simplemente apoyadas está en compresión de carga muerta y la tensión o compresión de la carga de viento. La capacidad de momento es (ver Sección 5.12.4): Mc= pyZ Z = módulo de elasticidad para el eje apropiado para flexión biaxial: Mx Mi
<1
Mx = momento alrededor del eje XX Mi = momento alrededor del eje YY Megabyte. = Pandeo momento de resistencia para el eje XX MBY = pandeo momento de resistencia para el eje YY El método de diseño se ilustra en el siguiente ejemplo. 5.13.4 Diseño de carriles láminas ángulo a BS 5950: Parte 1 Los requisitos generales de la Sección 4.12.4 del código establecido para correas en la Sección 5.12 (4) anteriores deben cumplirse. Reglas empíricas para el diseño de sheetirieles ng se dan en la Sección 4.12.4.3 del código. En ellas se establece que: (1) La carga en general, debe ser debido a la carga de viento y el peso del revestimiento. No más del 10 por ciento debe ser debido a otras cargas o debido a cargas no uniformemente distribuidas. (2) Los módulos elásticos de los dos ejes de la barandilla láminas de la Tabla 30 en el código no debe ser inferior a los valores siguientes (véase la figura 5.44 (c): (a) eje YY-paralelo al plano del revestimiento: Z1? .. W1L1 / 1800cm3 W1 = carga sin ponderar en un carril de actuación perpendicular al plano del
Sheeting rails
L1 = lapso en milímetros, de centro a centro de las columnas (b) XX-eje perpendicular al plano del revestimiento: Z2 W2L211200 cm3 W2 = carga sin ponderar en una barandilla que actúa paralela al plano de la ING cladd? (KN). Este es el peso del revestimiento y ferrocarril L2 centro = lapso de centro de columnas o espaciamiento de los tensores, donde éstos se proporcionan y debidamente justificados.
B-paralelo al revestimiento L1 y L2 se definieron anteriormente. 5.13.5 Cold-rolled sheeting rails El sistema que utiliza rieles de laminación en frío diseñados y comercializados por Sala Edificio componentes se describe brevemente con su amable permiso. El miembro de carril es la sección multihaz colocado con el eje mayor vertical. Para anchos de heno hasta 6,1 ma se proporciona puntal de acero tubular única para apoyar alos rieles en la mitad del tramo. El puntal es apoyado por diagonales lazos de cable de acero y el sistema de revestimiento se puede nivelar antes skeeting ajustando el tiics. El sistema se muestra en la Figura 5.45. Para bahías anchura mayor se proporcionan dos puntales. El sistema de soporte puede ser omitido cuando / M i e m b ro A l e ro s Maker up
Column Rai Puntal tubular Rail
Alta resistencia a la tracción de
Rai
1 6 1 m máximo ai
Alzado lateral
6 1 m máximo of
30
edificio
Altura máxima de X - de metal de aislamiento en condiciones de servidumbre - 1 6-0 m - La piel sola meta -18.0m
C vieja rodó rai láminasl
Fi Sing pieza b1
CarrilFijación
Figura 5.45 sistema ferroviario láminas en frío
55
constant varía Y
2
E
3 sección de profundidad Multihaz
Sección
Ejemplo-Sección B 140/180 Profundidad = 140 mm; espesor = 1,8 mm Tabla 5.3 Sala Edificio Componentes Fría laminados Láminas sistema ferroviario Cargas seguras para rieles de laminación de doble tramo (kN / m2) incluidos los miembros de final de la bahía de tramo único con conexión de manga
Abarca r (metro )
5.0 6.0
Sección
Carga Seguro para centresl carril (mm)
Peso Ferrocarril (kg1m)
1550
1700
/ 850
2000
B120 / 150 B 140/150 B140 / 165
1.08 1.32 1.51
0.99 1.20 1.38
0.91 1.10 1.26
0.84 1.02 1.17
3.03 3.26 3.59
B140 / 150 B140 / 165 B170/155
0.90 0.99 1.24
0.82 0.90 1.13
0.69 0.77 0.96
3.26 3.59 3.73
0.75 0.83 1.04
usando Se utiliza 120 mm carriles en bahías de hasta 5 m de ancho, proporcionado revestimiento metálico fijo con cierres de rosca cortante. Las cargas de viento aplicadas permisibles para una selección limitada de láminas de palmos de ferrocarril y separaciones se dan en la Tabla 5.3. Notas acerca del uso de la tabla se dan a continuación. Manual técnico del fabricante debe ser consultado para información completa respecto a las cargas de viento fuerte y la fijación de los detalles de los carriles, sistema de apoyo y revestimiento Notas relativas a la Tabla 5.3 son: (1) Las cargas que se muestran son válidos sólo cuando los rieles y el revestimiento se fijan exactamente según lo indicado por el fabricante. (2) Las cargas que se muestran son sólo para cargas de viento externos positivos. Para las cargas negativas de aspiración multiplicar cargas mostradas por un factor de 0,80. (3) Para separaciones intermedias interpolación es aceptable.
5.13.6 Láminas ferroviarios ejemplos de diseño Ejemplo 1: Diseño de un carril de láminas ángulo Un carril láminas simplemente apoyada extiende por 5 m. Los rieles están en los
Sheeting rails
estiman para el edificio en particular y de la succión y presión máxima pueden ser diferentes. La disposición de carril láminas se muestra en la Figura 5.46 (a). Utilice Grado 43 Steel. 2 4 kN
5m C a rg a v e r t i c a l
E in
3
7 5
k N
Ca rga hor i zo nt al a) Láminas Rail b) Unfactored
Cargando
Y
c) Ángulo Rail
Figura 5.46 Ángulo ferrocarril láminas
Carga vertical = 0,32 x 1,5 x 5 = 2,4 kN Carga Horizontal = 0,5 x 1,5 x 5 = 3,75 kN La carga se muestra en la Figura 5.46 (b). El factor de carga yf = 1,4 para una carga de viento actuando sólo con carga muerta. (Referirse a Tabla 2 de la norma BS 5950: Parte 1) Momento verticales factorizada M, = 1.4 x 2.4 x 5.8 = 2,10 kNm Momento horizontal factorizada Mi = 1.4 x 3.75 x 5.8 = 3,28 kNm Resistencia de cálculo pY = 275 N / mm
„ Proporcionar 100 x 100 x 8 L x 12.2 kg / m. Para el blt outstand pierna = 12.5-semi-compacto (Tabla 7).
Ejemplo 2: Diseñe con el método empírico de BS 5950 Rediseñar el ángulo láminas ferrocarril anterior utilizando el método empírico de BS 5950. Carga de viento sin ponderar W1 Módulos elásticos Z1 = Zy = 3,75 x 5000/1800 Sin ponderar W2 carga muerta Elastic modulus
= 3,75 kN = 10,42 cm3 = 2 ,4 k N
= 10 cm3 Dimensiones especificados son para ser 120 x 120 x 8 L es el ángulo más pequeño para satisfacer todos los requisitos. Ejemplo 3: Seleccionar un carril laminados en frío láminas para cumplir con los siguientes requisitos Carga de viento = ± 0,5 kN / m2 Abarcar =5m Spacing = 1,5 m Consulte la Tabla 5.3. Sección Rail B120 / 150 llevará a 1,08 kN / m2 en un lapso de 5 m en 1,55 m de espaciamiento. Esta es la presión externa segura. La carga de aspiración es segura = 0,8 x 1,08 = 0,86 kN / m2 Esta sección es satisfactoria. (Ver Figura 5.45 para el sistema de soporte de carril.)
Problemas 5.1 Se requiere una viga de acero simplemente apoyada de 6,0 m de luz para realizar una uni? Forman carga muerta de 40 kN / m y una carga impuesta de 20 kN/m. The floor slab system provides full lateral restraint to the beam. If a 457 x 191 UB 67 of Grade 43 steel is available for this purpose, check its adequacy in terms of bending, shear and deflection. 5.2 La viga lleva las mismas cargas que en el problema 5.1, pero sin restricción lateral se ofrece a lo largo del tramo de la viga. Determine el nuevo tamaño de la viga universal, necesario. 5.3 Una viga de acero de 8,0 m de luz lleva la carga como se muestra en la Figura 5.47. Restricción lateral se proporciona en los apoyos y el punto de carga concentrada (por vigas transversales). Usando Grado 43 acero, seleccionar una sección de viga universal, adecuada para satisfacer la flexión, cortante y requisitos de10kNim serviciabilidad del código. (
80 kNm
4 Om
I
(.5kN m
40m 8
0
m
Cifra 5.47
Sheeting rails
5.4 Es necesario diseñar un haz con un extremo en voladizo. La dimensión y la carga se muestran en la Figura 5.48. La viga de torsión tiene restricciones en los apoyos, pero sin soporte lateral intermedia. Seleccione una viga universal, adecuado utilizando Grado 43 Steel. 3m
2metro
2m
DL = SKN / m IL = 10 kN / m
7 Om
3 0m
Pa r a P , D L = 5 0 k N IL = 40 kN
Cifra 5.48
5.5 A 610 x 229 UB 125 se utiliza como una viga del techo. La disposición se muestra en la Figura 5.49 y el haz es de grado 43 de acero y totalmente restringida por la cubierta del techo. Compruebe la adecuación de la sección en la flexión y al corte y la web en el pandeo y aplastamiento. 300k Pur N
610229 NOS 125
placa de casquill
Wu = 150KN
L 254 .254.73 UC 3 OM Placas Cap 270.270. 20 mm thk To d o G r a d o 4 3 A c e r o
Cifra 5.49
5.6 El plan parte de suelo para el panel interior de un edificio de oficinas se muestra en la Figura 5.50. El suelo es de losas prefabricadas de hormigón de 125 mm de espesor apoyado sobre vigas de acero. Los siguientes datos de carga se pueden usar: 125 mm losa de hormigón = 3,0 kN / m2 Pavimento termina = 1,0 kN / m2 Partition = 1,0 kN / m2 Carga impuesta = 3,0 kN / m2 -
,
1----
1
-,.0
1
To da l a co l um na 2 03 . 20 3 U C 60
I .., 0
parels similares rodean bandas
=
= 6
0
m
_
=
60m
Pa rt e de pl a nt a de o fi ci na s - Pa ne l I nt e rna
Cifra 5.50
Diseño las vigas de piso, suponiendo que el peso propio de vigas principales y vigas secundarias puede ser tomado como 0,5 y 1,0 kN / m plazo, respectivamente. Se requiere 5,7 A viga simplemente apoyada para abarcar 7,0 m. La carga total, en? INCLUYENDO peso propio de la viga, es de 130 kN / m distribuidos uniformemente. La profundidad total de la viga no deberá ser superior a 500 mm y se propone una viga compuesta. Si el ala comprimida tiene restricción lateral adecuada y las dos placas de brida no se redujo, llevar a cabo los siguientes trabajos: (a) Compruebe que una sección que consta de 457 x 191 UB 98 y dos N º 15 x 250 placas de brida es satisfactoria; (b) Determinar el tamaño de la soldadura requerida para la soldadura de placa a la brida en el punto de cortante máximo; (c) Si la viga está soportada sobre soportes en cada extremo con un cojinete rígido longitud de 80 mm, compruebe la cizalla web, pandeo y aplastamiento. 5.8 A simply supported crane girder for a 200 kN (working load) capacity electric overhead crane spans 7 m. The maximum static wheel loads from the end carriage are shown in Figure 5.51. It is propone utilizar una viga de la grúa que consiste en 533 x 210 122 y UB 305 x 89 x 42160 kgkN/ m Channel 160 kN 28 metro
305. 89x 42 kg / m ... v. / canal
533 x 210 UB 122
grúa de viga
Cifra 5.51
El peso del cangrejo es de 40 kN y el peso propio de la viga puede ser tomado como 15 kN. Compruebe la adecuación de la sección de la viga. 5.9 Un edificio de la fábrica ha combinado columnas de techo y la grúa en los centros de 8 m. Es necesario instalar una sobrecarga eléctrica viaja grúa. Los datos de la grúa son los siguientes: Gancho de carga = 150 kN Span de la grúa = 15 m Peso del puente grúa = 180 kN Peso del cangrejo = 40 kN Número de ruedas en el transporte final = 2 Ruedas centra en extremo carro enfoque gancho = 3 m mínimo = 1 m Diseño de la viga de la grúa utilizando tramos simplemente apoyados entre columnas. 5.10 Seleccione un tamaño adecuado para una correa laminado en frío simplemente apoyada. El pur? Lin lapso es de 5,0 m y la distancia es de 1,8 m. La carga muerta total y la carga impuesta sobre
6
Vigas Plate
6.1 Design considerations 6.1.1 Uses and construction Vigas de placas se utilizan para transportar cargas más grandes durante lapsos más largos que son posibles con vigas universales o compuestas. Se utilizan en edificios y industrial estructuras de vigas del piso de tramo largo, para vigas de la grúa pesada y en puentes. Brida Soldar Refuerzo
Sección
Refuerzos Plato
Viga tubular
Gr úa pe sa da vi ga
Viga
a) Secciones para
Fabricados
Puesto End
Vigas
Refuerzo
Brida Web
b I Side Elevation of Plate Girder
Figura 6.1 Placa de construcción de vigas
136Plate girders
los web de una viga de placa es relativamente delgada, y rigidizadores son necesarios ya sea para evitar el pandeo debido a la compresión de flexión y cizallamiento o para promover la acción campo de tensión, dependiendo del método de diseño utilizado. También se requieren refuerzos en los puntos de carga y soportes. Así, el alzado lateral de una viga de placa tiene una serie de refuerzos como se muestra en la figura 6.1 (b) 6.1.2 Depth and flange breadth
La profundidad de una viga de placa puede ser fijado por los requisitos de espacio libre, pero a menudo puede ser seleccionado por el diseñador. La profundidad se hace por lo general de una décima a la doceava parte del tramo. La amplitud de la placa de brida se hace alrededor de un tercio de la profundidad Cuanto más profunda es la viga está hecho, menores serán las placas de brida requeridos. Sin embargo, la placa web, entonces se debe hacer más grueso o refuerzos adicionales proporcionan para satisfacer determinadosrequisitos de diseño. Un método simplificado para ob? Tain la profundidad óptima se da en la Sección 6.3.3. Una viga superficial puede ser muy mucho más pesado que una viga más profunda que lleva las mismas cargas.. 6.1.3 Variación de secciones de vigas
Placas de cubierta de brida se pueden restringir o placas de brida individuales se Alcance
Placa de brida cónica t de empalme
Plato
Tapa
Cur Error
Empalme Web
Platos Cubiertos
Viga Profundidad al
Variable
Sección
Cónicos Final
Vigas
Vientre Fish
b)
Vigas de profundidad variable
c)
Termina haunched
constante
Hog - Volver
Viga continua
Figura 6.2 Variación de las secciones de viga de placa
Consideraciones de diseño 137
-®©§ En la construcción del marco rígido y vigas continuas del mo máximo? Ción se produce en los apoyos. Las vigas pueden ser haunched para resistir estos momentos, como se muestra en la Figura 6.2 (c). 6.1.4 cargas viga Plate Las cargas se aplican a vigas de placa a través de las losas de piso, vigas de pisos enmarcan en la viga, columnas realizadas en la viga o cargas suspendidas deél a través de perchas. Algunos ejemplos de cargas aplicadas a las vigas de placa a través de vigas secundarias, una columna y colgador se muestran en la figur 6.3.
a ) d e l a v i g a a v i g a Conexiones
Percha
b Cargas I de columnas, v igas y colgadores Sol da dur a s co mpl et a s de fue r za
) Soldado y atornillado empalmes
Figura 6.3 (cont. Dorso)
138Plate girders
d I v i g a d e p l a c a Fi n
Conexiones
Figura conexiones viga 6.3 Plate y empalmes 6.1.5 conexiones viga Plate y empalmes
Conexiones típicas de vigas y columnas para vigas de placa se muestran en las Figuras 6.3 (a) y (b). Los empalmes son necesarias en vigas largas. Atornilladas y uniones soldadas se muestran en la Figura 6.3 (c) y al final apoya en la figura 6.3 (d).
6.2 Comportamiento de una viga de placa 6.2.1 tensiones viga Las tensiones de cizallamiento momento y para una placa y la caja de la viga
a) Brida Doblado Subraya
b) Web corte y fl exión S trenzas
Figura 6.4 Destaca en la placa y la caja de vigas
Las chapas y vigas de caja se componen de elementos de placa plana soportados sobre uno o ambos bordes y cargados en el plano de flexión y cizallamiento. La forma en que actúa la viga se determina por el comportamiento de las placas individuales.
Comportamiento de vigas de placa 139
las cuatro placas cargarse como se muestra en la Figura 6.5. La forma en que las placas de hebilla y la tensión crítica de pandeo dependen de las condiciones de borde, DIMEN? Siones y de carga. Los patrones de placa de hebilla también se muestran en la figura. In all cases the critical buckling stress can be expressed by the equation: 12,17
pc, = K
E n2 0) 2 12 (1 - v2)
a
Cuadrado
Largo
Al Compresión uniforme
la
Gratis b I U n i t a en c om p re s i ó n - un bo rd e l i b re
la
c 1 Sh e ar St re s s
.0
d I In Plane E s f u e r z o d e fl e x i ó n To d o s l o s b o r d e s s i m p l e m e n t e a p o y a d o s c o n e x c e p c i ó n d e l o s e ñ a l a d o e n l b /
Figura 6.5 pandeo elástico de placas
K = Coeficiente de pandeo que depende de la relación de la longitud de la placa a la anchura alb (las condiciones de borde y caso de carga) E = módulo de Young v = coeficiente de Poisson t = espesor de la placa Algunos valores de K para los cuatro placas se muestran en la Figura 6.6. Buckling Tenga en cuenta que la longitudLargo de la placa una muestra es también la LimitandoValor a Plato
y
Anchura
Carga
_b
Coefficient, k
— — _
— -. ,,, —
1
0
4. 0
5
0
4 - 0,
— — —
1
0
— —
Gratis
1
=
-
K
519 51
9
30 9
0-425
16.9
9.35 5.35
78.1 60.0
°°
1.0
ordenador personal,. rendimiento
425
1
1 1
of b / tpara
25 m
6
23
1313 124.4
A l l ed ge s s i m pl y s up po r t e d exce pt a s no t e d
Figura 6.6 coeficientes de pandeo y valores límite de ancho / relaciones de espesor
La tensión crítica depende de la anchura / espesor relación b / t. Valores de b / t, donde la tensión crítica es igual a la tensión de fluencia limitación, también se muestran en la Figura 6.6. Estos valores son par a el Grado 43 para la placa de acero de hasta 16 mm de espesor, en el que el límite elástico p, = 275 N / mm2. Los valores forman la base para la clasificación de sección semicompacto dada en la Tabla 7 en BS 5950.. Las placas web de vigas son sometidos a esfuerzos combinados ejercidos por esfuerzo de flexión directa y cizalla. Una fórmula de interacción se utiliza para obtener combinaciones de estrés críticos. La discusión de este tema está fuera del alcance de este libro, en el que se utilizan los procedimientos de diseño simplificadas dadas en el código. El lector debe
Fuerza de placas 6.2.3 Post-pandeo (1) Las placas de compresión en La placa apoyada sobre dos bordes largos que se muestran en la Figura 6.7 (a) puede soportar más carga sobre las partes exteriores siguientes pande o de la porción central. El comportamiento se puede aproximar por el supuesto de que la carga se realiza por las tiras en el borde, como se muestraen la figura 6.7 (b). La carga se considera a ser transportado en una anchura efectiva de la placa. a su esbeltez. (Vea la Sección 3.6 del código.)
a) Distribución tensión real
b) Ancho Efectivo
Simplificación
Figura 6.7 Post-resistencia a la rotura: Placa de compresión Una placa apoyada sobre un borde largo hebillas con más facilidad que la placa de arriba y el aumento de la fuerza no es tan grande. Refuerzos aumentan la carga que puede ser transportada (ver Figura 6.6). (2) Las placas en canto de flexión Estas placas pueden sostener la carga en exceso de la que causa el pandeo. Longi Rigidizadores longitud en la región de compresión son muy eficaces en el aumento de la carga que puede ser transportada. Estos refuerzos se proporcionan comúnmente en vigas de placa de profundidad utilizados en puentes (ver Figura 6.5). (3) Las placas de cizalla Una ganancia de resistencia es posible con placas de cizalla, donde se considera la acción campo de tensión. Esta es una nueva inclusión en el código. Placas rigidizadas delgadas no pueden llevar mucha carga después de pandeo. En referencia a la figura 6.6, la tensión de pandeo crítico aumenta si se añaden los refuerzos. Sin embargo, la placa rigidizada puede llevar más carga después de pandeo en el campo de tensión diagonal, como se muestra en la Figura 6.8. Las bridas, los refuerzos y campo de tensión actúan como una armadura. 13.19 Si la resistencia a la flexión de las bridas se ignora, el campo de tensión se desarrolla entre los rigidizadores, como se muestra en la Figura 6.8 (a). Si se incluye la contribución brida del campo de tensión se prop aga como se muestra en la figura 6.8 (b). El fracaso en el panel de viga se produce cuando las bisagras de plástico en forma de las bridas y una zona de rendimiento en la red, como se muestra en la Figura 6.8 (c). Fórmulas de diseño basado en el trabajo teórico y experimental han sido desarrollados para actuar campo de tensión en cuenta. El método de diseño en el código también incluye la contribución de la brida. La resistencia de la tela es entonces la
131 Brida Contribución Incluido
a) El campo de tensión en We b ú n i c a
Bisagras de plástico
Zo na de Re ndi mi e nt o e n
c M e c a ni s m o 1 Fr a ca s o
Figura 6.8 Tensión acción de campo y mecanismo de falla
Suma del elástico deformación de la fuerza, el campo de tensión y la resistencia de la brida. Nota que en la tensión de los paneles interiores campos de paneles adyacentes apoyan unos a otros. En los paneles de los extremos el post final debe estar diseñado como una viga vertical apoyada por las bridas para llevar la tensión de campo (ver figuras 6.8(a) y (b)). Expresiones derivadas para las cargas en el poste final.
6.3 Diseño de BS 5950: Parte 1 6.3.1 Clasificación de las secciones transversales de vigas La clasificación de las secciones transversales de la Sección 3.5 de Bs 5950: Parte 1 fue dado en la Sección 5.3 (vigas). Las proporciones limitantes para bridas y las telas para las secciones urbanizadas de la Tabla 7 en el código se dan en la Figura 6.9. Los límites para las secciones soldadas son más bajos que los de los perfiles laminados debido secciones soldadas tienen tensionesresiduales más graves y lo errores de fabricación también puede afectar negativamente el comportamiento. (El lector debe consultar el código para regalo? Ción de
secciones transversales esbeltas.)
e = (275 / Py)
0.5
Figura 6.9 Clasificación de las secciones transversales de vigas
6.3.2 Capacidad Momento La capacidad de momento de vigas de placa se da en la Sección 4.4 de la norma BS 5950: Parte 1. Por secciones donde bridas cumplen con los requisitos de la sección compacta o semi-compacta de plástico dada en la Figura 6.9 la capacidad de momento se da por: (1) Si la profundidad / espesor relación d / t para la web es menos de 63e, la capacidad de momento se determina de la misma manera que para las vigas que figuran en la sección 5.4.2. La distribución de la tensión se muestra en la Figura 6.10 (a). (2) Si la profundidad / espesor relación d / t para la web es superior a 63e, la capacidad de momento debe calcularse utilizando uno de los métodos siguientes: (a) Momento y la carga axial se supone que son resistidas por la brida única con cada brida sometido a un py tensión uniforme. . La web está diseñada para resistir cizalla solamente; (b) Momento y carga axial se supone que son resistidas por toda la sec ción?. La web está diseñada para cizalla combinado y el estrés longitudinal; (c) Parte de la carga puede ser asumido para ser resistido por el método (a) unand parte por el método (b). Sólo el método de (a) se considerará en este libro.La distribución de tensiones en flexión para este caso se muestra en la Figura 6.10 (b). La capacidad de momento de una viga con la brida de compresión moderada es: M0
BT = (d+t) Py Donde B = brida T = Espesor de la brida d = Altura del alma
Para los casos en que no se frenado el ala comprimida, se puede producir pandeo lateral. Esto se trata de la misma forma que se estab lece para las vigas en la Sección 5.5. La resistencia a la flexión Pb para las secciones soldadas se toma de la tabla 12 en el código.
a) Toda la Sección Resiste Momento
d / t, 63e b ) Bri da s ú ni ca Re si st Mo me nto
2000
1500
1000
500
10
20
30
40
50
60
Módulo de la sección Sx x103 cm3 c ) G r á fi c o D i s e ñ o p ro f u n d i d a d ó p t i m a
Figura 6.10 tensiones viga Plate y óptima profundidad 6.3.3 Profundidad óptima La profundidad óptima basada en el área mínima de la sección transversal se puede derivar de la siguiente manera. El tratamiento c onsiste en una viga con la brida de compresión moderada para una relación dada de altura del alma de espesor. Definir los términos do = distancia entre centros de bridas = d, profundidad clara de aproximadamente web R=relación entre la altura del alma /espesor = do/t AT = área de la brida S = módulo plástico basado en las bridas solamente=ATdo AT= S/do
Aw= area de web = dot= do2/R A = área total = 2S / do + do2 / R
Diferenciar con respecto a hacer y equiparar a cero para dar d0 (R S)
1/3
Curvas trazadas para la profundidad de hacer frente a plástico módulo S para valores de R de 150, 200 y 250 se muestran en la Figura 6.10 (b). Para el valor requerido de S = M /PY
la profundidad óptima do se puede leer en la tabla para un valor dado de R, donde M = momento aplicado. 6.3.4 Capacidad al cortante y diseño web (1) El espesor mínimo de la web
Esto se da en la Sección 4.4.2 de la norma BS 5950: Parte 1. Los siguientes dos condiciones deben cumplirse para almas con rigidizadores transversales intermedios: (1) Facilidad de servicio para evitar daños en la manipulación: Espaciamiento del refuerzo a>d t≥d/250 Espaciamiento del refuerzo a
Espaciamiento del refuerzo a<1.5 d
t≥d/250(Pyf/455) 0.5 Donde d = profundidad de la web t = espesor de la web
Pyf = resistencia de diseño de ala comprimida (2) Diseño para la fuerza El diseño de telas finas se cubre en Sección 4.4.5 de la norma BS 5950: Parte 1 y se aplica a las redes que llevan tensión de corte solamente. Esto indica que telas con inter? Mediar refuerzos pueden diseñarse ya sea sin acción campo de tensión o con la acción de campo de tensión. Diferentes paneles entre los refuerzos pueden ser diseñados por cualquiera de los métodos. (3) Diseño sin utilizar la acción campo de tensión
La abolladura por resistenciaal cortante se da en la Sección 4.4.5.3 de la norma BS 5950: Parte 1 por: fuerza de esquileo crítica dada en tablas 21(a) - (d) del código. VCR=qCR dt
(4) Diseño acción de tensión utilizando La abolladura por cortante resistencia de un panel rigidizado se da en la Sección 4.4.5.4 por Vb = qbdt donde qb = resistencia a la cizalladura básica dada en las Tablas 22 (a) - (d) en el código. Tenga en cuenta que la expresión anterior sólo se puede utilizar para diseñar los requisitos internos y paneles extremos de reuniones establecidas en las secciones 4.4.5.2 y 4.4.5.4.3, como apropiado en el código. El código establece que no se si las bridas son destacó totalmente la resistencia al corte puede aumentarse a: Vb = [qb + qt (kf) 0.5 ]dt ≤ 0.6 Pydt donde q f = factor de resistencia a la cizalladura de brida dependiente tomado de las Tablas 23 (a) - (d).
donde Mpf = capacidad de momento plástico de la brida = pytBT2 / 4 Mpw = capacidad de momento plástico de la web f = media tensión longitudinal de la brida pyf = resistencia de diseño de la brida M = momento aplicado Las dimensiones B, T, t, d y do, se define anteriormente y se muestra en la Figura 6.10. 6.3.5 Diseño del refuerzo Existen dos tipos principales de los refuerzos utilizados en vigas de placa son: (1) Intermediate stiffeners. These divide the web into panels and prevent it from buckling. They resist direct forces from tension field action if utiiized and possible external loads. (2) Refuerzos portantes. Estos son necesarios en todos los puntos donde se aplican las cargas sustanciales y en los apoyos para evitar el pandeo local y aplastamiento de la web. Los refuerzos en los apoyos se denominan El diseño de los puestos finales, donde se toma la acción campo de tensión en cuenta se trata en la Sección 6.3.8. Tenga en cuenta que otros refuerzos para fines especiales se definen en la norma BS 5950: Parte 1 en la Sección 4.5.1. Sólo los tipos mencionados anteriormente serán discutidos en este libro.
6.3.6 Rigidizadores transversales intermedios Rigidizadores transversales pueden ser colocados en uno o ambos lados de la banda, como se muestra en la Figura 6.11. Pisos son la sección de refuerzo más utilizado. El requisito y procedimiento de diseño se establecen en la Sección 4.4.6 de Bs 5950: Parte 1. Sólo no refuerzos sometido a cargas externas se consideran aquí. El código debe ser consultado para el diseño de refuerzos sometidos a cargas externas. El proceso de diseño es: (I) El espaciamiento. Esto depende de: (a) Espesor del alma mínima (véase la Sección 6.3.4 (1)); (b) Capacidad de corte Web requiere. Cuanto más cerca de la distancia, mayor es la capacidad de corte (véase la Sección 6.3.4 (2)). (2) Destacan. Esto se da en el apartado 4.5.1.2 del código. El oustand no debe exceder de 19ts ε (ver Figura 6.11), donde: Ts = espesor rigidizador ε = (275/Py)0.5 Cuando el outstand está entre 13tsc y el 19tsc el diseño es basarse en una sección de núcleo con un outstand de 13tsc. (3) Rigidezmínimo Para el caso en que el espaciado de refuerzo es menor, (2) 0.5 el momento de inercia es de la rigidez sobre la línea central de la web debe ser tal que:
Elevación
En corte
Plan
Detallerigido Figura 6.11 rigidizadores transversales intermedios
Sección
dónde d = profundidad de la web t = mínimo requerido espesor del alma para espaciar una acción de campo de tensión utilizando a = distancia real de refuerzo Cuenta que la rigidez adicional se requiere donde refuerzos están sujetas a cargas laterales o momentos debido a la excentricidad de transversal cargas en relación con la web. No se necesita ningún aumento donde cargas transversales están en consonancia con la web.Comprobación de pandeo (4) Comprobación de Pandeo Esta comprobación sólo es necesario para los refuerzos intermedios en las redes diseñadas usando acción de tensión. El refuerzo debe ser revisado para pandeo para una fuerza: Fq=V -Vs ≤ Ps donde V = cortante máximo adyacente al rigidizador Vs = abolladura por cortante resistencia de la web sin necesidad de utilizar la acción de campo de tensión (véase la Sección 6.3.4). = Vcr =q cr d t Pq = resistencia al pandeo de un rigidizador intermedio (véase la Sección 6.3.7) (5) Conexión de rigidizadores intermedios a web La conexión entre cada placa y la banda ha de ser diseñado para una cizalla de no menos de: t2 / (5b,) kN / mm donde t = espesor del alma (mm) h, = outstand del rigidizador (mm) Los estados de código que intermedios rigidizadores pueden cortarse a unos 4t por encima de la brida de la tensión. Los refuerzos deben extenderse a la brida de compresión, pero no necesitan ser conectados a él (ver Figura 6.11). 6.3.7 refuerzos de soporte de carga Se requieren refuerzos portantes para prevenir el pandeo local y trituración de la web debido a las cargas concentradas aplicadas a través de la pestaña cuand o la propia web no puede soportar la carga. La capacidad de la red solo en el pandeo y el cojinete se discutió en las secciones 5.8.1 y 5.8.2, respectivamente El procedimiento de diseño para estos refuerzos se establece en el apartado 4.5 de la norma BS 5950: Parte I. El proceso es el siguiente:
(1) Outstand. Este es el mismo que el establecido para los refuerzos intermedios en la Sección 6.3.6 (2). (2) Resistencia al pandeo de refuerzos. Esto se establece en la Sección 4.5.1.5 de BS
5950: Parte 1 (véase la figura 6.12 (a)). El rigidizador está diseñado como un puntal de la zona A, en el centro de la viga donde:
A = área de refuerzo, más de 20 veces el espesor del alma de cada lado de la línea central del rigidizador. = 2bs ts + 40t2 where bu = stiffener outstand ts = stiffener thickness t = web thickness El radio de giro se toma alrededor del eje centroidal de la zona puntal paralela a la web. La longitud efectiva LE que se utilizará en el cálculo de la relación de esbeltez de la actuación de refuerzo como el puntal es: (a) rigidizadores transversales intermedios: LE = 0.7L (b) los refuerzos portantes en la brida a través del cual se aplica la carga está restringida contra el movimiento lateral es: (i) Cuando la brida está restringido contra la rotación en el plano del rigidizador por otros elementos: LE = 0.7L (ii) Cuando la brida no está tan restringido: LE = 1.0L donde L = longitud de refuerzo Tenga en cuenta que el código establece que si no hay restricción lateral efectiva se proporciona el refuerzo debe ser diseñado como aplicar parte del miembro de compresiónción de la carga. La resistencia de diseño de la Tabla 6 es el mínimo para la web o de refuerzo. Se debe reducir en un 20 N / mm2 para construcción soldada. (Véase la cláusula 4.7.5 del código.) La resistencia a la compresión La resistencia al pandeo es: Rigidez intermedia Pq = pc AS ≥ Fq Carga teniendo refuerzo Px = pc AS ≥ Fx
Fx = Carga o reacción externa Si el refuerzo de soporte de carga también actúa como un refuerzo intermedio del código establece que debe ser diseñado para la carga F combinado, + F. Esto sólo se aplicará cuando la web se ha diseñado para la acción campo de tensión. (3) la resistencia de rodamiento Esto se establece en la Sección 4.5.4.2 de la norma BS 5950: Parte 1. El área de refuerzo A en contacto con la brida debe ser tal que:
150 Plate girder
Cargar, Fx
Stiffensrecortar
b ) Á re a de Actua ci ón co mo u n pu ntal
y a) Sección Viga
Figure 6.12 refuerzos de soporte de carga
donde F, = carga o reacción py externo, resistencia de diseño de refuerzo
c) Área de rodamiento en la parte superior de Refuerzo
El área A se muestra en la Figura 6.12 (c). Tenga en cuenta que el refuerzo ha sido cham? Fered en la parte superior para borrar la soldadura web / brida. (4) Control Web entre los refuerzos
Puede ser necesario verificar el borde compresión de la web, si las cargas se aplican a ella directa o por medio de una brida entre refuerzos web. Un procedimiento para hacer esta comprobación se establece en la Sección 4.5.2.2 de la norma BS 5950: (. El lector puede consultar el código) Parte 1) Diseño 6.3.8 Fin post El mensaje final de una viga de placa puede consistir en una placa de extremo sencillo o doble refuerzos, como se muestra en la Figura 6.13. El procedimiento de diseño se encuentra en las secciones 4.45.4.2 y 4.4.5.4.4. de BS 5950: Parte 1. Esto se resume de la siguiente manera: (1) Panel End no ha diseñado utilizando la acción campo de tensión. Diseñar el mensaje final como un refuerzo de soporte de carga tal como se establece en la Sección 6.3.7. (2) El panel extremo y los paneles internos diseñados utilizando acción de tensión. Además de llevar a la reacción, la po finalst debe estar diseñado como una viga que se extiende entre las bridas. Los dos casos que se muestran en la figura son dis? Maldijo a continuación. Referencias deben hacerse en el código para el caso donde los paneles interiores están diseñados utilizando la acción de campo de tensión pero el panel no es.
(1) Placa final individual (véase la figura 6.13 (a)) La placa final solo actúa como refuerzo de apoyo y post final. Debe ser conectado mediante soldaduras resistencia completa a las bridas. El diseño se hace para: (1) La compresión debido a la reacción vertical. (2) Compresión debido a un momento 2/3 Mir de la fuerza de campo de tensión. (Muse define a continuación). (2) refuerzos dobles (ver Figura 6.13 (b) El rigidizador cojinete interior lleva la reacción vertical desde la viga. Se comprueba que lleva al final y para el pandeo en el centro (ver Sección 6.3.7). Puesto End
Bearing stiffener and end post
Soldad uras complet as de
Refuerzo Teniendo Reacción
Reacción
20t 20t
Figure 6.13 Final de diseño Área de pandeo puntual y Área momento resistente
Área de pandeo puntual
a) Placa Individual Final
Área Resistiendo Momento y Cortante b) Doble rigidez
152 Plate girder
Los postes finales se comprueba como una viga que se extiende entre las bridas de la viga. Está diseñado para resistir una fuerza de cizallamiento Rd y un M tf momento debido a la fuerza de campo de tensión. Las expresiones para derivar la fuerza cortante y momento dado en el código son: Shear Rcf = Hq / 2 Momento Mt f= Hq/ 10 La fuerza del campo de tensión
qb = esfuerzo de cizalla básica qc, = esfuerzo cortante crítico para el panel de diseño para la acción campo de tensión d = altura del alma t = espesor del alma si fv < qbs Hq puede reducirse por la relación.
La capacidad de corte del puesto final es: PV .=0.6 pySt S = longitud de banda entre los refuerzos t = espesor del alma La capacidad de momento del puesto final en el centro de la viga, suponiendo que las bridas se resisten a todo el momento, es: donde B = ancho de refuerzo T = espesor de refuerzo Tenga en cuenta que las proporciones deben seleccionarse de manera que las placas seleccionadas son semi-compacto como un minimrequisito um. La capacidad de momento Mc. debe superar el momento debido a la tensión de campo de acción M tf. En el centro de la viga del rigidizador de cojinete está sujeto a la compresión de la reacción y a la tensión desde el momento debido a la acción campo de tensión. Los controles independientes sólo se hacen en esta sección. Una verificación de la capacidad local de rodamiento combinado y flexión se hace para el refuerzo de apoyo en la articulación inferior con la brida. ? La interacción ex pression es:
donde Fi = reacción A = área de refuerzo en contacto con bridas del cojinete.
Mtf= momento debido a la acción del campo de tensión MCX = capacidad de momento de la entrada final basado en la zona para el refuerzo del cojinete
= PY A (S +T)= Las soldaduras entre el rigidizador de apoyo y la web deben ser diseñados para llevar a la reacción y la cizalla de la acción del haz final post. La aplicación del procedimiento de diseño se da en el ejemplo en la Sección 6.6. 6.3.9. Brida para soldaduras web Las soldaduras de filete se utilizan para la brida de soldaduras web (ver Figura 6.14). Las soldaduras están diseñados para la fuerza cortante horizontal por soldadura: Donde: F = esfuerzo cortante aplicada A = área de la brida y= distancia del centroide del desde el centro de de la viga Ix = Momento de inercia de la viga alrededor del eje X La soldadura de filete puede ser intermitente o continuo, pero soldaduras continuas hechas por soldadura automática se utilizan generalmente.
Soldaduras N Filete
6.4 Diseño de
Figura 6.14 soldadura de viga a web
Una viga de placa simplemente apoyada tiene una envergadura de 12 m, y lleva dos concen? Trados cargas en la pestaña superior a los terceros puntos, que consta de 450 kN carga muerta y 300 kN impuso carga. Además, lleva una carga muerta uniformemente distribuida de 20 kN / m, lo que incluye una provisión por peso propio y una carga impuesta de 10 kN / m. El ala comprimida estátotalmente restringido lateralmente. La viga se apoya en un soporte rígido pesado en cada extremo. El material es de acero Grado 43. Diseñar la viga sin utilizar la acción campo de tensión. 6.4.1 Carga, cizallas y momentos Las cargas factorizadas son: Cargas concentradas = (1.4 x 450)+(1.6 x 300) = 1110 kN cargas distribuidas = (1.4 x 20) + (1.6 x 10) = 44 kN/m
154 Plate girder
a) Cargando
b) Diagrama de fuerza cortante- kN
5144
5232
5144
) Doblado Momentos diagrama de momentos -kNm
Figura 6.15 Diagramas de carga, fuerza cortante y momento Las cargas y reacciones se muestran en la Figura 6.15 (a) y el dia? Gramo fuerza de cizallamiento en la Figura 6.15 (b). Los momentos son: Mc = (1374 x 4) - (44 x 4 x 2) = 5144 kNm ME = (1374 x 6)—(1110 x 2)—(44 x 6 x 3) = 5232 kNm The bending moment diagram is shown in Figure 6.15(c). 6.4.2 6.4.2 Sección de la viga para el momento (1) Diseño para el tramo de profundidad de la viga / 10 Tome la profundidad total de la viga como 1200mm y asumen que las placas de brida son más de 40 mm de espesor. A continuación, la resistencia de diseño de BS 5950: Parte 1, la Tabla 6, para las placas es py = 245 N / mm2. Las bridas resisten todo momento por una pareja con brazo de palanca de, por ejemplo, 1,140 mm, como se muestra en la Figura 6.16 (a). El área de la brida es:
5232 X 106 1140 X 245
= 18 733 mm2
Hacer la placas de brida 450 min x 45 mm, dando un área de 20 250 mm2. los
viga sección con placa de alma 10 mm de espesor, se muestra en la Figura 6.16 (b). La proyección brida b es de 220 mm y la relación: b/T = 220/45 = 4,89 Refiriéndose a la Tabla 7 del código, la relación: = 7. 94 Las bridas son de plástico y el área de la sección transversal es de 51 600 mm2. (2) El diseño utilizando la tabla de profundidad óptima Rediseñar la viga utilizando la tabla de profundidad óptima se muestra en la Figura 6.10. Suponga que las placas de brida tienen entre 16 y 40 mm de espesor. A continuación, la resistencia de diseño de la Tabla 6 del código es: py = 265 N / mm2 Módulo de plástico S. = 5.232 x 103/265 = 19,74 x 103 cm3 Utilizando la curva do / t = 150, la profundidad óptima do = 1450 mm Hacer la profundidad 1500 : Área de brida - 5232 x 1.061.500 x 265 a 13 162 mm2 Proporcionar bridas 500 x 30 mm dando un área de 15 000 mm2. La sección de la viga con la placa de alma 10 mm de espesor, se muestra en la figura 6.16 (c). tenga en cuenta que la relación real do / t es 144. La proyección brida b es de 245 mm y la relación b / T = 245/30 = 8,17. Consulte? Anillo a los límites de la Tabla 7 en el código, las bridas son de material de impacto. El área de sección transversal es de 44 400 mm2. El ahorro de material en comparación con el primer diseño es 13,9 por ciento. El diseño se basará en una profundidad de 1200 m m debido a la restricción de espacio.
Fuerza de brida
a) Fuerzas de brida
b Sección I de 1200 mm Profundidad
S e c c ió n c e n p ro f u n d i d a d ó p ti m a
Figura secciones viga 6,16 Plate 6.4.3 Diseño de la web (1) El espesor mínimo de la web (apartado 4.4.2 de la norma BS 5950) Una disposición para los refuerzos se expone en la figura 6.17. La resistencia de diseño del web py = 275 N / mm2 de la Tabla 6 de la norma BS 5950: Parte 1 para la placa de menos de 16 mm de espesor. El espesor mínimo es el mayor de:
(1) Utilidad. Refuerzo espaciado aEspesor del alma t (2) Para evitar que la brida de pandeo en la web:
1110/250 = 4,4 mm.
Espesor Web
Figura 6.17 arreglo de Refuerzo
(2) resistencia al pandeo de Web (Sección 4.4.5.3 de Bs 5.950)
Pruebe una placa de banda 10 mm de espesor. La resistencia al pandeo se comprueba al máximo? Cizalla imo en el panel finall:
Profundidad Web / espesor relación d/t = 111 Espaciado refuerzo relación / altura del alma a/d=100/1110 =0,9 De la Tabla 21 (b) en el código de la resistencia al corte crítico: Qcr=136.8N/mm2 Cizallamiento resistencia al pandeo: Vcr = 136.8 x 10 x 1110/103 = 1518.4 kN Factor cortante FV
= 1.374 kN
La disposición de refuerzo y el espesor web son satisfactorios. 6.4.4 Refuerzo Intermedio (1) Centro de ensayo y outstand (Sección 4.5.1.2 de BS5950) Trate refuerzos compuestos por 2 No. 60 mm x 8 mm pisos: Diseñar py fuerza = 275 N / mm2 (Tabla 6) Factor ε = 1.0 Outstand 60 <13 x 8 =104 mm. (2) Rigidez mínima (Sección 4.4.6.4 de BS5950) El rigidizador intermedio se muestra en la Figura 6.18. El momento de inercia alrededor del centro de la web es: I S =8x1303-/12
= 1.464 x 106 min4
> 1.5x 11103 x 83 10002
= 1,05 x 106 mm4
cuando la separación a = 1,000 mm
Tenga en cuenta que t, el espesor del alma mínimo requerido para espaciar a = 1,000 8
4 no hay soldaduras en ángulo 6mm
Refuerzo s 60x8
a ) El ri gidizador
b) Sección
usando acción de tensión, es de 8 mm. (Vea la Sección 6.5 a continuación.) El refuerzo es satisfactorio con respecto a la rigidez. En un diseño conservador t = 10 mm. Is ≥ 1.5 x 1110 x 103 /10002 = 2.05 x 106 mm4 (3) La conexión a la web, (Sección 4.4.6.7 de la norma BS 5950) Shear entre cada plano y web = 102/8 x 60 = 0.208 kN / mm en dos soldaduras Use 6 mm soldadura de filete, fuerza 0,9 kN / mm. Se proporcionan cuatro soldaduras de filete 6.4.5 Refuerzo portante continuo.
(1) Tamaño del ensayo y oustand Trate refuerzos compuestos por 2 Nº 150 mm x 15 mm placas como se muestra en la figura 6.19: Outstand 150 <13 x 15
= 195 mm
El refuerzo es plenamente eficaz en la resistencia de carga.
(2) Cheque de apoyo (Sección 4.5.4.2 de la norma BS 5950) La zona en la que lleva en la parte superior del rigidizador se muestra en la Figura 6.19 (b). Los refuerzos se han reducido de 15 mm para limpiar la web para soldaduras de las bridas: Resistencia de diseño de refuerzo Pys= 275 N / mm2 A = 2 x 15 x 135 = 4050 mm2 = 3.229 m2 (satisfactoria)
(3) Com probación de pandeo La zona de refuerzo en el centro de la girder actuando como un puntal se muestra en la
1
Arlo 6mm soldadur a de
X
200 1.2001
una sección
b 1 Bearing Area en Top
Figura 6,19 refuerzo portante
c) Puntal en el centro del Area
A = (2 x 150 x 15) + (400 x 10) = 8,500 mm2 = 15 x 3103/12 6
r,, = (37.23 x 10 /8500)
= 37,23 x mí 106 0.3
= 66,1 mm
Suponga que la brida está restringida contra el movimiento lateral y contra la rotación en el plano de los rigidizadores: Esbeltez A = 0.7 x 1110 / 66,1 = 11,8 Resistencia de cálculo = 275- 20 = 255 N / mm2 (Tabla 6) (Esto se reduce a la construcción soldada) Pc Resistencia a la compresión = 255 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) Resistencia al pandeo: = 2167kN
P,=255x 8500/103
El tamaño seleccionado es satisfactoria.
(4) La conexión a la web Shear entre cada plano y web: en dos soldaduras Use 6 mm de soldadura de filete continuo, fuerza 0,9 kN / mm. Se proporcionan cuatro soldaduras de filete. Tenga en cuenta que el área de apoyo requerido controla el tamaño de refuerzo. 6.4.6 Después del Final
(1) Tamaño de Ensayo y outstared El tamaño del ensayo para el post final que consta de una sola placa 450 x 15 mm se muestra en la figura 6.20 (a). El mensaje final está diseñado como un refuerzo de carga: Outstand = 220 mm > 13 x 15 = 195 mm < 19 x 15 = 285 mm 450
1110 450
c ) Á re a d e ro d a m i e nt o
a) Sección
en el fondo b) re a cci ó n fi na l
2 sin soldadu ra de fi l e t e d e 6 mm dl Á re a
El diseño de labase en un núcleo derefuerzo 400 mm Resistencia de cálculo x 15 mm =275-20 = 255 N/ mm2 (Tabla 6)
(2)
Cheque Teniendo
La zona de apoyo se muestra en la Figura 6.20 (c): A= 15 x A= 15 x 400= 6000 mm2
(3)
0.8 x 1374 x 103 / 255 = 4310.5 mm2
Comprobación de pandeo
El área en la línea central que actúa como un puntal se muestra en la Figura 6.20 (d): A = (400 x 15) + (192,5 x 10) = 7,925 mm2 I x = 15 x 4003/12 = 80 x 106mm4 rx = ( 80 x 106/7925)0.5 = 100,4 A. = 0,7x 1110 / 100.4 = 7,7 P. = 255 N / mm2 (Cuadro 27 (c) Pi=255x7925/103 = 2020.8 kN Carga transportada
= 1374 kN
El tamaño es satisfactorio.
(4)
La conexión a la web Cortante entre la placa final y web:
Proveer de 6 mm de filete continuo, resistencia de la soldadura 0,9 kN / mm. Se proporcionan dos longitudes de soldadura. 6.4.7 Bridas de soldadura Web Vea la Figura 6.16 (b) para la dimensión de la viga:
I, = (450 x 440 x 12003- 11103) / 12 = 14,65 x 109 mm4 Cortante horizontal por soldadura (véase la Sección 6.3.9): =1374 x 450 x 45 x 577,5 =0,548 kN / mm 14,65x109x2 Proveer de 6 mm de filete continuo, resistencia de la soldadura 0,9 kN / mm. 6.4.8 Diseño de dibujo Un dibujo de diseño de la viga se muestra en la figura 6.21.
L C
a a 4
.
O O
0
73 O
c o
S
Vy
C
4
3
,
do
Figura 6.21 Diseño sin utilizar la acción campo de tensión 6.5 Design utilizing tension field action Redesign the web, stiffeners and end post for the girder in Section 6.4 using tension field action. 6.5.1 Diseño de la web Pruebe un 8 mm de espesor web con los refuerzos espaciados a 1000 mm en el extremo 4 m de la viga, como se muestra en la Figura 6.22. El diseño web se establece en la Sección 4.4.5.4 de la norma BS 5950: d/t = 1110/8 = 138.75 a / d = 1000/1110 = 0,9 La resistencia al corte básico de la Tabla 22 (b) en el código: qb = 131 N / mm2
Intermedio refuerzos
Soporte de carga rigida
t Vi g a
= Pue sto End
a= 1 000 09d
Web 8mm
4 @ 1,000 = 4 000 3 @ 1 333. 3 = 4000 Figura 6.22 arreglo de Refuerzo La resistencia al corte de pandeo del panel rigidizado es: Vb = 131 x 1110 x 8/103 = 1163.3 kN Esto es menos de la cizalla aplicada de 1374 kN. La contribución a la resistencia al corte de las bridas se calcula. El factor de resistencia a la cizalladura de brida dependiente de la Tabla 23 (b) para py = 275 N / mm2 es: qt=312 N / mm2 La capacidad de momento plástico de la brida en la resistencia de diseño del PYF brida = 245 N / mm2:
La capacidad de momento plástico de la web en la que la resistencia de diseño de la web p, = 275 N / mm2:
El momento máximo en el panel final es 1352 kNm (véase la figura 6.15 (c) El esfuerzo longitudinal media en la brida debido a momento.:
Resistencia total cizalla: Esto excede el esfuerzo cortante aplicado de 1374 kN. Visite la página Web en el panel de 3,0 to 4 m de el apoyo: Cortante = 1242 kN > Vb = 1163.3 kN
Resistencia de esquileo total: Vb = [131 + 312 (0.002107)] 1110 x 8/103 = 1290.4 kN La viga es satisfactoria para el arreglo de refuerzo supuesto. 6.5.2 Refuerzos del refuerzo intermedio (1) Mínimo rigidez prueba Compuesta de dos no. 80 mm x 8 pisos de mm (ver sección 6.4.4 arriba). El outstand es satisfactoria. El refuerzo se muestra en la figura 6.23: IS= 8 x 1683/12 =3.161 x 106 mm4 >1.05 x 106 mm4 (2) Compruebe Pandeo Esquileo máxima junto a la lengüeta en 1000 mm del soporte (ver figura 6.15(b)): Pandeo Compruebe esquileo máxima junto a la lengüeta en 1000 mm del soporte (ver figura 6.15(b)): V= 1330kN
Resistencia a pandeo de web sin acción de campo de tensión de esquileo. Tabla 21 (b) for dlt= 138.75, ald= 0.9: qcr= 102.7 N/mm2 Vcr= 102.7 x 1110x 8/103=911.9 kN Fuerza de refuerzo Fq= 1330 - 911.9 = 418.1 kN. Las propiedades de refuerzo son: A = (160 x 8) + (320 x 8)
= 3840 mm2
0-5 = 28.69 mm rx= (3.161 x 106/3840) A = 0.7 x 1110/28.69) = 27.1 p. = 241.6 N/mm2 from Table 27(c) for p,. = 255 N/mm2
4 no hay soldaduras en ángulo
Refuerzo s 80x 8
p60 1 1604
sección
b)
puntal en el area
Resistencia al pandeo Pq= 241.6 x 3840 x 103 = 927.8 kN/Fq El rigidizador es satisfactoria. (Tenga en cuenta que estos refuerzos son ampliar de brida a brida.) (3) La conexión a la web Proveer de 6 mm de soldadura continua 6.5.3 Refuerzo filete continuo portante Trate de rigidizadores compuestas de 2 placas No. 150 mm x 20 mm como se muestra en la Figura 6.24. El outstand refuerzo será satisfactorio y la zona de apoyo también será adecuada. (Consulte la Sección 6.4.5.)
15 chaflán
r--
2
L1601_16 0
una se cci ó n
Refuerzo s 150 . 20
4 no 6mrn fillet
b) Área puntual
Figura refuerzo 6,24 portante La comprobación de pandeo se lleva a cabo primero: A = (2 + 150 x 20) + (320 x 8) = 8560 mm2 Ix= 20 x 3083/12 = 48.69 x 106 mm4 rx = (48,69 x 106/8520) 0.5 = 75.6 λ = 0.7 x 1110 / 75.6 = 10.28 py = 265 N / mm2 (Tabla 6) - 20 = 245 N / mm Pc = 245 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) P.245 x 8560/103 = = 2097.2 kN Carga combinada = 1110 + 1198 - 911,9 = 1396.1 kN El tamaño seleccionado es satisfactoria. Proveer de 6 mm de soldadura de filete continuo entre los refuerzos y de web. 6.5.4Después Final El diseño se hará utilizando dobles refuerzos. La disposición de ensayo se muestra en la figura 6.25.
(1) Chequeo tensado La reacción se lleva en el interior de refuerzo. Los extremos de refuerzo están achaflanados para borrar la web para soldaduras de las bridas y el área de apoyo se muestra en la Figura 6.25 (c). PYS = 265 N/mm2 (TABLA 6) -20 = 245 N/mm2 A = 2 x 20 x 206 = 8240 mm2 > 0.84 X 1.374 X 103/245 = 4486.5 mm2
El área total del refuerzo es efectiva y el refuerzo es satisfactorio para los rodamientos.
(2) Com probaci ón de pan deo El área en la línea central de la actuación de refuerzo de apoyo como un puntal se muestra en la Figura 6.25 (d): 470
_
1 000 15 chaflán
un extremo del anuncio
b I Sección A A
20 r ?
X
20 soldaduras de filete
rj
'1 4 a) Área de rodamiento
Figura 6,25 Poste final
160 . 160..1 d) Área Shut
2 no. 6 mrn el Fin del anuncio
166 Plate girders
A = (2 x 20 x 221) + (2 x 160x 8) = 11 400mm2 = 115.4mm = 6.73
=0,7x1110/115.4 Pc = 245 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) Pi=245x11400/103
= 2.793 kN
Estosuperalareacciónde1374kN.
(3) Cortante y momento desde el campo de tensión ConsultelaSección4.4.5.4.3delanormaBS5950:Parte1.Laresistenciaalcortecríticoparaelpaneldel extremopara: Resistenciaalcortebásico(verSección6.5.1):qb=131 N/mm2 Esfuerzocortanteaplicada: Stressf Shear,es mayorqueel qbbásica resistencia al corte, porloquelafuerza decampo detensión H, no sepuede reducir. Esta fuerza es: 0.75x MO x 8 x 275 (1 — =1125.3kN
103
0,6x275)
Sheardela fuerza decampo detensión:
R11
1125.3 / 2
= 562.6 kN
Momento en el post final: 1125.3x1110 lBuey 103
= 124,9 kNm
(4) Capacidad de corte de la post final El puesto final se muestra en la Figura 6.25 (e). La web de 450mm x 8 mm resiste cizalla (véase el cuadro 7 del código para limitar proporciones para telas): La sección es de plástico. Capacidad de corte = 0,6 x 275 x 450 x 8/103 = 594 kN El mensaje final es satisfactorio en lo que respecta a trasquilar.
Design utilizing tension field action
167
(5) Mom ento capacidad Haciendo referencia a la Figura 6.25 (e), las proporciones de brida son:
Bit = 221 veintavas= 11.05
Resistencia de cálculo py = 265 N / mm2 (Tabla 6 en el código). Tenga en cuenta que py no se reduce en los cálculos momento. De la Tabla 7, bit Las bridas son semi-compacto. Momento de verificación de la capacidad en el centro de la viga: MCI = 265 x 450 x 20 x 470/106 = 1120,9 kNm This exceeds the moment from tension field action of 124.9 kNm.
(6) Rodamiento combinado y plegado Una verificación de la capacidad local de rodamiento combinado y flexión en la articulación de la parte inferior del refuerzo del cojinete con la brida da: 1374 x 106 x 106,124.9 ____________________________ 8240 x 245 + 8240 x 470 x 265 El mensaje final es satisfactorio.
(7) Tamaños de soldadura Los cuatro soldaduras en ángulo mostradas en la Figura 6.25 (e) para conectar el refuerzo del cojinete a la web están diseñados primera. Las soldaduras deben ser compatibles con la reacción y la cizalladura del haz del poste final: Puesto End Ix = (450 x 4903 - 442 x 4503) / 12 Fuerza de Weld -____ 1374 4 x 1, 110 +
562.6 x 2 x 221 x 20 x 234 ___________________________ 4 x 1055 x 106
= 0.31 0,28 = 0,59 kN / mm Provide 6 mm de soldadura de filete continuo; fuerza 0,9 kN / mm. Este tamaño de la soldadura será satisfactoria para las soldaduras entre la placa final y web.
168 Vigas Plate
"C 1
C
l
L
)
F
Figura 6.26 Diseño acción de tensión utilizando
Problemas 6.1 Una viga de placa soldada fabricada de acero de grado 43 es proporcionada como se muestra en la Figura 6.27. Se extiende por 15,0 m entre ejes de soportes y sup? Puertos de una columna de 254 x 254 UC 107 en la mitad del tramo. La carga se muestra en la figura. La brida de compresión está limitada de forma efectiva en el lapso yd
Problemas 169
rigidizadores intermedios se proporcionan en 1.875 m entre centros de los apoyos y la carga central. Suponiendo que la carcasa de la viga de placa y de protección contra incendios pesa 20 kN / m, llevar a cabo los siguientes trabajos: (1) Compruebe la adecuación de la sección con respecto a la flexión, cortante y flexión. (2) Diseñar un refuerzo de soporte de carga adecuada para los soportes y concen? Posiciones de carga trados. (3) Determinar el tamaño de la soldadura requerida en el punto de máxima cizallamiento. 4 2 0 75
l
P DL = IL . 550kN DL = 20 0
O.
O
12
Cifra 6.27
6.2 Una viga de placa soldada de acero Grado 43 lleva dos cargas concentradas transmitidos desde 254 x 254 UB 107 columnas en la tercera puntos. Las columnas se apoyan en el ala superior y l as cargas son la carga cada 400 kN carga muerta y 250 kN impuestas, respectivamente. La placa de la viga es de 12 m de luz y está simplemente apoyada en sus extremos. El ala comprimida tiene restricción lateral adecuada en los puntos de cargas concentradas y en los apoyos. Supongamos que el peso de la viga es 4 kN / m y que la viga está soportada sobre soportes en cada extremo.. (1) Suponiendo que el límite de profundidad es de 1400 mm para la placa de la viga, el diseño de la sección de la viga. (2) Diseñar el portante y refuerzos intermedios. (3) Diseñar la soldadura web-to-brida. (4) Dibuje la disposición y los detalles de la placa de la viga. 6.3 Los planes de encuadre para un edificio gira plantas se muestran en la Figura 6.28. La elevación frontal es tener una trabe armada a nivel del primer piso para llevar a pared y suelo y dar acceso clara entre las columnas B y C. La viga de placa es simplemente supported with a shear connection between the girder end plates and the column flanges. Columns B and C are 305 x 305 UC 158. The loading from floor, roof and wall is as follows: Las cargas muertas: Pared frontal entre B y C (incluye acristalamiento y columnas) = 0,7 kN / m2 Pisos de R. C. losa (incluyendo solado acabado, techos, etc.) = 6,0 kN / m2
Techo
son
- t
Segundo Primero Planta baja
UNA B Front elevation
C
6p
I
lim .
24
m
1
2 --- I - -2-I -I -1
I
T I
..-1I
I I I-74 -7.
Escaleras, ascensores, servicios
Planta subterránea
I
1
T
2..4. / B / carreras
--1-1-1-1-1
I-1 1-11
Plane e pr ime r piso h ast a e l te ch o
Figura 6.28 Framing planes para unas cargas edificio de tres pisos impuestas:
Techo Pisos
= 1,5 kN / m2 = 2.5 kN / m3
(1) Calcular las cargas sobre la viga. (2) Diseño de la placa de la viga y mostrar toda la información de diseño en un boceto.
7
Miembros de tensión
7.1 Usos, tipos y consideraciones de diseño 7.1.1 Usos y tipos
Un elemento de tensión transmite una tracción axial directa entre dos puntos en una estruc? Marco tural. Una cuerda de soportar un a carga o los cables de un puente colgante son ejemplos obvios. En las tramas de construcción miembros de tensión se producen como (1) Acordes de tensión y los lazos internos en armazones; (2) Tensión miembros de refuerzo; (3) Perchas apoyan vigas de piso. Ejemplos de estos miembros se muestran en la Figura 7.1 Las secciones principales utilizados para miembros de tensión son: (1) Secciones abiertas tales como ángulos, canales, las camisetas, las vigas, vigas y columnas universales; (2) Secciones cerradas. Perfiles huecos circulares, cuadrados y
a) Roof Truss
weR1110Ort Lazos b I Viga de celosía
Figura 7.1 (cont. Dorso)
172 Tension members
Ineficaz miembro
Laz c I Multi - storey
edificio
d) Industrial
edificio
Lazos
e ) Pe r c h a s d e a p o y o P l a n t a B e a m
Figura 7.1 Los miembros de tensión en edificios
(3) El compuesto y las secciones urbanizadas. Ángulos dobles y canales dobles son secciones compuestos comunes utilizados en cerchas. Secciones urbanizadas se utilizan en cerchas puente. Barras redondas, pisos y cables también se pueden utilizar para miembros de tensión donde no hay inversión de la carga. Estos elementos, así como los ángulos individuales se utilizan en arriostramiento transversal, donde la tensión diagonal solamente es eficaz en la realización de una carga, como se muestra en la Figura 7.1 (d). Secciones miembro de tensión comunes se muestran en la Figura 7.2
7.1.2 Consideraciones de diseño En teoría, el elemento de tensión es el elemento estructural más eficiente, pero su eficiencia se podrían ver seriamente afectada por los siguientes
a) Laminados y formó Secciones
b) Compuesto y construido -up Secciones
Figura secciones miembro 7.2 Tensión
Fin 173 conexiones
(1) Las conexiones finales. Por ejemplo, agujeros de los tornillos reducen la sección de miembro. (2) El miembro puede ser objeto de reversión de la carga, en cuyo caso es susceptible de hebilla porque un elemento de tensión es más delgado que un miembro de la compresión. (3) Muchos miembros de tensión también deben resistir momento, así como carga axial. El momento es debido a la excentricidad de las conexiones finales o para carga lateral en el miembro.
7.2 Las conexiones de extremo Algunas conexiones finales comunes para elementos de tensión se muestran en las figuras 7.3 (a) y (b). Los comentarios sobre los distintos tipos son: (1) Perno o la barra roscada. La fuerza está determinada por el área de la tracción a los hilos. (2) Ángulo único conectado a través de una pierna. La pierna sobresaliente no es totalmente efectiva, y si se utilizan tornillos de la pierna conectado también se debilita por el orificio del perno. Full-strength joints can be made by welding. Examples occur in lattice girders made from hollow sections. However, for ease of erection most site joints are bolted, and welding is normally confined to shop joints. Se necesitan empalmes del sitio para conectar juntos grandes armazones que han sido fabricadas en secciones para la comodidad en el transporte. Se necesitan Tienda empalmes de miembros largos o donde la sección miembro de cambios. Ejemplos de empalmes atornilladas y soldadas en elementos de
POS a ) ro sc a do Ba r
)
t+-+ -
b I Ángulo Conexiones
I
I
I 1
y o
c)
AtornilladoEmpalme
y
Tira de soporte
1 i
_ YO _ _ d) soldada Empalme
Figura 7.3 Las conexiones de extremo y empalmes
174 Tension
7.3 Comportamiento estructural de elementos de tensión 7.3.1 tensión directa El miembro de tensión se comporta de la misma manera que un espécimen de ensayo de tracción. En la región elástica: Tracción ft estrés = PIA Alargamiento 8 = PL / AE donde P = carga en el miembro A = área de la sección transversal L = longitud 7.3.2 La tensión y el momento: análisis elástico (I) Momento alrededor de un eje
Consider the I section shown in Figure 7.4(b), which has two axes of symmetry. If the section is subjected to an axial tension P and moment M. about the XX axis, the stresses are: bx FT-
p i
1P
________ -
fbx Doblado
Direc
Conjunto
b) una sección
Subraya
10
Tensión directa
F ,
f bx
La tensión debido a fl exión del eje X-X
Pt c Interacción Diagrama
Figura 7.4 Análisis elástica: la tensión y el momento alrededor de un eje
175 Tension
Estrés f tracción directa; = PIA Tracción flexión fb estrés. = Max donde Z. = módulo elástico para el eje XX. Los diagramas de estrés se muestran en la Figura 7.4 (b). Definir las tensiones admisibles: pi tensión -direct Pbt—tension due to bending A continuación, la expresión interacción ft ./rbx + -, 1 Pi Pbt da combinaciones admisibles de las tensiones. Esto se muestra gráficamente en la Figura 7.4 (c). Una sección con un eje de simetría puede ser tratado de manera similar. (2) Momento alrededor de dos ejes
Si la sección se somete a tensión axial P y M. momentos y Mi acerca de la XX y YY ejes, respectivamente, las tensiones individuales y tensión máxima son: Esfuerzo de tracción directa F; = P / A Tracción esfuerzo de flexión eje XX fb. = Mx / Z. Tracción esfuerzo de flexión del eje YY fb, = Mi / Z, Esfuerzo máximo Imax = f, +. 4. + Iby
z ,, = módulo de elasticidad para el eje YY. Y Estas tensiones se muestran en las Figuras 7.5 (b) - (d). ft
t
r
p
Y Excentricidad es
b1 directo Estrés
c 1 esfuerzo de flexión X X Axis
una Sección I
Maximum stress
-I--d1 Doblado Estrés S S Ej e
Figura 7.5 (cont. Dorso)
176 Tension Tensión directa
0
La tensión debido a curva en g - X X hacha es
N14
La tensión debido a fl exión del eje -.YY e) Interacción
Diagrama
Figura 7.5 Análisis elástica: la tensión y momentos alrededor de dos ejes
La expresión de interacción para dar combinaciones admisibles de las tensiones es: Li Pt
Pbt
± iby
Pbt
Esto puede representarse gráficamente por el plano en la Figura 7.5 (e). Secciones con un eje de simetría o sin eje de simetría que están libres para doblar alrededor de los ejes principales pueden ser tratados de manera similar. 7.3.3 La tensión y el momento: análisis plástico (1) Momento alrededor de un eje Para una sección con dos ejes de simetría (como se muestra en la Figura 7.6 (a)) el momento es resistido por dos áreas iguales que se extienden hacia el interior desde las fibras extremas. El núcleo central se resiste a la tensión axial. La dis tribución de la tensión se muestra en la figura 7.6 (b) para el caso en que el área de tensión se encuentra en la web. En cargas más altas del área necesaria para apoyar la tensión se propaga a las bridas, como se muestra en la Figura 7.6 (c).. Para resistencia de diseño p ,, la tensión máxima de la sección puede soportar es: P, p = Compresión delMomento
Tensión directa Tension from Moment
Secció n a) Zona Tensión m Web
La tensión axial
Momento El estrés resultante b) Estrés Distributicin
Structural behaviour of tension members 177 Py Py I
t
Compresión
I
_ yo X
X
Tensión directa Tensión Sección
El estrés resultante
c) Zona Tensión propagación a Bridas Tensión 10
Distribución de la tensión elástica Interacción lineal, M / Mcx
F / P,
/Plastic stress
Mni / Mccitl / Mcx
I 0
distribution, Mrx /Mot
Momento
d1 Interacción Diagrama
Figura 7.6 análisis plástico: la tensión y el momento alrededor de un eje
Si tan sólo se aplica momento, la sección puede resistir: Momento Plástico Mcz = AS. y un Momento elástico MEX = PyZx donde Sz = módulo plástico
Z. = módulo de elasticidad Para los valores de tensión FOF menos de P, si el área de la tensión está en la web (como se muestra en la Figura 7.6 (a) la longitud de una banda de soporte F es:
a = Flpyt donde t = espesor del alma. La capacidad de momento reducida en presencia de la carga axial es: TA2 Señora = (Ss - -4) Py
Se necesita una fórmula más complicado para el caso en que la zona de tensión entra en las bridas, como se muestra en la figura 7.6 (b). La curva de la FIP, en contra de
MrzIMcz para una sección que se inclinó sobre el eje
178 Tension
pero un diseño conservador resulta si se adopta la línea recta que une los puntos finales. Esto le da a la expresión interacción lineal: F M. +-=1 Pi donde M. = momento aplicado También se muestra la curva elástica. El aumento de la fuerza debido a la plasticidad es el área entre las dos curvas. En el cálculo de la capacidad de momento reducido es conveniente utilizar un módulo plástico reducida. Este se dio para el caso anterior por: Sr. S. = - ta214 Si la tensión media en toda la sección de la zona A: f = Fl A entonces la fórmula para reducir el módulo plástico se puede escribir después de sustituir para una como: Sr. = S.- A214t n2 donde n = FLPy La expresión es más complicado cuando el área de la tensión se propaga en las bridas. -®©§. los Las soluciones pueden ser encontrados para secciones sometidas a tensión axial y momentos sobre ambos ejes a plena plasticidad. Se han encontrado secciones I c on dos ejes de simetría para dar una superficie de falla convexa, como se muestra en la Figura 7.7. Esta superficie de interacción se construye en términos de: FPIC, Mrx / Mcx, Afry / MCY
donde F = tensión axial P, = capacidad de tensión Capacidad Mal = momento para el eje XX en ausencia de carga axial Sr. = reducida capacidad de momento para el eje XX de la presencia de carga axial Mayo = capacidad de momento para el eje YY en ausencia de carga axial En la práctica, M Cualquier punto A de la superficie de falla da la combinación admisible de carga axial y momentos de la sección puede apoyar.
Tensión
Structural behaviour of tension members 179
Momento XX Plano de Expresión
Momento YY
Diagrama de interacción
Figura 7.7 Análisis de plástico: la tensión y el momento alrededor de dos ejes
Un avión puede extraerse a través de los puntos terminales en la superficie de falla. Esto puede ser usado para dar una expresión de la interacción lineal simplificado y conservadora: F M. M +______+ Y - 1 —
Pt Mcx MCY
donde M, = momento aplicado sobre el eje XX Mis = momento aplicado alrededor del eje YY
7.4 Diseño de miembros de tensión 7.4.1 miembros de tensión cargados axialmente
La capacidad de tensión se da en la Sección 4.6.1 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto es: P = Ad),
Ae = área efectiva de la sección definida en las secciones 3.3.3 y 4.6.2-4.6.4 del código. Desde la Sección 3.3.3, el área efectiva de cada elemento de un miembro está dado por: A. = Kex área de red donde se producen agujeros ...‹, gross area Ke = 1,2 para el Grado 43 y 1.1. para el grado 50 de acero (Área útil = área bruta menos agujeros.) Las pruebas muestran que los agujeros no reducen la capacidad de un miembro en tensión, siempre que la proporción de superficie neta de área bruta es mayor que la relación de resistencia a la fluencia a resistencia a la
180 Tension
7.4.2 Miembros de tensión Ángulo (1)
Ángulos individuales conectados a través de una pierna
Estos pueden ser diseñados de acuerdo con la Sección 4.6.3 del código como miembros cargados axialmente con un área efectiva (ver Figura 7.3 (b)): Ac = al + (3a1) az
3 al + az AL = área de la sección neta de la pierna conectado a2 = área de la sección de la pierna sin conectar (2)
Ángulos dobles conectados a un lado de una cartela
Ae = ai + (_______5 a 1 )
az
5a1 + a2 az (3)Ángulos dobles conectados a ambos lados de una cartela
Si estos miembros están conectados entre sí como se especifica en el código que se pueden diseñar como miembros cargados axialmente utilizando el área neta especifica en la Sección 3.3.2 del código. Esta es el área bruta menos la deducción por agujeros. 7.4.3 miembros tensión con momentos El código establece en las Secciones 4.6.2 y 4.8.1 que los momentos de conexiones de los extremos excéntricos y otras causas se deben tener en cuenta en el diseño. Ángulos individual es, ángulos dobles y secciones T que transportan la tensión directa sólo pueden ser diseñados como miembros cargados axialmente, tal como se establece en la Sección 4.6.3 del código. Diseño de tmiembros Ension con momentos está cubierto en la Sección 4.8.2 del código. Esto indica que el miembro se debe comprobar la capacidad en los puntos de mayor momento usando la expresión interacción simplificada: F M. M ‘yo Adz y M c : M c , donde F = carga axial aplican A, = área efectiva
Mx = momento aplicado alrededor del eje XX Capacidad Mix = momento alrededor del eje XX en ausencia de carga axial M, = momento aplicado alrededor del eje YY MCY = capacidad de momento alrededor del eje YY en ausencia de carga axial.
La expresión interacción se discutió en la Sección 7.3.3 (2) anterior. (Ver Sec? Ción 5.4.2 para el cálculo de Mc. Y MCY). Para la flexión alrededor de un eje de los términos de los otros ejes son eliminados. Una expresión alternativa dada en el código tiene en cuenta convexidad de la superficie de falla. Esto conduce a una mayor economía en el diseño de las secciones de plástico y compactos.
Design examples 181
7.5 Ejemplos de diseño 7.5.1 Ángulo conectado a través de una pierna
Diseño de un solo ángulo de llevar una carga muerta de 80 kN y una carga impuesta de 35 kN. (1)
Conexión atornillada
Carga factorizada = (1,4 x 80) + (1,6 x 35) = 168 kN. Trate de 80 x 60 x 7 ángulo conectado a través de la pata larga, como se muestra en la Figura 7.8 (a). El orificio del perno es de 22 mm de diámetro para tornillos de 20 mm de diámetro. Resistencia de cálculo de la Tabla 6 en el código p ,, = 275 N / mm2: AL = superficie neta de la pierna conectado = (76,5 - 22) 7 = 381,5 mm2 a2 = área de la pierna sin conectar = 56,5 x 7 = 395.5 mm2 Área efectiva 3 x 381,5 _______________ ) 395,5 3 x 381,5 + 395,5 = 675.5 mm2 Tension capacity: A, = 381,5 + (
P1 = 675,5 x 275 / 103- 185,7 kN
El ángulo es satisfactoria. Tenga en cuenta que la conexión requeriría ya sea 3 pernos de 8,8 o 3 No. fricción de agarre 20 mm de diámetro No. grado para soportar la carga. (2)
Unión soldada
Trate de 75 x 50 x 6 L conectado a través de la pata larga (ver Figura 7.8 (b)): a1 = 72 x 6 P1 = 663,6 x 275/103
= 432 mm2 = 182.5 kN
El ángulo es satisfactoria.
35
76.5 BO
7 2
b) Conexión soldada
75
a) Conexión
Figura 7.8 ángulo individual conectada a través de una pierna
182 Tension members
7.5.2 Percha apoyo vigas de pisos
Una alta resistencia Grado colgador 55 de acero que consiste en un 203 x 203 UC 46 lleva las cargas factorizadas de vigas enmarcar en ella y desde el piso de abajo, como muestra en la Figura 7.9 (a). Compruebe la percha en la conexión principal haz piso. La resistencia de diseño de la Tabla 6 de la norma BS 5950: Parte 1 para las secciones de menos de 16 mm de espesor es: p,,= 450 N/mmm2
La sección neta se muestra en la figura 7.9 (b). Para Grado 55 de acero de la sección efectiva es igual a la sección neta. El factor de IC de la Sección 3.3.3 del código es 1,0. Las placas de conexión no se consideran. Compruebe las proporciones limitantes de las bridas utilizando la Tabla 7a en el código: = 0.781 Los valores de b y T se muestran en la figura 7.9 (b). La sección es semi-compacto. La capacidad de momento se calcula utilizando las propiedades elásticas. Esto se puede calcular utilizando los primeros principios, y las propiedades son: Localización del eje centroidal se muestra Área efectiva = 53,1 cm2 Valor mínimo del módulo elástico Z = 365 cm3 120 kN 8.76
4TF 92.84
Todos los
O
11
..
>c
Percha 203x 203x 46UC Grado 55
590k
XI 120k Excentrici dad 457 .152x 74
305x
b I Hanger Sección Net u n a c o n ex i ó n
Figura 7.9 de alta resistencia percha
y a g u j e ro s d e l o s t o rn i l l o s
320
Design examples 183
los aplicado carga axial:
F = (2 x 120) + 590 + 320 = 1.150 kNm El momento aplicado alrededor del eje X1-X1: Mi = (320 + 0,21) + (2 x 120 + 590) 0,0088 = 74,5 kNm suplente en la expresión de interacción: F Mx 1150 x 10 74.5 _____+_____— _______________________________ A.Py Mc; 53,1 x 450 163,35 La percha es satisfactoria.
Problemas 7.1 Un miembro de unión en una armadura de techo se somete a una tensión final de 1.000 kN. Diseñe a este miembro utilizando Grado 43 de acero y una sección igual ángulo. 7.2 Un elemento de tensión en el grado 43 de acero consiste en 2 Nº 150 x 100 x 8 mm ángulos desiguales colocados espalda con espalda. En la conexión, dos filas de aguje ros 2 No. 22 mm de diámetro se perforan a través de las piernas más largas de los ángulos. Determinar la carga máxima a la tracción que puede ser llevado por el miembro.. 7.3 Un miembro de tensión de una armadura pesada se somete a una carga axial y momento flector último de 2.000 kN y 500 kNm, respectivamente. Diseñar una sección de viga universal, adecuada en el grado de acero 43. Suponga que la sección bruta resistirá la carga y el momento. 7.4 Un miembro de unión en un determinado -®©§.
8
Miembros de compresión
8.1 Tipos y usos 8.1.1 Tipos de miembros de compresión Las columnas son elementos verticales de apoyo pisos, techos y grúas en la construcción? Ings. Aunque columnas internas en edificios son esencialmente axia lmente cargados y están diseñados como tal, la mayoría de las columnas son sometidos a carga axial y el momento. El término Algunos tipos de mem compresión? Fibras se muestran en la Figura 8.1. Columnas de construcción serán discutidos en este capítulo? Ter y cerchas y vigas de celosía se tratan en el capítul 9.
Bracing Strut
Columnas de construcción a) Multi- plantas Edifi cio
b I Industrial
edificio
Figura 8.1 Tipos de miembros de compresión
8.1.2 Secciones miembro Compresión Miembros de compresión deben resistir el pandeo, por lo que tienden a ser más robusto, con secciones cuadradas. El tubo es la forma ideal, y a que se muestra a continuación. Estos están en contraste con los miembros de tensión delgados y más compacto y secciones de viga profundas. Laminado, compuestos y secciones urbanizadas se utilizan para las columnas. Columnas universales se utilizan en edificios en los que predomina la carga axial y universal
Tipos y usos 185
vigas se utilizan a menudo para resistir momentos pesados que se producen en las columnas de in? edificios industriales. Ángulos individuales, dobles ángulos, tees, canales y perfiles huecos estructurales son las secciones comunes utilizados para puntalesSoldaduras: en vigas, vigas de celosía y tonificante. Secciones E Filete
Universal Columna
Construid
Caja Columna
a - hasta H-
Columna sables
77
Grúas y construcción de la Columna
L. ,--1
0
Strut Sections for Trusses, Lattices, Girders and Bracing
Figura 8.2 secciones miembro de compresión
8.1.3 Detalles constructivos Detalles constructivos de las columnas en los edificios son: (1) (2) (3) (4)
Viga-columna conexiones; Conexiones casquillo columna; Empalmes de columnas; Bases de columnas.
(1) Viga-columna conexiones capitalización
Típicas conexiones de viga a la columna y las conexiones casquillo columna se muestran en las Figuras 8.3 (a) y (b), respectivamente. (2) Empalmes de columnas
Los empalmes de miembros de compresión se discuten en la Sección 6.1.7.2 de la norma BS 5950: Parte 1. El código establece que cuando los miembros no están preparados para el contacto completo de rodamiento, el empalme debe estar diseñado para transmitir todos los momentos y las fuerzas a las que el miembro se somete. Cuando los miembros se preparan para el contacto completo del empalme debe proporcionar continuidad de la rigidez sobre ambos ejes y resistir cualquier tensión causada por la flexión.
En los edificios de varios pisos empalmes son generalmente ubicados justo por encima del nivel del suelo. Si embistió directamente entre sí los extremos suelen ser mecanizada para el cojinete. Totalmente atornillada empalmes y se utilizan empalmes combinados atornilladas y soldadas. Si la carga axial es alta y el momento no causa la tensión del empalme tiene longitudes de las columnas en posición. Dónde altos m omentos tienen que ser resistido, se puede requerir de alta resistencia o pernos de fricción de agarre o un empalme soldado toda su fuerza. Algunos empalmes de columna típicos se muestran en la
a) d e l a v ig a f le xi b le de Cor recc io ne s d e co lu m n a
b) Columna
do)
GorraCarriec tt complementos
ColumnaLos empalmes
Figura 8.3 Columna detalles constructivos
(3) bases de columnas
Bases de columna se discuten en la Sección 8.10.
Cargas en miembros de compresión 187
8.2 Cargas en miembros de compresión -®©§.
Tech o Was hing
L L
Elevació
IC
_____I
______IA
1 1_________
Axial Carg a
Asimétrica Cargas
IB
1_____I
I
Plan a) Columna en Multi - pisosBuildings Eccentricity
Tec ho
Ruedas Oleada
Column
Carga
Las cargas de la grúa
b Columna I en una Ind ustrial edificio Tec ho
Techo Pisos
1
Moments
4 Marco de muchos niveles c) Edifi cios Frame Identifi cación del Rig
Figure 8.4 Loads and moments on compression members
Wind Portal
188 Compression members
In industrial buildings loads from cranes and wind cause moments in columns, as shown in Figure 8.4(b). In this case the wind is applied as a distributed load to the column through the sheeting rails. En marco rígido momentos de construcción se transmiten a través de las juntas de las vigas a la columna, como se muestra en la Figura 8.4 (c). Diseño del marco rígido está fuera? Lado del alcance de este libro.
8.3 Clasificación de las secciones transversales La misma clasificación que se establece para las vigas en la Sección 5.3 se utiliza para los miembros de compresión. Es decir, para evitar el pandeo local, limitando proporciones para bridas y webs en compresión axial se dan en la Tabla 7 BS 5950: Parte 1. Las proporciones para las secciones de columna laminados y armados se muestran en la Figura 8.5 b
16
13
t
HSección Columna
Universa l Column
Caja Columna
LimitandoDimensiones SecciónEscribe
Elemento
Sección compa cto
Semi - Sección compacto
8,5 6
9 -5 c
15 e
7.5 c
8.5 c
13 e
238
25e
El plastico Sección
Elemento Outstand de ala comprimida
Arrollado b/T . Soldada b / T 4
Elemento interno de compresión brida
Soldada b/T
Sujeto Web
Arrollado d / T .
286
Soldada
39e
to
compresión
en todo
e
.
d/T .4
286
(275 / Py 1 ° 5
To d o s l o s e l e m e n t o s d e c o m p re s i ó n d e b i d o a l a c a rg a a x i a l
Figura 8.5 proporciones limitantes para las secciones de columna laminados y armados
8.4 miembros de compresión cargados axialmente
Axially loaded compression members 189
pedestal falla por aplastamiento o aplastamiento, como se muestra en la Figura 8.6 (a). La carga P squash, en cuanto a la resistencia de diseño es: Py = p, A donde A = área de la sección transversal Una columna largo o delgado falla por pandeo, como se muestra en la figura 8.6 (b). La carga de rotura es inferior a la carga de squash y depende del grado de esbelta? Ness. La ma yoría columna práctica fallar por pandeo. Por ejemplo, una columna universal bajo carga axial falla en pandeo por flexión alrededor del eje YY más débil (véase la Figura 8.6 (c)).. The strength of a column depends on its resistance to buckling. Thus the column of tubular section shown in Figure 8.6(d) will carry a much higher load than the bar of the same cross-sectional area. -® ©§.
1 Aplastant e
Pandeo
Dirección de brotación
H
1
a) Columnaa WO
c) universal
b)
Column
Colum na
• d ) B a r r a y Tu b o d e a l g ú n á r e a
Figura 8.6 Comportamiento de los miembros en compresión axial
8.4.2 teoría puntal básico (1) carga de Euler Considere una columna recta pin de composición. El valor crítico de carga
Axially loaded compression members 190
Inicial posición
I I
Final posición
Inicial posición
I I
Final posición
P
PE a) Inicialmente Heterosexual
b) Eje con Initial
c) Strut con Fin
Curvatura
Excentricidad
Puntal Euler carga
d Columna I Sección Figura
8.7 Casos de carga para puntales
dada una pequeña deflexión y, como se muestra en la Figura 8.7 (a). La ecuación de equilibrio es: E4d2y / dx2 = - Py
Esto se resuelve dar al Euler o menor carga crítica. PE = n2E / y / L2 En términos de estrés la ecuación es: IE2E ir 2 PE = (L / ry) 2 A2
donde Ly = momento de inercia alrededor del eje YY menor L = longitud del puntal P = carga axial
ry = radius of gyration for the minor axis YY =(/y/A)o.5
Axially loaded compression members 191
pE = Relación PE / A = Euler
crítica estrés A = esbeltez = Llry La esbeltez A es la única variable que afecta a la tensión crítica. En la carga crítica del puntal está en equilibrio neutro. La deflexión central no estádefinida y puede ser de grado ilimitado. La curva de la tensión Euler contra esbeltez para una sección de la columna universal se muestra en la Figura 8.9.
(2) Strut con curvatura inicial En la práctica, las columnas no son generalmente recta, y el efecto de fuera de la rectitud en la fuerza se estudia en esta sección. Considere un puntal con un doblado curvatura inicial en una onda sinusoidal medio, como se muestra en la figura 8.7 (b). Si la deflexión inicial en x de A es yo y el puntal y desvía más bajo carga P, la ecuación de equilibrio es:
Eld2ylcix 2 = P (y + años), donde la deflexión y = sen (nxIL) Si 60 es la deflexión inicial en el centro y 0,5 la deflexión adicional causada por P, entonces se puede demostrar mediante la resolución de la ecuación de equilibrio que: —
(5 °
(PE / P) 1 La tensión máxima en el centro del puntal está dada por: P
P (6 ,, + b) h Pmax- A +_________
4 donde h se muestra en la Figura 8.7 (d).
A = área de la sección transversal ry = radio de giro para el eje YY h = la mitad de la respiración brida La ecuación para la tensión máxima se puede escribir: Pr = Pc 14 _1
bc.h
I
1+ (PE/P.)—
rye
El valor de pc, la limitación de la fuerza a la que la tensión máxima es igual a la resistencia de diseño, se puede encontrar mediante la resolución de esta ecuación y n e s el factor de Perry. Esto se redefine en términos de esbeltez. (Ver Sección 8.4.3 (2) a continuación. La curva de resistencia de diseño también se discute en esta sección.)
Axially loaded compression members 192
(3) Puntal descentrada
Most struts are eccentrically loaded, and the effect of this on strut strength is examined here. A strut with end eccentricities e is shown in Figure 8.7(c). If y is deflection from the initially straight strut the equilibrium equation is: EI 1: 12y / dx2 = - P (e y) Esto se puede resolver para dar la fórmula secante para limitar stress.6 Estudios y pruebas teóricas muestran que el comportamiento de un puntal con la excentricidad final es similar a la de una con curvatura inicial. Así, los dos casos se pueden combinar con el factor de Perry, teniendo en cuenta tanto las imperfecciones. 8.4.3 comportamiento puntal y de la fuerza de diseño (1) Las tensiones residuales prácticos Como se señaló anteriormente, en general, puntales prácticos no son rectas y la carga no se aplica de forma concéntrica. Además, laminado y las secciones de puntal soldadas tienen tensiones residuales que están encerrados en cuando la sección se enfría. Un patrón típico de tensión residual para una sección H-laminada en caliente se muestra en la Figura 8.8. Si la sección se somete a una carga Tensión
Compresión
a ) Re s i d u a l S t re s s Pa t t e rn
Compression
L
Residual
Elastic Core Termi na Rastic
Stress
Esfuerzo aplicado
Tensión combinada b) Pro pa ga c i ó n de Re n di mi e n to
Figure 8.8 Residual stresses
Axially loaded compression members 193
flexión la rigidez de la sección, que ahora se basa en el núcleo elástico, como se muestra en la figura 8.8 (b). El efecto sobre el pandeo alrededor del eje YY es másgrave que para el eje XX. Estudios y pruebas teóricas muestran que el efecto de las tensiones residuales puede tenerse en cuenta al ajustar el factor de Perr (2) pruebas de columna y resistencias de diseño
Un amplio programa de pruebas de la columna se ha llevado a cabo, lo que ha demostrado que se requieren diferentes curvas de diseño para: (1) Diferentes secciones de la columna; (2) La misma sección pandeo sobre diferentes ejes; (3) Las secciones con diferentes espesores de metal. For example, H sections have high residual compressive stresses at the ends of the flanges, and these affect the column strength if buckling takes place about the minor axis. ®©§®©§eresultados. los constante I se define por:
El valor A. da el límite a la meseta sobre la que la resistencia de diseño p, controla la carga del puntal. La constante de una Robertson se asigna diferentes valores para dar las diferentes curvas de diseño. Por secciones H pandeo alrededor del eje menor a tiene el valor 5.5 para dar la curva de diseño (c) (Cuadro 27 (c)). Una selección de la tabla puntal se da en la Tabla 25 en la norma BS 4950: Parte 1. Por ejemplo, para los laminados y armados en H con espesores de metal de hasta 40 mm se utilizan las siguientes curvas de diseño: (1) Pandeo alrededor del eje principal XX-curva (b) (Tabla 27 (b)). (2) Pandeo de la curva de YY-eje menor (c) (Cuadro 27 (c)). La resistencia a la compresión se da por la raíz más pequeña de la que se derivó la ecuación anterior para un puntal con curvatura inicial. Este es:
P.= API + (g + 1) PEP2
Las curvas de Euler subrayan pE y limitar el estrés o la resistencia a la compresión p, para una sección de la columna H laminado pandeo alrededor del eje de menor importancia se muestran en la Figura 8.9. Se puede observar que los puntales cortos fallan en la resistencia de diseño mientras que los delgados se acercan a la tensión crítica d e Euler. Para puntales intermedios, la compresa? Fortaleza ive es una cota inferior a los resultados de la prueba, como se señaló anteriormente. Compresió
194
Compression members
fortalezas para puntales para las curvas a, b, c y d se dan en las Tablas 27 (a) - (d) en BS 5950: Parte 1. 300 27 Dess.n
str. .th
24d
200
Euler
EE
curva
zz en-
Código
Puntal Curva
C
100
s wE u
r—
,
al
\IIIIIIIIiiiiiiiii.................._
co .•< 0
100
200
300
350
Esbeltez X
Figura 8.9 Curvas de fuerza Strut
8.4.4 longitudes efectivas (I) Consideraciones teóricas
La longitud real de un miembro de compresión en cualquier plano es la distancia entre las restricciones posicionales o direccionales eficaces en ese plano. Una restricción posicional debe estar conectado a un sistema de arriostramiento que habría de hacerlo capaz de resistir 1% de la fuerza axial en el miembro contenida. Ver cláusula 4.7.1 de la norma BS 5950.. La columna real se sustituye por una columna de pin de composición equivalente de la misma fuerza que tiene una longitud efectiva:
LE = KL donde L = longitud real y K = relación longitud efectiva donde K es para ser determinado a partir de las condiciones finales.
-®©§ Las longitudes teóricas eficaz para los casos estándar se muestran en la Figura 8.10.6 Tenga en cuenta que para el caso en voladizo y la influencia del punto de inflexión se encuentra fuera de la longitud del puntal.
Axially loaded compression members 195
.1 Fin Fijado
Fixed End
Pin fijo
Fijo gratuito
Extremos fijos Sway
Cifra 8.10 Figure effective lengths
(2) Code definitions and rules La longitud efectiva se define en la Sección 1.2.14 de la norma BS 5950: Parte 1 como la longitud entre los puntos de restricción efectiva de un miembro multiplicado por un factor a tener en cuenta las condiciones finales y de carga. Longitudes efectivas para los miembros de compresión se establecen en la Sección 4.7.2 del código. Esto indica que para los miembros que no sean ángulos, canales y secc iones T la longitud efectiva deberá determinarse a partir de la longitud real y en contra? Condiciones de restricción en el plano correspondiente. El código especifica: (1) Que los elementos de contención que llevan más de 90 por ciento de su capacidad de momento después de la reducción de la carga axial se tomarán como incapaz de proporcionar la restricción direccional. (2) Tabla 24 se utiliza para condiciones estándar de moderación. (3) Apéndice DI se utiliza para puntales en los edificios de una sola planta de construcción simple (ver sección 8.6). (4) Apéndice E se utiliza para los miembros que forman parte de un marco con las articulaciones rígidas. Las longitudes efectivas normales LE se dan en Tabla 24 del código. Algunos valores de esta tabla para varias condiciones extremas, donde L es la longitud real son: (1) Effectively held in position en ambos extremos Restrained in direction at both ends LE = 0,7 L Parcialmente restringido en la dirección at both ends LE = 0,85 L No restringido en la dirección en cada extremo LE = (2) Un extremo celebró efectivamente en posición y restringido en la dirección. Otro final no mantiene en su posición Parcialmente restringido en la dirección LE = 1,5 L Not restrained in direction LE = 2,0 L El lector debe consultar la tabla en el código para otros casos. Tenga en cuenta el caso del puntal extremo fijo, donde se indica la longitud
196 Compression members
8.4.5 Esbeltez
La esbeltez A se define en la Sección 4.7.3 del código como: LE
Longitud efectiva A- Radio de gi ro sob re el eje relevante r
El código establece que, para los miembros que resisten cargas distintas a la carga del viento, A no debe superar los 180. casos de carga de viento se tratan en el Capítulo 9 de este libro. 8.4.6 Resistencia a la compresión
La resistencia a la compresión de un puntal se define en la Sección 4.7.4 de la norma BS 5950: Parte 1 como: (1) Secciones de plástico, compacta o semi-compactas: Pc = AGPC (2) Secciones delgadas: Pe = Asp, donde Ag = área de la sección bruta se define en la Sección 3.3.1 del Código. pc = resistencia a la compresión de la sección 4.7.5 y en las Tablas 27 (a) - (d) del código.
= Resistencia a la compresión de las secciones delgadas como se define en las secciones 3.6 y 4.7.5 del código. Diseño 8.4.7 Columna
Diseño de la columna es indirecta, y el proceso es el siguiente (las tablas mencionadas son, en el código): (1) Se selecciona el tipo de acero y sección. (2) El py resistencia de diseño se toma de la tabla 6. (3) La longitud efectiva LE se calcula utilizando la Tabla 24 para el aire extremo apropiadocondiciones. (4) La esbeltez A se calcula para el eje correspondiente. De serie ta ma ño en
254 x 254 universal columnaaa
203 x 203 universal column
152 x 152 universal column
Mass per metr e in Kg
167 132 107 89 73 86 71 60 52 46 37 30 23
Resistencias de compresión en kilonewtons para longitudes efectivas en metros 3 2
2.5
5230 4160 3360 2790 2350 2570 2130 1820 1600 1410 1030 825 632
4990 3960 3200 2650 2230 2400 1,980 1700 1480 1310 910 727 552
3.5
4
5
6 8
4730 3750 3020 2510 2110 2220 1830 1560 1360 1200 787 627 472
4460 3530 2840 2360 1970 2030 1670 1410 1230 1080 671 533 397
4180 3300 2650 2200 1830 1830 1510 1270 1100 968 568 450 334
3590 2820 2260 1860 1550 1460 1200 995 865 757 411 325 239
3010 2360 1880 1550 1270 1150 943 778 676 590 306 241 177
2080 1620 1,280 1060 860 740 605 494 1429 374 —
10
3580 1140 909 742 602 — — — —
—
—
Axially loaded compression members 197
(5) los curva de puntal se selecciona de la Tabla 25. (6) La resistencia a la compresión se lee desde la parte apropiada de las Tablas 27 (a) - (d). (7) La resistencia a la compresión P, se calcula (véase la sección 8.4.6 anterior). Para un diseño P segura, simplemente debe exceder la carga aplicada, y se necesitan ensayos sucesivos para obtener un diseño económico. Tablas de carga se pueden formar para dar la resistencia a la compresión para las varias secciones para diferentes valores de longitud efectiva. Tabla 8.1 da resistencias de compresión para algunas secciones de columna universales. Tamaños de las columnas se pueden seleccionar de lastablas en la Guía de la BS 5950: Parte 1: 1985, Volumen 1, Propiedades de sección, Capacidades miembros, Constrado. Un programa de ordenador para el diseño de la columna se da en el capítulo 11 de este libro. 8.4.8 Ejemplo: Columna universales Un plan de parte de una planta de oficinas y la elevación de la pila de la columna interna A se muestran en las Figuras 8.11 (a) y (b). Las cargas de techos y pisos son los siguientes: Techo Carga muerta (total) = 5 kN / m2 Loa Impuestad = 1,5 kN / m2 Pisos Carga muerta (total) = 7 klsi / m2 Imposed load = 3 Kini / m2 Techo ____________
I____
B1
B1
m i
N co 81
B1 1 s .) C o
B1
B1
I 6 R 0 c 7 )
0 0.
v,
a) Plano de distribución Parte
1._-: 228w
2:8w 1
6 m
7 6 metro
111 4w
Beam B1
Beam B2 Cargas c I Beam
Figura 8.11 Columna ejemplo de diseño
198 Miembros de compresión
Diseño columna A por sólo carga axial. El peso propio de la columna, incluyendo la protección contra incendios, se puede tomar como 1 kN / m. El techo y piso de acero tienen el mismo diseño. Utilice Grado de acero 43. En el cálculo de las cargas en las longitudes de columna, las cargas impuestas pueden reducirse de acuerdo con la Tabla 2 de la normaBS 6399: Parte 1. Esto está permitido, ya que es poco probable que todas las plantas estarán a plena carga. Los valores de la tabla so: Número de plantas llevada por miembro 1
Reduction in imposed load (%)
0 10 20
2 3
El techo es considerado como un piso para fines ajuste de cuentas. Las losas para el suelo y el techo son prefabricados losas Spanning unidireccionales. Las cargas muertas e impuestos se calculan por separado. Techo
B1
1.11111FOM se IN g
Muerto carga
kN
u
w = 5 kN / m2
n
2 No B1 114 2 No B2 114 Peso propio 4
d o
Total
2
Impuesta kN cargaReducción
0%
10%
w = 1,5 kN / m 34.2 34.2
232
20%
2
30.8 30.8
27.4 27.4
68.4
Diseño de carga = (1,4 x 232) + (1,6 x 68.4) segundo2
Yo Peso 4 kN
w = 7 kN / m2 2 No 2 B1 B2 No Peso Total
434.2
w = 3,0 kN / m2 61.6 61.6
159 .6 159 555.2
54.7 54.7
184.8
Diseño de carga = (1,4 x 555,2) + (1,6 x 184.8)
107. 1er piso
Total diseño load
1073
B1
w = 7 kN / m2 2 No B1 2 No B2 Peso propio
62
Self Weight 5 kN
Total
w = 3,0 kN / m2 159.6 159.6 5.0 879.6
Diseño de carga = (1,4 x 879,6) + (1,6 x 273.6)
20
7. Bas Figura 8.12 Columna males de diseño
54.7 54.7 273.6 1669
(1) Cargando
Axially loaded compression members 199
Cuatro vigas de piso están soportados en la columna A. Éstas se designan como B1 y B2 en la figura 8.11 (a). Las reacciones de estas vigas en términos de una carga uniformemente distribuida se muestran en la Figura 8.11 (c): Carga en viga B1 = 7,6 x 3 x 10 = 22,8 kN w donde w es la carga distribuida uniformemente. Las cargas muertas e impuestas deben calcularse por separado con el fin de presentar a los diferentes factores de carga. El peso propio de la viga B2 se incluye en la reacción de la viga Bl. La carga de diseño en la columna se puede ajustar como se muestra en la Figura 8.12. Las cargas de diseño son necesarios justo por encima de la primera planta, el segundo piso y la base.
(2) Diseño Columna (1) Longitud = Top Techo a segunda carga Diseño piso = 434,2 kN Trate de 152 x 152 UC 30 A = 38,2 cm2; ry = 3.82 cm Resistencia de cálculo py = 275 N / mm 2 (Tabla 6), donde espesor de corte es inferior a 16 mm. Si las conexiones de viga son el tipo cizalla discute en la Sección 5.8.3, donde se permite el giro final, la longitud efectiva, en la Tabla 24: LE = 0,85 x 4000 = 3400 mm Esbeltez A= 3400/38.2 = 89 Para un espesor de la sección H laminado en menos de 40 mm de pandeo alrededor del eje YY menor, utilice la Tabla 27 (c): Pc Resistencia a la compresión = 144 N / mm2 Pc resistencia a la compresión = 144 x 38,2 / 10 = 550,1 kN Las conexiones de empalme de la columna y la viga baja a nivel del segundo piso se muestran en la Figura 8.13 (a). La sección neta en el empalme se muestra en la Figura 8.13 (b) con 4 agujeros No. 22 mm de diámetro. La sección es satisfactoria. (2) Intermediate length—first floor to second floor. Design load = 1073 kN. Try 203 x 203 UC 46. A = 58,8 cm2; ry = 5.11 cm
p ,, = 275 N / mm2 = 3.400 / 51,1 = 66,5 Pc = 188 N / mm2
Pa = 188 x 58,8 / 10 = 1105.4kN La sección es satisfactoria. (3) Bottom longitud de la base a la primera planta. Diseño de
Axially loaded compression members 200
4 no. 220 152x 152 x 30 UC 152 x 152 x30 UC b 1 Sección neta al empalme
2Suelo
82
En
8
c ) S e cc i ó n a t F l o o r Be a m Beam no muestra B1 a ) E m p a l m e y S u e l o M a n g a C o n ex i o n e s
Figura 8.13 Columna detalles de la conexión
La brida es de 14,2 mm de espesor. La resistencia de diseño de la Tabla 6 en el código es py = 275 N / mm2 Las conexiones de viga no restringen la columna en dirección a nivel del primer piso. La base puede ser considerada fija. La longitud efectiva se toma como: LE = 0.85 x 5.000 = 4250 mm = 4250/64.6 = 65.8 pc = 189,4 N / mm2 (Cuadro 27 (c))
= 92,9 x 189,4 / 10 = 1759.5 kN The section selected is satisfactory. The same sections could have been selected from Table 8.1. 8.4.9 urbanizada columna: Diseño
Los dos tipos principales de columnas construidas de placas de hierro son las secciones H y la caja que se muestran en la Figura 8.2. La clasificación de las secciones transversales se da en la Figura 8.5. Por secciones transversales de plástico, compactos o semi-compactas la capacidad de compresión local se basa en la sección bruta. Los estados de código en la sección 4.7.5 que la fuerza py diseño para secciones fabricadas por soldadura es ser el valor de la Tabla 6 reducido en 20 N / mm2. Esto tiene en cuenta las tensiones residuales graves y la posible distorsión debida a la soldadura.
Axially loaded compression members 201
Secciones delgadas se tratan en la sección 3.6 del Código. La capacidad de estas secciones está limitada por pandeo local y están a tomarse las resistencias de diseño de la siguiente manera: (1) Flanges. The design strength for a slender flange is to be reduced by the factor given in Table 8 of the 10 Elemento (mordedura)- 3 21 Elemento (BITE) - 7 (2) Webs. Los estados de código en la sección 3.6.3 de que la resistencia de diseño p ,, para bandas sometidas a momentos y cargas axiales debe ser tal que se cumplan las porciones que limitan Pro? Para una sección semicompacto. Esto da: where d/t = width/thickness ratio for the web The code specifies in Section 4.7.5 that the compressive strength P. depends on: (1) Esbeltez A basado en la sección bruta; (2) Resistencia de cálculo p, reducida para la fabricación soldada y esbeltez, si es necesario, en los términos indicados. (3) Curva puntal Relevante seleccionado de la Tabla 25. El valor de pc se puede tomar de las Tablas 27 (b), (c), (d) o calcula a partir de la fórmula en el apéndice C. 4.8.10 Ejemplo: Columna urbanizada
Determinar la resistencia a la compresión de la sección de la columna se muestra en la Figura 8.14. La longitud efectiva de la columna es de 8 m y el acero es de Grado 43. c,
O ON
O
X
.4
15
2
Figura 8.14 columna H urbanizada
(1) Bridas
The design2strength from Table 6 for plate 30 mm thick p, = 265 N/mm . Reducing by 20 N/mm2 for a welded section gives: py= 245 N/mm2 e = (275/245)" = 1.059
202 Compression members
Flange b outstand = 442.5 = 14,75 t Haciendo referencia a la Tabla 7, la brida es delgado. La resistencia de diseño para el outstand delgado se reducirá por el factor de la Tabla 8: 10 10 Factor de reducción del estrés = bl (Te) - 3 [442.5 / (30 x 1.059)] - 3 = 0.915
Reducción py resistencia de diseño = 245 x 0,915 = 224,2 N / mm2 (2) Web
Este es un elemento interno en compresión axial. py = 275-20 = 255 N / mm2 Factor de reducción de estrés = 21 / [(840/15 x 1.038) - 7] = 0,42 Reducida resistencia de diseño p ,, = 255 x 0,42 = 107,1 N / mm2 (3) Propiedades de la sección y esbeltez Área bruta = (2 x 30 x 900) + (84 x 15) = 6.66 x 104
mm2 ly = (60 x 9003/12) + (web negligencia) = 3.645 x 102 mm4
ry = [3.645 x 109/6.66 x 104]"= 233.9 mm
= 8000 / 233.9
= 34.2
(4) Pc Resistencia a la compresión para las bridas
De la Tabla 25 la mesa puntal a utilizar es 27 (c) de la sección H soldado con la placa de hasta 40 mm de espesor. La resistencia a la compresión se calcula P. partir de la fórmula en el Apéndice C: Fuerza Euler PE-n2 x 205 x 103 -1.729,8 N / mm2 34.22 Robertson constantea = 5.5 (curve (c)) La limitación de esbeltez A. = 0,2 (n2 x 205 x 107,5 = 19,0
224.2 Factor de Perry n = o.00l x 5.5 (34.2 - 19,0) = 0,0836
Axially loaded compression members 203
(5) Compresión pc fuerza para la web
El cálculo es similar a la de las bridas en (4) anterior. Pc = 98,4 N / mm2 (6) Resistencia a la compresión de la columna 2 x 30 x 900 x 204,8 x 15 x 840 98,4 Ordenador personal103 103 = 11.059,2 + 1.239,8 = 12.299 kN 8.4.11 columnas cerrados con caja: Diseño (1) Requisitos generales
Carcasa de concreto sólido actúa como protección contra incendios para las columnas de acero y las asistencias de la carcasa en la realización de la car ga y la prevención de la columna de pandeo alrededor del eje débil. Reglamentos que rigen el diseño se establecen en la Sección 4.14 de BS 5950: Parte 1 . La columna debe cumplir con los siguientes requisitos generales: (1) Los steel section is either a single-rolled or fabricated I or H section with equal flanges. Channels and compound sections can also be used. (Refer to the code for requirements.) (2) La sección de acero no debe exceder de 1000 mm x 500 mm. La dimensión 1,000 mm está en la dirección de la web. (3) Se deben hacer conexiones estructurales primarios de la sección de acero. (4) La sección de acero es sin pintar y libres de suciedad, grasa, óxido, etc. (5) The steel sección está encerrado en concreto de al menos grado 20, con BS 8110. (6) La cubierta en el acero es ser no menos de 50 mm. Las esquinas pueden ser achaflanados. (7) El hormigón se extiende en toda la longitud del miembro y es bien compactado. (8) La carcasa está reforzado con barras de no menos de 5 mm de diámetro a una distancia contenido máximo? De 200 mm para formar una jaula de enlaces cerrados y barras longitudinales. El refuerzo es pasar a través del centro de la cubierta, como se muestra en la Figura 8.15 (a). (9) La longitud efectiva no exceda de 40 aC, 100 6,21d o 250 r, el que sea el menor, donde bc = anchura mínima de carcasa sólida do = profundidad mínima de carcasa sólida r = radio mínimo de giro de la sección de acero. (2) Resistencia a la compresión The design basis set out in Section 4.14.3 of the code is as follows: (1) The radius of gyration about the YY axis shown in Figure 8.15, r y should
(2) La resistencia a la compresión P, es Pc = (Ai + 0.45jA,) p,
Cubra 4 50 1 I
s e
203.9
Y1
Y 0
_•
•
0
X -X 203 x 203x 52 UC
METRO•
Bares y ltinta s
Y Núcleo de acero
_ •
310
Y
Y
ser 4. b.100
a) Sección Entubado 0
Y
Figura 8.15 columna Entubado
b) Columna entubado. Ejemplo
8.4.12 Example: cased column -® ©§ Las propiedades de la sección de acero son:
Bcam columns 205
por the cased section:
ry = 0.2 x 310
= 62 mm 0,2 (203,9 + 150) = 70,78 mm
Debido a que la columna está entubado largo, la longitud efectiva se ha tomado de la Tabla 24 como 0,7 de la longitud real: Effective length LE = 0.7 x 4200
= 2940mm
La longitud efectiva LE que no exceda es: 40ser = 40 x 310 100 abeja / dc
=12400 mm = 100 x 310
250r = 250 x 51,6 Esbeltez A = 2940/62
= 12 900 mm = 47.4
= 3100 mm
La resistencia de diseño de la Tabla 6, A. = 275 N / mm2. Para pandeo sobre YY, seleccione la curva (c) de la Tabla 25. Resistencia a la compresión de la Tabla 27 (c):
pc= 225.2 N/mm2 The gross sectional area of the concrete: Ac= 310 x 310=96 100mm2 Resistencia a la compresión de la sección de entubado: Pc = (66.4 x 102 + 0,45 x 25 x 96 100 \ 225.2 275 ) 103 = 1495.3 + 885.3 = 2380.6 kN Esto no quiere superar la capacidad puntal corto: PC = (66,4 x 102+ 0,25 x 25 x 96 100 \ 275 275 ) 103 = 1826 + 600,6 = 2426.6 kN La resistencia a la compresión es 2380.6 kN.
8.5 Beam columns 8.5.1 Comportamiento general (1) Clasificación de Conducta
Como ya se ha indicado al principio de this capítulo, la mayoría de las columnas son sometidos a momento de flexión, además de la carga axial.
Doblar - Tensión
Carga axial - Compresión
X __________________x
Doblar - Compresión
a) Columna universal
b) Plastic Stress Distribution B e n d i n g a b o u t XX a xi s
My MCY
10 M r x M RY M x M i MCY MCY Mc, MCY
c) Las curvas de interacción para Universal Doblado XX y YY Ejes
d) La interacción de superfi cies Biaxial Doblado Plasticidad completa
Figure 8.16 Short-column behaviour
y la sujeción lateral, en su caso, siempre. El comportamiento se puede clasificar en los siguientes cinco casos: Caso 1 Una columna corta sometido a carga axial y flexión uniaxial sobre cualquiera de los ejes o flexión biaxial. Si no se produce generalmente cuando se alcanza la capacidad plástica de la sección. Nota limitaciones establecidas en (2) por debajo. Caso 2 Una columna esbelta sometido a carga axial y flexión uniaxial sobre el eje mayor XX. Si la columna se apoya lateralmente contra el pandeo alrededor del eje YY menor fuera del plano de flexión, la columna fal la por pandeo alrededor del
eje XX. Esto no es un caso común (véase la figura 8.17 (a)). A bajas cargas axiales o si la columna no es muy delgado se forma una bisagra de plástico al final o punto de momento máximo Case 3 A slender column subjected to axial load and uniaxial bending about the minor axis YY. The column does not require lateral support and there is no buckling out of the plane of bending. The column fails by buckling about the YY axis. At very low cargas axiales que alcanzarán la capacidad de flexión para eje YY (véase la figura 8.17 (b)).
Bcam columns 207
Rótula plástica puede
Las restriccio nes
M1 X
a) Momentos en XX Eje Pandeo restringida
b) Momentos en AA Eje Sin Restricción
acerca de AA Eje
X
X
• 6
Desviació n
c) Momentos en XX Eje Sin Restricción
Desviación X
d) Moments about XX and YY Axes No Restraint
Figure 8.17 Slender columns subjected to axial load and moment
Caso 4 esbelta columna sometido a carga axial y axial uniaxial flexión alrededor del eje mayor XX. Esta vez la columna no tiene soporte lateral. La columna falla debido a unacombinación de la columna pandeo alrededor
del eje YY y pandeo lateral, donde la sección de la columna giros, así como desviar en los planos XX y YY (véase la figura 8.17 (c)).
Caso 5 Una columna esbelta sujetos a carga axial y flexión biaxial. La columna no tiene soporte lateral. El fracaso es la misma que en el casoanterior, pero 4 de pandeo eje menor por lo general tienen el mayor efecto. Este es el caso de carga general (véase la figura 8.17 (d)). Algunos de estos casos se analizan en más detalle a continuación. (2) la falta de corta columna El comportamiento de columnas cortas sometidos a carga axial y el momento es el mismo que para miembros de tensión sometidos a cargas idénticas. Esto se discutió en la Sección 7.3.3 La distribución de la tensión de plástico para flexión uniaxial se muestra en la Figura 8.16 (b). La capacidad de momento para las secciones de plástico o compactos en la ausencia de la carga axial está dado por:
M. Sp = ,, 1.2 Zp ,, (véase la Sección 4.2.5 de la norma BS 5950: Parte 1), donde S = módulo de plástico para el eje correspondiente Z = elastic modulus for the relevent axis. Las curvas de interacción para carga axial y flexión alrededor de los dos ejes principales se muestran por separado IRS Figura 8.18 (a). Tenga en cuenta el efecto de la limitación de la capacidad de flexión para el eje YY. Tstos
F = carga axial aplicada P, = py A, la carga de squash Mrx = reducida capacidad de momento alrededor del eje XX en presencia de la carga axial Capacidad Mai = momento alrededor del eje XX en ausencia de carga axial
MrY = reducida capacidad de momento alrededor del eje YY en presencia de la carga axial Mayo capacidad = momento alrededor del eje YY en ausencia de carga axial.
Expresiones de interacción lineales pueden ser adoptados. Estos son:
FI Pc +
=1
y FI Pc + MyIM ,,, = 1 donde Mx = momento aplicado alrededor del eje XX
Mis = aplican momento alrededor del eje YY. Esta simplificación da un diseño conservador. De plástico y H compacto secciones sometidas a carga axial y flexión biaxial se encuentran para dar una superficie de falla convexa, como se muestra en la Figura 8.18 (a). En cualquier punto A en la superficie de la combinación de loa axial.
Bcam columns 209
A plane drawn through the terminal points of the surface gives a linear interaction expression: F M, M y = 1 Pc Mcx MCY Esto resulta en un diseño conservador. (3) La falta de esbeltas columnas Con finas columnas, efectos de pandeo deben tenerse en cuenta. Estos son eje menor pandeo de carga axial y pandeo lateral de momentos aplicados sobre el eje mayor. El efecto de momento gradiente también debe ser considerado. Axial Load, F/ Pc
Mayo MCY
YY Eje un fracasoSuperficies
Un z 0
). = 50 b) El incumplimiento
Contornos
Figure 8.18 Failure surfaces for slender beam: columns
A . 100
Todas las imperfecciones, curvatura inicial, excentricidad de aplicación de la carga y las tensiones residuales afectan al comportamiento. Las condiciones finales tienen que ser tomadas en cuenta en la estimación de la longitud efectiva. Soluciones teóricas se han derivado y se compara con resultados de la prueba. Superficies de falla para de sección H columnas trazadas desde el enfoque más exacto que figura en el código se muestran en la Figura 8.18 (a) para varios valores de esbeltez. Contornos de fallo se muestran en la Figura 8.18 (b). Estos representan cotas inferiores a comportamiento exacto. Las superficies de falla se presentan en los siguientes términos: Slenderness A=0
—FIP : M IM : M Ordenador personal; -rx, - cx, - IRJ MCY A = 50, 100 -F1: Pc, Max / Mcx; Mayo / MCY
Some of the terms were defined in Section 8.5.1(2) above. New terms used are:
M,x= maximum buckling moment about the XX axis in the presence of axial load
Los siguientes puntos son de notar. (1) MCY, la capacidad de momento alrededor del eje YY, no se somete a la restriction 1.2 pyZy. (2) En carga axial cero, esbeltez no afecta a la resistencia a la flexión de una sección H alrededor del eje YY. (3) En valores altos de esbeltez el momento resistencia al pandeo Mb alrededor del eje XX controla la capacidad de momento para el curvado alrededor de ese eje. (4) Como los aumentos de esbeltez, las curvas de fallo en el F / PC, eje YY cambio de plano de convexa a cóncava, que muestra el creciente dominio de pandeo eje menor. Para fines de diseño los resultados se presentan en la forma de una expresión interacción, y esto se discute en la siguiente sección. 8.5.2 procedimiento de diseño Código El procedimiento de diseño de código para los miembros de compresión con momentos se expone en la Sección 4.8.3 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto requiere que los siguientes dos cheques que se llevarán a cabo: (1) Verificación de la capacidad local; y (2) Verificación general de pandeo. En cada caso se dan dos procedimientos. Estos son un enfoque simplificado y una más exacta. Sólo el enfoque simplificado será utilizado en los ejemplos de diseño en este libro.
(1) Control de la capacidad local El miembro debe ser comprobado en el punto de mayor momento de flexión y carga axial. Esto es generalmente en el extremo, pero podría estar dentro de la altura de lacolumna si también se aplican cargas laterales. La capacidad es controlada por rendimiento o pandeo local. (Pandeo local se consideró en la Secció 8.3.)
Bcam columns 211
los relación de interacción para secciones transversales semi-compactas y delgadas y el enfoque simplificado para secciones compactas dadas en la Sección 4.8.3.2 del código es:
F M. M _____+____+_____Y 1 Arpy Mc. MCY
donde F = carga axial aplican
Ag = área de la sección transversal bruta M. = momento aplicado sobre el eje mayor XX Yo. = Capacidad de momento sobre el principal eje XX en ausencia de carga axial Mis = aplican momento alrededor del eje YY menor Mayo = capacidad de momento alrededor del eje YY menor en ausencia de carga axial. A more rigorous interaction relationship for plastic and compact sections is given in the code. This is based on the convex failure surface discussed above and gives greater economy in design. (2) Control general de pandeo La relación de interacción simplificada estar satisfecho se da en la cláusula 4.8.3.3.1 del código. Este es:
F mM. mM _____+____+ ________1 A d y, M b p y Z y donde m = equivalente factor de momento uniforme de la Tabla 18 en el código Mb = pandeo capacidad de momento la resistencia sobre el eje mayor XX Zy = módulo elástico de la sección de YY eje menor El valor para Mb se determina utilizando los métodos establecidos en la Sección 5.5 de este libro (que trata de pandeo lateral de vi gas). Una aproximación más exacta se da también en el código. Esto utiliza las superficies convexas de fallo descritos anteriormente 8.5.3 Ejemplo de diseño de la columna de haz A arriostradas columna de 4,5 m de longitud se somete a las cargas finales factorizadas y Mo? Mentos alrededor del eje XX, como se muestra en la Figura 8.19 (a). La c olumna se mantiene en posición pero sólo parcialmente restringido en la dirección en los extremos. Compruebe que un 203 x 203 UC (1) Column-section classification Design strength from Table 6 See Figure 8.19(b) Flange bIT= 101.95/12.5
py = 275 N / mm2 = 1,0 =8.156 <8.5
212 Compression members
Dlt Web = 160,8 / 8,0 Haciendo referencia a la Tabla 7, las bridas son de plástico y la banda semi-compacto. 880
kN 3S kNm
d = 160 8
•
T=12
0
Moments aplicado a ce rc a X X E j e
b) Ensayo Sección 12 kNm 886 kN Una longitud de la columna I
y Cargas
Figura 8.19 Viga columna de ejemplo de diseño
(2) Propiedades cheque capacidad sección local de 203 x 203 UC 52 son: A = 66,4 cm2;
Z ,, = 510 cm3;
x =15.8;
u = 0,848
r, = 516 cm
S. = 568 cm3
Capacidad Momento alrededor del eje XX: Mc] = 275 x 568/193
= 156,2 kNm
880 x 1035 La sección es satisfactorio con respecto a la capacidad local.
(3) Verificación general de pandeo La longitud efectiva de la Tabla 24: LE = 0,85 x 4500 = 3825 Esbeltez) = 3825 / 51,6 = 74,1. De la Tabla 25 seleccione Tabla 27 (c) para el pandeo alrededor del eje YY. De
Eccentrically columnas cargadas en los edificios 213
está restringido lateralmente y contenida contra la torsión, pero parcialmente libre para girar en el plan: Longitud efectiva LE = 0,85 x 4500 = 3825 mm Esbeltez A = 74.1 La relación de momentos en los extremos: / I = 12/35 = 0,342 De la Tabla 18 el equivalente uniforme factor de momento m = 0,697. El factor n = 1,0. La esbeltez equivalente: = 0.848—buckling parameter for H section N = 0.5—for uniform section with equal flanges x = 15.8-torsional índice A / x = 74.1 / 15.8 = 4.69 v = factor de 0,832-esbeltez de la Tabla 14 ALT = 0.848 x 0.832 x 74.1 = 52.2 U
From Table lithe bending strength: Pb = 232.7 N/mm2 Buckling resistance moment: Mb = 232,7 x 568/103 = 132,1 kNm expresión Interacción: 880 x 10______________________________________________________ 66.4 x 172.8 132.1 La sección también es satisfactoria con respecto al pandeo global.
8.6 columnas descentrada en edificios 8.6.1 excentricidades de conexiones Las excentricidades que se utilizarán en el diseño de la columna en la construcción simple para viga y truss reactions are given in Clause 4.7.6 of BS 5950: Part 1. These are as follows: (1) Para una viga soportada sobre una placa de tapa de la carga debe ser tomado como que actúa en la cara de la columna o el borde de la empaquetadura. (2) Para un techo sobre una placa de tapa de la excentricidad puede despreciarse siempre y cuando se utilizan conexiones simples. (3) En todos los demás casos, la carga debe ser tomado como que actúa a una distancia desde la cara de la columna igual a 100 mm o en el centro del rodamiento rígido, lo que da la mayor excentricidad.
214 Compression members
a ) de la v iga a l a co l umna C o me cti o n
b) Truss de conexión Columna
100
Excentricida d Si ng ul a r i da de s d p a r a B e a m - C o l um na Conexiones
c) Beam Supported on Bracket
Figura 8.20 excentricidades para las reacciones finales
8.6.2 Momentos en columnas de construcción sencilla El diseño de columnas se establece en la Sección 4.7.7 del código. Los momentos de arco calculan utilizando las excentricidades que fi guran en la Sección 8.6.1 anterior. Para las columnas de varios pisos efectivamente continuas a los empalmes, el momento neta aplicada en cualquier nivel puede él dividido entre longitudes encima y por debajo en proporción a la rigidez 1/1 de cada longitud. Cuando l a relación de la rigidez no exceda de 1,5 los momentos que pueden dividirse por igual. Estos momentos no tienen ningún efecto en los niveles superiores o inferiores a aquella en que hayan ARC aplican.. The following interaction equation should he satisfi ed for the overall buckling check:
F 114, _____ + __ +M,
X LT = 0.5L/ry / = moment of inertia of the column about the relevant
Columnas cargadas Fcrentrically en edificios 215
L = di stanc i a entre ni vel es en l os que están restr i ng i d os am bos ej es
= Radio de giro sobre el eje menor = Fuerza de compresión en la columna Otros términos se defi nen en la Sección 8.5.2.
Columna de esquina en un edificio: 8.6.3 Ejemplo
El plan parte de la planta y el acero de techo para un edificio de oficinas se muestra en la Figura 8.21 (a) y una elevación de la columna de la esquina se muestra en la Figura 8.21 (b). El techo y el piso loadng es el siguiente: Roof —total dead load = 5 kN / m2 carga impuesta = 1,5 kN / m2 Carga muerta Suelo-totales = 7 kN / m2 7 6m Techo _____
I
E
SegundoRugido 0 E
0 vs 0.
[
PrimeroPiso
0
(/)
E
Base
a ) I ke y Pla n Ro o r
b) [ma l di t a Pi l a
Figura 8.21 Corner columnas ejemplo de diseño
El peso propio de la columna, incluyendo la protección contra incendios, es de 1,5 kN / m. Los haces externos llevan a las siguientes cargas debido a paredes de ladrillo y cubierta de hormigón (que incluyen peso propio): Techo haces de parapeto y carcasa = 2 kN / m Vigas paredes de suelo y la cubierta = 6 kN / m Las losas de hormigón armado para el techo y los pisos son de ida losas abarcan? Cación en la dirección indicada en la figura. Diseñar la columna de la esquina del edificio utilizando Grado de acero 43. De acuerdo con la Tabla 2 de la norma BS 6399: Parte 1, las cargas impuestas pueden reducirse de la siguiente manera: One floor carried by member —no reduction
216 Compression members
Dos plantas realizadas por el miembro de reducción -10% Tres plantas realizadas por reducción miembro-20% El techo se cuenta como un piso. Tenga en cuenta que la reducción sólo se tiene en cuenta en la carga axial en la columna. La carga impuesta completo en esa sección es tomada para el cálculo de los momentos debido a las reacciones haz excéntricos. (1) Carga y reacciones a vigas de pisos
Techo Carga muerta B1= (5 x 3,8 x 1,5) + (2 x 3,8) Carga impuesta = 1.5 x 3.8 x 1.5 Carga muerta B2 = 5 x 3,8 x 3 Carga impuesta = 1,5 x 3,8 x 3 Carga muerta B3 = (0,5 x 57,0) + (2 x 3) carga impuesta = 0,5 x 17,1
= 36,1 kN = 8,55 kN = 57,0 kN = 17,1 kN = 34,5 kN = 8,55 kN
Reacciones en kN
Al Beam Marcar Números
36 1 8 55
1 8 55
Muerto Impuesta
62 7 17 1
62 7 17 1
61
570 17 1
82
81
0 1.57 1
57.0
79.81 342
79.8 34.2 82
Muerto
17 1 34.51 8.55
Muerto Impuesta
79.8
I m p u e s t a 34.2 134 5 8 55
Muerto Impuesta
Seam Roof
57.91 171 Vigas de pisos
bl techos y pisos Beam
157-9 17.1
Eccentrically loaded columns in buildings 217
Pisos 131 Peso muerto = (7 x 3,8 x 1,5) + (6 x 3 0,8) = 62,7 kN Imposed load = 3 x 3.8 x 1.5 = 17,1 kN Carga muerta B2 = 7 x 3,8 x 3 = 79,8 kN Carga impuesta = 3 x 3,8 x 3 = 34.2 kN Carga muerta B3 = (0,5 x 79,8) + (6 x 3) = 57,9 kN Carga impuesta = 0,5 x 34,2 = 17.1 kN Las reacciones de haz de techos y pisos se muestran en la Figura 8.22 (b). (2) Las cargas y momentos en los niveles de techos y pisos La carga en el techo, segundo piso, primer piso y la base se calcula a partir de los valores que se muestran en la Figura 8.22 (b). Los valores de la carga impuesta se calculan por separado, por lo que las reducciones permitidas se pueden hacer y los factores de carga adecuados para la carga muerta y ha impuesto introducido para dar las cargas de diseño y momentos. Los momentos debido a las excentricidades de las reacciones de techo y viga baja se basan en los siguientes tamaños asumidos para las longitudes de las columnas: Techo de segundo piso -152 X 152 UC, donde la inercia que es proporcional a 1,0 segundo piso al primer piso -203 X 203 UC, donde la inercia que es proporcional a 2.5 Primer piso a la base -203 X 203 UC where la inercia I es proporcional a 2,5 Además, se supondrá inicialmente que los momentos en los niveles de piso se pueden dividir entre las longitudes de columna superior einferior en proporción a la rigidez que se basan en las relaciones de inercia dados anteriormente. No se requieren los valores reales. La división de los momentos se hace de la siguiente manera: (1) Conjunto al segundo nivel del suelo Columna superior longitud rigidez ILL = 1/4 = 0,25 Longitud-rigidez columna inferior de E / L = 2,5 / 4 = 0.625 Si M es el momento debido a la reacción de la viga baja excéntrica entonces el momento en la longitud de la columna superior es: Mu = [0,25 / (0.25 + 0.625)] = 0,286 M M Momento en la longitud de columna inferior es: ML = (1-0,286) M = 0.714 M (2) Conjunto en el primer nivel It will be assumed that the same column section will be used for the two lower lengths. Hence the' moments of inertia are the same and the stiffnesses are inversely proportional to the column lengths. Columna superior longitud rigidez = 01.04 = 0.25 Bajo la columna longitud rigidez = 01.05 = 0.20 La rigidez de la longitud doe columna superiors no exceda 1,5 veces la rigidez de la longitud inferior. Por lo tanto los momentos pueden ser divididos en partes iguales entre las longitudes superiores e inferiores. Las excentricidades de las reacciones de la viga y las cargas de las columnas
218 Compression members
§ a.
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Eccentrically loaded columns in buildings 219
(3) Diseño Columna Techo de segundo piso
Refiriéndose a la Figura 8.23, la carga de diseño y momentos a nivel del techo son: Axial carga F = (1,4 x 70,6) + (1,6 x 17,1) = 126,2 kN Momento Mz = (1,4 x 6,07) + (1,6 x 1,51) = 10,92 kNm My=(1.4 x 6.35)+(1.6 x 1.51)=11.32kNm Trate de 152 x 152 UC 30, cuyas propiedades son:
A = 38,2 cm2; ry = 3,82 cm; Z. = 221.2 cm3 Zy = 73,06 cm 3; Si = 247,1 cm 3; Sy = 111,2 cm3 Las conexiones de viga del techo y las dimensiones de la sección de columna se muestran en la Figura 8.24 (a). 152 x152 x30 UC
8mm Placa
x
200 mm pernos Sección de la columna >Conex io ne s viga del te cho a ) Co l umna - Te cho de Se gundo Pi so
203,, 201,46 UC
20mm 0 bolts C o n ex i o n e s F l o o r B e a m b)
Columna - Segundo piso a la base
Figura 8.24 Conexiones de columnas y dimensiones de la sección
220 Compression members
los Verificación de la capacidad local: Capacidades Momento para los ejes XX e YY son: Af .. = 247,1 x 275/103
= 67,95 kNm
Mcy= 111.2 x 275/103
= 30,58 kNm
Interacción expresión: 38.2 x 275 67.95 24.10 La sección es satisfactoria. Verificación general de pandeo: La columna se mantiene eficazmente en posición y parcialmente restringido en la direc? En ambos extremos. De la Tabla 24, la longitud efectiva es: LE = 0,85 x 4000 = 3400mm
2 = 3,400 / 38,2 = 89
De la Tabla 27 (c) Pc = 144 N / mm 2
La carga axial en el centro de la columna es = 126,2 + (3 x 1,4) = 130,4 kN El momento de resistencia al pandeo Mb se calcula utilizando la Sección 4.7.7 del código: ALT = 0.5 x 4000/38.2
= 52.35
Pb = 232,2 N / mm2 (Cuadro 11) Mb = 232.2 x 247.1 / 103 = 57,4 kNm expresión Interacción: 130.4x 10 10.92 11.31 x 103 __________+_______+_____________________ 38,2 x 144 57,4 x 275 73,06 The section is satisfactory. SecondFloor a la base
Entubado columnas sometidos a carga axial y el momento 221
M. = (1,4 x 5,84) + (1,6 x 1,73) = 10,94 kNm Mr = (1,4 x 6,33) + (1,6 x 1,73) = 11,63 kNm Trate de 203 x 203 UC 46, cuyas propiedades son: A = 58,8 cm2; ry = 5,11 cm; Local capacity check: The floor beam connections and column section dimensions are shown in Figure 8.24(b). The section is plastic and p1 = 275 N / mm2 Las capacidades de momento son: = 136.8 kNm Mcy= 1.2 x 151.5 x 275/103= 50.0 kNm Interaction expression: 58,8 x 275
136,8 50,0
Verificación general de pandeo: A = 0,85 x 5000/51 = 83,2
Pc = 155,2 N / mm2 (Cuadro 27 (0) Carga axial en el centro de la columna: = 562,76 + (1,4 x 3,75) = 568,01 kN ALT = 0,5 X 5000 / 51,1 = 48,9
Pb = 240.6 N/mm2 - Table 11 3 Mb = 240.6 x 497.4/10 = 119.6 kNm Interaction expression: 58.8x155.1_____________________________________________________ La sección es satisfactoria.
8.7 columnas cerrados con caja sometidos a carga axial y momento 8.7.1 Código desigrequisitos n El diseño de los miembros entubados sometidos a carga axial y momento en que se establece en la Sección 4.14.4 de la norma BS 5950: Parte 1. El miembro debe
F. = fuerza de compresión debido a la carga axial Pc, = resistencia a la compresión de un puntal entubado con cero esbeltez (véase la sección 4.8.11) Mx = momento aplicado alrededor del eje XX Mis = aplican momento alrededor del eje YY Mc, = capacidad de momento de la sección de acero alrededor del eje XX M, = capacidad de momento de la sección de acero alrededor del eje YY (2) resistencia al pandeo donde la resistencia Pc = compresión (véase la sección 4.8.11) m = factor de momento uniforme equivalente Mb = pandeo momento de resistencia calculado utilizando el radio de giro r ,, para una sección de entubado.
8.7.2 Ejemplo Una columna de longitud 7 m se somete a las cargas y momentos factorizadas como se muestra en la Figura 8.25. Diseñar la columna usando Grado 43 de acero y Grado 30 concreto. Try 203 x 203 UC 60, the properties of which are: rx = 8.96 cm, u = 0,847,
ry = 5.19cm, x =14.1
1200 kN
320
610kN a) Columna y Cargas
b) Entubado
Figure 8.25 Cased column: design example
Sección
Lado columna de un edificio industrial de una sola planta 223
La sección es de plástico y resistencia de diseño py = 275 N / mm2. El entubado sección de 320 mm x 320 mm se muestra en la Figura 8.25 (b).
(I) de verificación de la capacidad Los términos para la expresión de interacción en la Sección 8.7.1 (1) anterior se calculan: . Pc = (75,8 + 0,25 X 30 x 322) 275 a 2.852 kN
275
0
Mcx = 652 x 275/103 = 179,3 kNm Interacción expresión: 1200
85
Esto es satisfactorio.
(2) resistencia al pandeo Para la sección ry entubado = 0.2 x 320 = 64 mm. Se toma el puntal que se celebrará en la posición y parcialmente restringido en la dirección en los extremos: LE = 7,000 x 0,85 = 5,950 mm (Cuadro 24) . = 5950/64 = 93,0 pc = 137 N/mm2 (Table 27(c)) P, = (75.8+ 0.45 x 30 x 322)137 1727 kN 275
) 10
De la Tabla 18, para / 3 = - 51/85 = - 0,6: m = 0,43 .1. =93.0 (same as above)
Alx = 93/14.1 = 6.59 v = 0.746 (Table 14) ALT = 0,847 x 0,746 x 93 = 58,7 PB = 216,3 N / mm2 11) Mb = 216,3 8.8(Cuadro La columna lateral de un xedificio industrial de una sola planta
8.8.1 Arrangement and loading The cross section and side elevation of a single-storey industrial building are
224 Compression members
mostrado en las figuras 8.26 (a) y (b). Se asumen las columnas que se fija en la base y clavado en la parte superior, y actuar voladizos parcialmente apoyados en la resistencia a cargas laterales. La parte superior de la columna se llevó a cabo en la dirección longitudinal por el miembro aleros y aparatos ortopédicos, como se muestra en la vista lateral. La carga sobre la columna se debe a: (1) Carga muerta e impuesta desde el techo y la carga muerta de las paredes y la columna; y (2) Carga de viento en el techo y las paredes. La carga en el techo consiste en (1) Carga muerta debido a las láminas, paneles de aislamiento, correas y el peso de la armadura y el aparato ortopédico. Esto es aproximadamente 0,3 hasta 0,5 kN / m2 en la longitud de la pendiente de la cubierta; y (2) Impuesta carga debido a las cargas de nieve, montaje y mantenimiento. Esto se da en BS 6399: Parte 1 como 0,75 kN / m2 en área del plan. The loading on the walls is due to sheeting, insulation board, sheeting rails and the weight of the column and bracing. The weight is approximately the same as for the roof. The wind load depends on the location and dimensions of the building. The method of calculAting la carga de viento se toma de CP3: Capítulo V: Parte 2. Esto se muestra en el siguiente ejemplo
a ) Sección a trav és del e difi cio
Y
b Elev atio n 1 Si de c) Side
Cciumn
Figure 8.26 Side column in a single storey industrial building -
La columna lateral de un edificio industrial de una sola planta de 225 revestimiento, correas braguero,
Láminas carriles revestimien to
Viento
`Columna
R a ) mue rt a s y ca rga s i mpue st a s
Cargas de viento
Resultante
cargas Vi
H2-Hi
N2
Ni
2 R1
H2-Hi
2 Rhode Island c 1 v i e nt o m Te c h o
R2 Marco dl de svia da
Yo viento Techo A partir del viento
Vien to
t. Columna y Wall
e) viento en lamentos
f 1 Column Loads
Figura 8.27 Cargas en la columna lateral de un edificio industrial El detalle y diagramas para el cálculo de la carga y mo? Mentos en la columna se muestran en la Figura 8.27, y los siguientes comentarios se hacen en estas cifras. (1) Las cargas muertas e impuestas dan una R reacción axial en la base de la columna (véase la figura 8.27 (a)). (2) El viento en el techo y las paredes se muestra en la Figura 8.27 (b). Puede haber una presión o succión en la ladera de barlovento, dependiendo del ángulo de la pendiente. Las reacciones de viento en el techo sólo se muestran en la figura 8.27 (c). La elevación resulta en reacciones verticales R1 y R2.
226 Compression members
La línea horizontal se supone es una reacción a ser dividida en partes iguales entre las dos columnas. Esto es 0,5 (H2 - H1), donde H1 y H2 son las componentes horizontales de las cargas de viento en las laderas del techo. (3) El viento en las paredes hace que el marco para desviar, como se muestra en la Figura 8.27 (d). La parte superior de cada columna se mueve por la misma cantidad S. El pi viento y p2 encada pared, tomada lo más uniformemente distribuida, tendrá diferentes valores, y esto resulta en una fuerza P en el cordón inferior de la cercha, como se muestra en la figura 8.27 (e). El valor de P se puede encontrar igualando deflexión? Nes en la parte superior de cada columna. Para el caso donde pi es mayor que P2, hay un P de compresión en el cordón inferior::
Esto da P = 3L (P1- P2) / 16 donde 1 = momento de inercia de la columna alrededor del eje XX (lo mismo para cada columna) E = módulo de Young L = altura de la columna.
(4) La carga resultante sobre la columna se muestra en la Figura 8.27 (f), donde el punto de carga horizontal en la parte superior es: H = P + (H2 - H1) /2 Los momentos de las columnas se deben enteramente a la 8.8.2 Procedimiento de diseño Columna carga de viento.
(1) Clasificación de la Sección Vigas universales se utilizan a menudo para estas columnas, donde la carga axial es pequeño, pero en el momento debido al viento es grande. Refiriéndose a la Figura 8.28 (a), (1) Flanges are checked using Table 7 of the code where limits for bIT are given, where b = flange outstand as shown in the figure T = espesor de la brida (2) Webs están en compresión axial combinado y flexión. La clasificación se puede comprobar con la Tabla 7 y la Sección 3.5.4 del código. Por ejemplo, a partir de la Tabla 7 para bandas generalmente una sección de plástico tiene el límite: donde d = profundidad clara de web t = espesor de la web a = 2ye/d donde vosotros = distancia desde el eje neutro de plástico para el borde de la web conectado a la brida de compresión. Esto depende de la carga axial.
227 Compression members Columna lateral para una sola planta, cuenta industrial 227 (2) Longitud efectiva para la compresión axial
Longitudes eficaces para columnas en voladizo conectadas por vigas del techo se dan en el Apéndice D del BS 5950: Parte 1. Las copas deben mantenerse en posición longitudinal inalmente por aleros miembros conectados a una bahía
a ) Se cció n Co l umna Sin Restricción Restricción cerca Centro b) Columna Conditions
L aced Member
Estancias de Láminas Rail
c) Ap o y o l a t e r a l pa r a l a C o l um na
Figura 8.28 secundarios características de diseño de columna Dos casos se muestran en la Figura 8.28 (b): (1) Columna sin restricciones: Eje XX LE = 1,5 L Eje YY LE = 0,85 L. Si la base no está fijada de manera efectiva alrededor del eje YY: LE = 1.0L (2) Column with restraints:
The restraint provides lateral support against buckling about the weak axis: Eje XX LE = 1,5 L Eje YY LE = 0,85 L1 o L2, el que sea mayor. El sistema de retención se proporciona a menudo por un miembro de encaje o permanece de un carril de láminas, como se muestra en la Figura 8.28 (c). (3) Longitud efectiva para calcular el momento de resistencia a
pandeo que la longitud efectiva de la brida de compresión se calcula usando secciones 4.3.5,
4.3.6 y las Tablas 9 y 10 de la norma BS 5950: Parte 1, y las longitudes efectivas de los dos casos que se muestran en la Figura 8.28 (b) son: (1) Columna sin restricciones (Tabla 10): La columna se fija en la base y restringido lateralmente y a la torsión en la parte superior. Para carga normal LE = 0,5 L. Nótese qu e el código especifica en este caso que el factor de momento m uniforme y esbeltez de corrección de factor n se deben tomar como 1,0. (2) Columna con restricciones: This is to be treated as a beam and the effective length taken from Table 9: LE = 0.85 L1 or 1.0 L2 en el caso de muestras. (4) Diseño de Columna En el momento en la columna se debe al viento y controla el diseño. La inflación de carga combin? Es entonces muertos, más impuesto, más la carga de viento. El factor de carga de la Tabla 2 del código es yt = 1,2. Los siguientes dos cheques son necesarios en el diseño:
(1) Verificación de la capacidad local en la base; y (2) Verificación general de pandeo. El procedimiento de diseño se muestra en el ejemplo que sigue. (5) La deflexión en la tapa de la columna La deflexión en la tapa de la columna no debe exceder el límite dado en la Tabla 5 de tque codificar para un edificio de una sola planta. El límite es de elevación / 300. 8.8.3 Ejemplo: Diseño de una columna lateral Una sección a través de un edificio de una sola planta se muestra en la Figura 8.29. Los marcos son en 5 m centros y la longitud del edificio es 30 m. Las columnas están puestas en la parte superior y se fijaron en la base. La carga es la siguiente: Techo: medida de la carga muerta en pendiente láminas, paneles de aislamiento, correas y armadura impuesto de carga medido en el plan Paredes: láminas, paneles de aislamiento, rieles de laminación Columna: estimado
= 0,45 kN / m2 = 0,75 kN / m2 = 0,35 kN / m2 = 3,0 kN
Carga de viento. Esto está tomado de CP3, Capítulo V: Parte 2. La carga de viento se expone a continuación, donde se dan todos los datos necesarios en relación con el edificio. Determinar las cargas y momentos en la columna lateral y diseñar el mem? Ber utilizando Grado de acero 43. Tenga en cuenta que la columna se toma como no siendo apoyado lateralmente entre la parte superior y la base. (1) cargas de columna y momentos Muerto y la carga impuesta Carga Techo muertos = 10 x 5 x 0,45 x 10,77 / 10 = 24,23 kN Carga -imposed = 10 x 5 x 0,75 = 37,5 kN Paredes = 6 x 5 x 0,35 = 10,5 kN Columna = 3,0 kN Carga total en la base = 75,23 kN Carga de viento Ubicación-noreste de Inglaterra velocidad del viento Básico V = 45 m / s factor de Topografía S1 = 1.0 Planta rugosidad 3. La ubicación es en las afueras de una ciudad con obstrucción? Nes de hasta 10 m de altura. Tamaño Clase Edificio B. La mayor dimensión horizontal o vertical no exceda de 50 m.
Altura hasta la parte superior del techo Altura hasta la parte superior de las From Table 3 Roof Paredes Factor de Estadística Design wind speed Roof V, = 0,74 x 45 Paredes Vs = 0.668 x 45
H = 10 m H=6m S2 = 0.74 S2 = 0,668 S3 = 1.0 = 33,3 m / s = 30.06 m / s
Presión dinámica Techo q = 0,613 x 33.32 / 103 Paredes q = 0.613 x 30.062 / 103
= 0,68 kN / m2 = 0.554 kN/m2
The external pressure coefficients C„ for the roof and walls taken from Table 8 and 7, respectively, are shown in Figure 8.30(a). The values are for the wind angle a = 0 degrees to cause moments in the columns and for a roof slope of 22 degrees. La presión interna coeficientes C, 1 para el caso en que sólo hay una probabilidad despreciable de una apertura dominante se producen durante un a tormenta severa se toman del Apéndice E del código. El valor crítico para el diseño viene dada por la más onerosa de los valores de + 0,2 o - — 0.3.
Plan
- 0 3 2 1 1
Presión
19 04 kN 8 -31kN
Coeficientes
kN •13.2
/- 0 4
0 7 3 2 k
6.64kN 16.62kN
y
. . .
3 , 6
N 6
Cargas de Viento b ) Lo s c o e fi c i e n t e s d e p re s i ó n y c a rg a s d e v i e n t o
P 3 42
P=0313 02 •• Vi e n to e n l a s p a re d e s
Figura 8.30 coeficientes de viento-presión y cargas Los coeficientes de presión para la construcción se muestran en la Figura 8.30 (b). La carga de viento normal a la paredes y el techo de pendiente está dado por: W= 5 qL (Cp.— Co) L = altura de la pared o la duración de la pendiente de la cubierta q = presión dinámica para paredes o pendientes de techo.
Figura 8.30 coeficientes de viento-presión y cargas
Los coeficientes de presión para la construcción se muestran en la Figura 8.30 (b). La carga de viento normal a la paredes y el techo de pendiente está dado por: W= 5 qL (Cp.— Co)
L = altura de la pared o la duración de la pendiente de la cubierta q = presión dinámica para paredes o pendientes de techo . La columna lateral de un edificio industrial de una sola planta 231
Las cargas de viento también se muestran en la Figura 8.30 (b). Las cargas normales resultantes en el techo y las partes horizontales y verticales resueltas se muestran en la Figura 8.30 (c). La reacción Caso del viento Columnaa
Internal Pressure
Barlovento
Internal
Sotavento
Muerto
124.23
124.23
Impuesta
139.5
137.5
Viento
118.36
Viento Pared Column
8.31
113.5
7 0
.
6.64
2 .
/1.36 6
113.5
/37.73
Impuesta
t37.54
137.5
i 18.36
i 19.72
Momento del viento
/37.73
1,13.5
16.6
..._
37.73
/37.5
{1,36 __.)32.64
...._ , 4 2 6 .35
137.5
12.72
3.97 - -.-
2.87
Muerto
Wind
124.23
137.5
3 8
Leeward
124.23
119.72 0
Succión
Vientoward
13.51
1
1.66
37.73 37.5
2.72 18.84
J25.1
Lo a d s a r e i n k N , M o m e n t s a r e i n k N o
Figure 8.31 Summary of loads and moments
Cargas horizontales nocionales Para asegurar la estabilidad, la estructura está marcada para una carga horizontal nocional de conformidad con la cláusula 2.4.2.3 de la norma BS 5950: Parte 1. La fuerza teórica de las cargas del techo se toma como el mayor de: 1 por ciento de las cargas muertas por coeficientes = 0,01 x 1,4 x 24,23 = 0,34 kN o 0,5 por ciento de la carga muerta factorizada más la carga impuesta verticales
= 0.005 [(1,4 x 24.23) + (1,6 x 37,5)] = 0,5 kN Esta carga se aplica en la parte superior de cada columna y se toma para actuar simul? Neamente con 1,4 veces los muertos y 1,3 veces las cargas verticales impuestas.
232 Compression members
La carga de diseño en la base es
P = (1,4 x 37.73) + (1,3 x 37,5) = 101,57 kN El momento es: M=0.5 x 6=3.0 kNm Las condiciones de diseño para este caso son menos graves que los de la combin? Ación muertos + impuesto + cargas de viento.
(2) El diseño de columna La condición de diseño rngximum es para el caso de carga al viento de aspiración interna para la columna de barlovento. La combinación de carga está muerto, más impuestos, más las cargas de viento.
Verificación de la capacidad local (véase la Sección 8.52) Carga de Diseño= 1,2 (37,73 + 37,5 -1,36) = 88,64 kN Momento Diseño = 1.2 x 32.64 = 39,17 kNm Trate de 406 x 140 UB 39, cuyas propiedades son: A = 49,4 cm2; S. = 721 cm3; Z ry = 2,89 cm; x = 47,4
Ix=12452 cm` Check the section classification using Table 7. The section dimensions are shown in Figure 8.32: Py fortaleza Diseño = 275 N / mm2 (Tabla 6) Factor s = 1.0 se 70 gu 9
Soporta carga rz / axial
63
X i
X1 \\ El plastico eje neutral
Figura sección 8.32 Columna
Diseño carga axial = 88,64 kN Longitud del web soportar la carga de la resistencia de diseño: 88,64 x 103 275x6.3_____- 51.1mm
Lado columna para una sola planta edificio industrial eje neutro 233 El plástico es 25.55mm desde el centro, como se muestra en la Figura 8.32: Yc = (359.6 / 2) + 25.55 = 205.3 mm
x = 2 x 205,3 / 359,6 = 1,14 _______________________79 t 6.3 0,4 + (0,6 x 1,14) - 72 (Plastic) La capacidad de momento alrededor del eje XX: Mcx = 275 x 721/103 = 198,22 kNm 88,64 x 10 39,17 49,4 x 275 + 198,22 La sección es satisfactoria. (3) Verificación general de pandeo Resistencia a la compresión
Ai = 1.5 x 6000 / 158.5 = 56.78 Ay=0,85x6000/28.9 P. = 52,1 Nmm2 (Cuadro 27 (0) Pandeo momento de resistencia LE = 0,5 x 6,000 = 3,000 (Tahle 10) Cuando se usa esta tabla, m = n = 1
A = 3000 / 28,9 = 103,8 Use the conservative approach in Section 4.3.7.7 of the code:
Pb = 146,8 N / mm2 de la Tabla 19 (b) de A = 103,8 y x = 47,4
Mb = 146,8 x 721/103 = 105,8 kNm Expresión Interacción 49,4 x 52,1 105,8 La sección es satisfactoria. La esbeltez supera 180 para la próxima lisección ghtest. 2,87 x 103 x 60
(3) 003 6-8x205x103x12452x1043x205x103x12452x104
= 17,57 -8,09 = 9,48 mm La columna es satisfactoria con respecto a la deflexión.
234 Compression columns
8.9 Crane columns 8.9.1 Tipos Tres tipos comunes de columnas de grúas utilizadas en la construcción de una planta industrial? Ings se muestran en la Figura 8.33. -Estos son: (I) Una columna de sección uniforme que lleva la viga de la grúa en un soporte. (2) Una columna de la grúa atada. (3) Una columna compuesto fabricado a partir de dos vigas universales o construye a partir de la placa. Sólo el diseño de una columna uniforme utilizado para las grúas de luz será discutido aquí. Tipos (2) y (3) se utilizan para las grúas pesadas.
Cargas de la grúa . 11 -• •• •
Y _______
un uniforme
b) Laced
Compuesto c1
Figura 8.33 Tipos de columnas de la grúa
8.9.2 Cargando Un marco de edificio que lleva una grúa se muestra en la Figura 8.34 (a). La carga del gancho se coloca en la medida de lo posible a la izquierda para dar la carga máxima en la columna. Las cargas de construcción, grúas y de viento se muestran en la figura en (b), (c) y (d), respectivamente. 8.9.3 Marco de acción y análisis Con el fin de determinar los valores de momentos en las columnas debe ser considerado el bastidor en su conjunto. Considere el bastidor mostrado en laFigura 8.34 (a), donde las columnas son de sección uniforme fijado en la parte superior y se fija en la base. Se discuten los casos de carga separado.
Crane columns 235
Minimum hook enfoque una sección
Viento en el tejado
Roof dead imposed Crane viga
Crane wheel load Surge
Cladding 1 • Chapas carriles
Columna
b) Carga Muerto y
Deva nar Walls
Cargas c grúa
d) Cargas de Viento
Impuesta
Figura 8.34 Cargas en las columnas de la grúa
(1) Las cargas muertas e impuestas Las cargas muertas e impuestas desde el techo y las paredes se toman como acción axial en la columna. La carga muerta de la vigade la grúa provoca momentos, así como carga axial en la columna. (Véase el caso de carga de la rueda de la grúa a continuación. (2) carga de las ruedas de la grúa Vertical Las cargas de las ruedas de la grúa verticales causan momentos, así como carga axial en cada columna. Los momentos aplicados a cada columna sondesiguales, por lo que los vaivenes del marco (como se muestra en la Figura 8.35 (a)) y una fuerza P se transmite a través de la cuerda inferior. Considere la columna ABC en la Figura 8.35 (a). La deflexión en la parte superior se calcula por el momento de las cargas de las ruedas de la grúa M1 y fuerza P septiembre? Arately utilizando el área de momento method.16 Los diagramas de momento separados se muestran en la Figura 8.35 (b).. La deflexión debido a M1 es:
= A f iL (L-L112) 1E1 donde L = altura de la columna LI= height to the crane rail El = column rigidity
236 Miembros de compresión
P Mt
Ma
Me a) Marco y Columna Momentos
ello
A
Mt
A
PL
b) Momento y carga causar defl exión en la columna ABC
METRO Un SL- 1
MF = SL1
M om en to s c I co lu mn a de bi do a C ra ne so breten si on es
Figura 8.35 verticales y cargas y momentos grúa ruedas horizontales La deflexión debido a la carga P en la parte superior de columna es 62 = PL313E1
La deflexión del marco es
6 = 61 a 62 Igualando las desviaciones en la parte superior de cada columna da: M iL i( L _L i )_PL 3 _M 2 L 1 (L _L I )+ PL3 El 2) 3E1 El 2 ) 3E1 donde P = 3L1 (L - L112) (M1 + M2) / 2L3
Crane columns 237
If the self weight of the crane girder applies a moment M to each column then the force in the bottom chord is: i
Pi-lai (L-Li / 2) 1.3 (3) Aumento de la grúa
En la figura 8.35 (c) de la grúa de carga oleada S es el mismo cada lado y cada columna actúa como un voladizo libre. Las cargas y momentos para este caso se muestran en la figura. (4) Cargas de viento
Cargas de viento en este tipo de marco fueron tratados en la Sección 8.8.1. (5) C om bin aci on es de carga
El combinaciones de carga y factores de carga por año por separado para ser utilizado en el diseño se dan en la Tabla 2 de la norma BS 5950: Parte 1. Los casos de carga y factores de ocupación son: (1) 1.4 Dead + 1.6 Impuesto Carga + 1,6 Crane Vertical (2) 1.4 Dead + 1.6 Impuesto Carga + 1.6 Horizontal Crane (3) 1.4 Dead + 1,6 + 1,4 impuestas (vertical y horizontal de la grúa Cargas) (4) 1.2 (+ Dead impuesta + viento + verticales y cargas de la grúa Horizontal) Puede que no sea necesario examinar todos los casos. Tenga en cuenta que en el caso (2) no hay subsidio impacto en las cargas de las ruedas de la grúa verticales. 8.9.4 Procedimiento de diseño (1) Longitudes eficaces para la compresión axial Las longitudes eficaces para Compres axialession for a uniform column
carrying the crane girder on a bracket are given in Appendix D of BS 5950: Part 1. In Figure 8.33(a) the effective lengths are: Eje XX LE = 1,5 L Eje YY LE = 0,85 Li El código especifica que la viga de la grúa debe ser mantenido en posición longitudinalmente por refuerzos en las bahías arriostrados. Si la base no se fija en la dirección YY, LE = 1,0 LI. (2) Longitud efectiva para el cálculo del momento de resistencia al pandeo El lector debe referirse a las secciones 4.3.5, 4.3.6 y la Tabla 9 de BS 5950: Parte 1. Las grúas formas viga una retención intermedia a la columna de voladizo. S ección 4.3.6 Unidos en este caso que el miembro
ha de ser tratado como una viga entre las restricciones y la Tabla 9 se va a utilizar para determinar la longitud efectiva LE. Un valor de LE = 0,85 Li se puede utilizar para este caso. (3) Diseño Columna La columna se comprueba la capacidad local en la base y de pandeo global.
238 Miembros de compresión (4) Desviación
La limitación de la flexión para columnas en los edificios de una sola planta se aplica. En la Sección 2.5.1 y la Tabla 5 de BS 5950: Parte 1 el límite para el superior de la columna es Altura/ 300. Sin embargo, el código también establece que en el caso de aumento de la grúa y el viento sólo el mayor efecto de cualquiera tiene que ser considerado en cualquier combinación de carga 8.9.5 Example: design of a crane column (1) Building frame and loading
La estructura del edificio de una sola planta muestra en la Figura 8.36 (a) lleva un 50 kN sobrecarga eléctrica grúa. Los marcos son en 5 m centros y la longitud del edificio es 30 m. Las cargas de las ruedas de la grúa estáticas se muestran en la Figura 8.36 (b). Las vigas de grúa están simplemente apoyados, que abarca 5 m entre las columnas, y el peso de un haz es de aproximadamente 4 kN. La disposición de la viga de la columna y de la grúa con el espacio final y la excentricidad se muestra en la Figura 8.36 (c).
Surge applied colum n
Despeje 200
Excentricid ad 450 20 metro
m
a) Sección a través del edifi cio
Cangrejo 15 kN
viernes 2 Ruedas T SO kN
1
cada 45a
2 Ruedas cada 18 kN
Columna c que Crane
Centros de las ruedas carnicería End = 2 5 m b)Grúas
Figura 8.36 marco de construcción con la grúa
Las cargas muertas e impuestas
Las cargas de techos y paredes son los mismos que para la construcción en la Sección 8.8.3. Las cargas son: Dead cargas Techo = 24,23 kN Paredes = 10,5 kN Crane column + bracket = 4,0 kN Viga de la grúa = 4.0 kN Carga muerta en la base de columna = 42,73 kN
Crane columns 239
Carga muerta a nivel viga de la grúa = 27,86 kN Impuesta carga Techo = 37,5 kN La carga muerta excéntrica de las vigas de la grúa causar pequeños momentos en las columnas. En la figura 8.37 (a) el momento aplicado a cada columna: M = 4 x 0,45 = 1,8 kNm T
117 -0.63 kNm kNm - 0 72 kNm
e
c
h
o
Viga de la grúa 1
kNm
-0 63 kNm
A
0
II 42 73 kN
Muerto
t 37 5 kN
Impuesta
1.17
-0.72 kNm
42 73kNt 37 5kN t
Cargas muertas e impuesto a1
1.91 kNm
26 33kNm Presión del viento
0 55 kN
32 64 kN Viento Interna
Succión
b I cargas de viento
Figura 8.37 cargas y momentos de las columnas de la grúa
A5 64 kNm
240 Miembros de compresión
Carga muerta a nivel viga de la grúa de carga impuesta Techo
= 27,86 kN = 37,5 kN
La carga muerta excéntrica de las vigas de la grúa causar pequeños momentos en las columnas. En la figura 8.37 (a) el momento aplicado a cada columna: M = 4 x 0,45 = 1,8 kNm T
e
c
h
o
-0 63 kNm
117 -063 kNm
-072 kNm
1.17 kNm
-072 42 73 kN 37 5 kN
Dea d Impuesta
42.73KNT
kNm
37.5kN t
a l M u e r t o y c a rg a s i m p u e s t a s
1 91
26•33kN Presión del viento
0 55
32 64
1 47 k Viento Interna Suction b 1 Wind Loads
Figura 8.37 cargas de las columnas de la grúa y momentos
A- 5 64 kNm
Crane columns 241
Viento cargas Las cargas de viento son los mismos que para la construcción en la Sección 8.8.3 y la carga del viento y de columna momentos se muestra en la Figura 8.37 (b).
Carga de las ruedas de la grúa Vertical The crane wheel loads, including impact, are: Las cargas máximas rueda = 45 + 25% = 56,25 kN Cargas Luz lateral de la rueda = 18 + 25% = 22,5 kN Para determinar la reacción máxima columna de las cargas de las ruedas se colocan equi? Distante sobre la columna, como se muestra en la Figura 8.38 (a). La reacción de la columna y el momento de las cargas máximas de ruedas son: R1 = 2 x 56.25 X 3.75 / 5 = 84.375 kN M1 = 84,3 x 0,45 = 37,87 kNm Para las cargas laterales de las ruedas de luz: R2 = 2 x 22,5 x 3,75 / 5 = 33,75 kN M2 = 33,75 x 0,45 = 15,19 kN La carga en el cordón inferior es (véase más arriba): _ 3 x 4,5 (4,5 P2 2 x 63
6-
2
(37.87 + 15.19)= 6.22 kN
The moments for column ABC are: MBc = -6.22 X 1.5 MBA = 37,87 a 9,33 M,, =37.87 - (6.22 x 6)
= - 9,33 kNm = 28,54 kNm = 0.55 kNm
Estos momentos y los momentos para la columna DEF se muestran en la Figura 8.38 (b).
Las cargas de corriente Crane La carga de aumento horizontal por wheel = 0.1 (50 + 15)/4 =1.63 kN The column reaction from surge loads = 2,45 kN Los momentos en la base de la columna son
R3 = 2 x 1,63 x 3,75 / 5
MA= 2,45 x 4,9
12,0 kNm
Las cargas y momentos se muestran en la Figura 8.38 (c).
(2) Design load combinations Consider column ABC with wind internal suction case, maximum crane wheel
cargas y aumento de la grúa. ? Las cargas de diseño y momentos durante tres combin carga ciones son: (1) Dead + Impuesto + grúa Vertical Cargas Base
P = (1,4 x 42.73) + (1,6 x 37,5) + (1,6 x 84,38) = 254,83 kN M = (1,4 x 0,72) + (1.6 x 0.55) = 0,13 kNm Crane viga P = (1,4 x 27.86) + (1,6 x 37,5) + (1,6 x 84,38) = 234,01 kN M = (1,4 x 1,17) + (1.6 x 28.54) = 47,3 kNm (2) + Dead impuesta + Vertical y Horizontal Crane Cargas Base P = (1,4 x 42.73) + (1,6 x 37,5) + (1,4 x 84,38) = 237,95 kN M = - (1,4 x 0,72) + 1,4 (0.55- 12) = -17,04 KNm Crane viga P = (1,4 x 27.86) + (1,6 x 37,5) + (1,4 x 84,38) = 217,14 kN M = (1,4 x 1,17) x (28.54 + 0.98) = 42,97 kNm (3) Muerto + impuestas cargas de succión + viento + interna vertical y horizontal de la grúa Base P = 1,2 [42,73 + 37.5- 1.47+ 84,38] = 195.77 kN M = 1,2 [-0.72+ 32,64 + 0,55 + 12,0]= 53,36 kNm Crane viga M = 1,2 [01.17 a 01.19 + 28.54 + 0.98]= 35,4 kNm Tenga en cuenta que las condiciones de diseño que surgen de las cargas horizontales nocionales especificados en la cláusula 2.4.2.3 de la norma BS 5950: Parte 1 no son tan graves como los que están en la condición (3) por encima de. (3) Diseño Columna Trate de 406 x 140 UB 46, cuyas propiedades son:
Verificación de la capacidad local en la base El lector debe referirse al ejemplo de la Sección 8.8.3. La sección se puede demostrar que ser de plástico: diseño de la fuerza p ,, = 275 N / mm2: Mcx = 275 x 888,4 / 103
= 244,3 kNm
Expresión Interacción 254.83 x 10 Caso (2) (1) 59.0 x 275 Caso _________ 237.95 x 10 17.04 590.275 + 244,3 195.77 x 10 53.36 Caso (3) ___________________________= 0.339 <1.0
Column bases 243
Verificación general de pandeo
Resistencia a la compresión: A. = 1.5 x 6000 / 162.9 4 = 0,85 x 4500 / 30,2 pc = 106,4 N / mm2 (Cuadro 27 (c))
= 55.25 =112.6
En contra de momento la resistencia: LE = 0,85 x 4500 2 = 3,825 / 30,2 x = 38,8 n = 1,0 (estimación conservadora) Pb = 138,2 N / mm2 (Cuadro 19)
= 3825 mm =112.6
= 122,7 kNm = 0.74 <1.0
Mb = 128.2 x 888.4/103 Interaction
Desviación en la tapa de
8.37 y
1.284 X columna 8.38: IE S = 12 x 106 x 4,900 x 4367/2= Desviación debido al viento
El bw = 16 620 x 60003/8 - 2,87 x
Añadir deflexión de la rueda de la grúa
la -
10" 103 cargas a la causada por la carga de viento: x 4.500 x 3750- 6220 x 6000
205x 103x 15647x 104— 13.51 mm
6/altura = 13,51 / 6000 The deflection controls the column size.
8.10 Column bases 8.10.1 Tipos y cargas
Bases de columnas transmiten carga axial, carga horizontal y el momento de la columna de acero a la base de hormigón. La función principal de la base es dis? Tributo las cargas de forma segura a la materia más débill.
244 Compression members
Los principales tipos de bases utilizadas se muestran en la Figura 8.39. Estos son: (1) Base de la losa; (2) Base de fuelle; y (3) Base de bolsillo. Con respecto a las bases de losa y con fuelles, dependiendo de los valores de carga axial y el momento, puede haber compresión sobre toda la base o de compresión sobre parte de la base y latensión en los pernos de retención hacia abajo. Bases sometidos a momentos con respecto al eje mayor solamente se consideran aquí. Cargas horizontales son resistidas por cortante en la soldadura entre la columna y la base de platos, cizalla en los pernos de sujeción hacia abajo y la fricción y vínculo entre la base y el hormigón. Las cargas
' Lechada
-4-
a) Losa Base
b) Base de fuelle
4-
-
c) Base de bolsillo
Figura 8.39 bases de columnas 8.10.2 fortalezas Diseño
(1) Placas base The design strength of the plate p„ is given in Section 4.13.2.2 of BS 5950: Part 1. This is to be taken from Table 6 but is not to exceed 270 N/mm2. (2) Pernos Holding-down Los puntos fuertes de los pernos se dan en la Tabla 32 del código (ver las secciones 4.2.2 y 4.2.3). El área de esfuerzo de tracción se debe utilizar en la verificación de diseño para pernos en tensión. (3) Hormigón La base de la columna se establece en las placas de acero de embalaje y enlechado en. Fortalezas cubo de mortero varían de 15 a 25 N / mm2. La fuerza de apoyo se da en la Sección 4.13.1 del código como 0.4fc Para el diseño de bases de bolsillo que se toma la resistencia a la compresión del hormigón estructural de BS 8110: Part 1.
Column bases 245
8.10.3 Base de losa de carga axial (1) los requisitos del Código y la teoría Este tipo de base se utiliza ampliamente con placas de acero gruesas que se requieren para las columnas con mucha carga. La base de la losa está libre de bolsillos donde la corrosión puede comenzar y el mantenimiento es más sencillo que con bases de fuelle. El diseño de las bases de losa con cargas concéntricas se da en la Sección 4.13.2.2 de la norma BS 5950: 0.5 Parte 1. Esto establece que, cuando la placa t = -5 w (a2 -0.3b2 (; 2Y ) pero no menor que el espesor de la brida de la columna soportada, donde )
a = greater projection of the plate beyond the column b = lesser projection of the plate beyond the column w = presión en la parte inferior de la base suponiendo distribución de la intensidad del PEP = diseño uniforme de la placa. Considere un elemento en A y las dos tiras en voladizo 1 mm de ancho muestra en la Figura 8.40. Los momentos en A son: Mx = wa2 / 2 Mis = WB212 La proyección a es mayor que b, por lo que el momento neto es: Mx = 1 / 2wa2 - un medio (0.3) wb2 = W / 2 (a2 - 0,3 b2) = 1,2 prate/6
E
E
Y
1Y
7
L A
I
1mm
—
S viaje Sección x _II
w N / mm2
I I
__I 1.,,___1
Figura 8.40 Colman momentos placa de base
246 Compression members
dónde el módulo elástico para la tira en voladizo es t2 / 6. La capacidad de momento se da por la placa base en la Sección 4.13.7.3 del código como 1,2 pypZ. Esto da: 0.5 (-2V (A -. 0 3 b)) t = PYP
(2) Weld: column to slab El código establece en la Sección 4.13.3 que, cuando la losa y la columna final están en estrecho contacto la carga se transmite en relación directa. Las superficies en contacto se mecanizan en este caso. Lasoldadura sólo se mantiene la losa de base en su posición. Cuando las superficies no son adecuadas para transmitir la carga en relación directa con la soldadura debe estar diseñado para transmitir la carga. 8.10.4 cargado axialmente base de losa: ejemplo Una columna que consiste en un 305 x 305 UC 198 lleva una carga muerta axial de 1.600 kN y una carga impuesta de 800 kN. La adopción de una losa cuadrada, determinar el tamaño y espesor requerido. La fuerza del cubo de la lechada de cemento es de 25 N / mm2. Utilice Grado de acero 43 El área requerida para la base se calcula primero: Diseño de carga = (1,4 x 1600) + (1,6 x 800) = 3.520 kN Área = 3520 x 103 / (0,4 x 25) = 35,2 x 104 mm2 Hacer la base de 600 mm cuadrados Pressure w = 3520 x 103/6002 = 9.78 N/mm2 La disposición de la columna en la placa de base se muestra en la Figura 8.41. De esto: un mayor proyección de la base = 142.95 mm b—lesser projection of base =- 130.05 mm Supongamos que el espesor de la placa es inferior a 40 mm. Resistencia de diseño pyp = 265 N / mm2 (Tabla 6). El espesor de la placa de base está dada por: (2.5 x 9.78
0.5
265 (142,952 a 0,3 x 130.052))
1-
O O
130.051
339-9 600
130 05
Figura 8.41 Axial base de carga: ejemplo
Column bases 247
los espesor brida de la columna es de 31,4 mm. Hacer la placa base de 40 mm de espesor. Use 6 mm soldadura de filete todo para sostener la placa base en su lugar. Las superficies son a mecanizar de influencia directa. Los pernos de sujeción hacia abajo son nominales, pero 4 No. pernos de diámetro 24 mm serían proporcionados. Losa de base: 600 mm x 600 x 40 mm de grosor. 8.10.5 bases descentrada
Consideraciones (I) Generales Considere bases sometidos a carga axial y flexión alrededor de un eje. ? Dos septiembre casos arate ocurren: (1) Presión sobre toda la base; (2) Presión sobre parte de la base y la tensión en los pernos de sujeción hacia abajo Los valores relativos de momento y carga axial determinan cuyo caso se producirá en un caso dado. Los estados de código en la sección 4.13.1 de que la presión de apoyo nominal entre la placa base y el soporte se pueden determinar sobre la base de una distribución lineal de la presión. Así, la base está diseñada usando análisis elástico. 8.10.6 compresión sobre la totalidad de la base
A base de la columna y la carga se muestran en la Figura 8.42 con los distri presión? ONU buciónder la base. Los siguientes términos se definen: Carga W = Total en la base
M = momento en la base e = eccentricity of the load = M W b = anchura de la base = Longitud de la base prnaz = presiones máximas menores de la base La tercera regla se aplica medio, y si la excentricidad e es menor que un sexto, la carga resultante se encuentra dentro del tercio medio de la longitud de la, base y presione ure se produce sobre la totalidad de la base?:
0
Figura 8.42 Compresión sobre la totalidad de la base
248 Compression members
Máximo presión sobre el hormigón: Pmáx = (WIA) + (MIZ) La presión máxima no debe superar la resistencia del pavimento de hormigón dada en la Sección 4.13.1 del código. El tamaño de la base se establece por ensayos sucesivos. Si la longitud se fija la amplitud se puede determinar de manera que no se supere la resistencia de diseño del hormigón.El tamaño de la soldadura entre la placa base y la columna se determinará utilizando los mismos requisitos que se establecen para la base de carga axial en 8.10.3 (2) anterior. 8.10.7 losa base de compresión sobre toda la base: ejemplo A base de la columna se somete a un momento factorizada de 55 kNm y una carga axial factorizada de 780 kN. La sección de la columna es de 203 x 203 UC 86. La fuerza del cubo de horm igón en el foundationfc Diseño de una base de losa y la soldadura entre la columna y la placa, asumiendo que ambos se mecanizan para el contacto apretado. Utilice Grado de acero 43. (1) Tamaño de la base Excentricidad de la carga e = 55 x 103/780 = 70,5 mm Si la base está hecha 6e de longitud habrá presión sobre el conjunto de tque la base: 6e = 423,1 mm
b- 2 x 780 x 103
423,1 - 368,7 x 10 mm
A base de 430 mm de lado podría ser utilizado. Sin embargo, todo se comprobará una rectangulares base de 500 mm de largo por 360 mm. La disposición de la base se muestra en la Figura 8.43 (a): Zona A = 500 x 360 =180 x 10 3 mm2 Módulo Z = 360 x 15 x 5002/6 = 106 mm2 Presión máxima: 780 x 103 x 55 106 Ana. 180 x 103 + 15 x 106 = 4.33 + 3.67 = 8,0 N / mm2 Presión mínima: Amin = 4,33-3,67
= 0.66 N/mm2
the pressure distribution is shown in the elevation of the base in Figure 8.42(a).
Column bases 249
500 a) Disposición Placa Base
44,E 11
e
b) El diseño de la placa base para Thidmess
Figura 8.43 base de losa: ejemplo
(2) El espesor de la placa de base
Considere una amplia franja de 1 mm como se muestra en la Figura 8.43 (b). Esto actúa como una lata? Tilever de la faz de la columna con la carga causada por la presión enla base. Este método da un diseño conservador para el espesor de la placa base. Acción Plate debido a la flexión en dos direcciones perpendiculares no se tiene en cuenta. Presión Base en la Sección XX: = 0.66 + [(500 — 138.85)/500](8 — 0.66) = 5.96 N/mm2 El diagrama de presión trapezoidal cargar la tira en voladizo se divide en dos triángulos, como se muestra en la figura. El momento en el Xx se calcula como sigue: Mx = (5,96 x 138.85 x 46.28) / 2 + (8,0 x 138.85 x 92.57) / 2 = 70,56 x 103 N / mm
250 Compression members
los la sección de la placa es de 1 mm de ancho xt mm de grosor: Z = t2 / 6 Supongamos que el espesor no es mayor que 40 mm: py = 265 N / mm2 Se requiere una losa de 40 mm de espesor. (3) Columna de soldadura a la placa de base La losa de base ha sido diseñada sobre la base de una distribución lineal de? Ure prensa. Para mantener la coherencia, la soldadura será diseñado sobre la misma base: la columna 203 x 203 UC 86: A = 110,1 cm2; Z. = 851,5 cm3 Axial estrés fc = 780 x 10 / 110,1 = 70,84 N / mm2 Doblado fb estrés, = 55 x 103 / 851,5 = 64,6 N / mm2 Sobre la base de distribución de la tensión elástica no hay tensión de compresión sobre el conjunto de la base. La losa y la columna se mecanizan para el contacto estrecho así serequiere la soldadura para sostener la losa base en su posición. Use 6 mm soldadura de filete con soldadura continua para dar un sello completo alrededor del perfil de la columna. 8.10.8 base de fuelle Con este tipo de parte de la base de la carga es transmitida desde la columna a través de los fuelles a la placa base. Cartelas y otros refuerzos, si se proporciona, apoyan la placa base contra beNding y por lo tanto una placa más delgada puede ser utilizado con una base de losa. Los fuelles están sometidos a la flexión de la presión hacia arriba bajo la base, como se muestra en la Figura 8.44 (a). El borde superior de las placas de refuerzo está en com? Pression y debe ser revisado para pandeo. Para asegurar que esto no ocurra, las proporciones limitantes deben cumplir los de un elemento semi-compacto en construcción soldada dada en la Tabla 7 de BS 5950: Parte 1. Con referencia a la figura, dos requisitos deben cumplirse: (1) Fuelle entre las soldaduras a la brida de la columna: D 28 st (2) Outstand de refuerzo de la columna o de la placa base:
t = espesor de cartela The gusset plates are designed to resist shear and bending. The code states in Section 4.13.2.4 that the moment in the gusset should not exceed pysZ, where 270 N / mm2.
Column bases 251
Outstand s 13 ts
Presión causando corte y flexión en cartela
-f-
Figure 8.44 Gusseted base
Con respecto a las soldaduras, los requisitos de la Sección 4.13.3 en el código observaron en la Sección 8.10.3 aplicar anteriormente. Estos se refieren a si las placas están mecanizados para el contacto estrecho de rodamiento. Diseño de soldadura se da en el siguiente ejemplo. 8.10.9 fuelle de base: ejemplo
Rediseño de la base en el ejemplo de la Sección 8.10.7 utilizando fuelle construc? Ción. Las partes no se mecanizan para el contacto apretado en cojinete, por lo que las soldaduras han de ser diseñado para transmitir la totalidad de la carga de la columna y el momento a la placa base. La disposición de la base se muestra en la Figura 8.45 (a). 222 3
138115
1.0mm tira Diseño de Base Espesor de la placa
0
en en
500
252 Miembros de
compresión 1311 85
______________________________ Carga sobre cartela soldada a la
99 97kN h ) C a rg a e n e l e sc u d e t e R a t e Figura 8.45 Fuelle ejemplo de diseño de base
(1) cartelas Los refuerzos son primero evaluados para verificar que el pandeo no se produce. Supongamos placas gruesas de 12 mm: Resistencia de diseño pn = 270 N / mm2 (Tabla 6) (1) Gusset between welds to column flange: Length = 222.3 mm =18.52 t < 288 (2) Cartela outstand: Esto no debe exceder 138T = 157,4 mm. En la Figura 8.45 la outstand es obvi? Ormente satisfactoria. El refuerzo es una sección semi-compacto. La presión bajo la base y la carga en un escudete se muestra en la Figura 8.45 (b). Los valores se han tomado del ejemplo5.96 en lax Sección 138,85 x8.10.7. 180 8,0 x 138,85 x 180
F-
2 x 1 0 3 = 7 4 . 4 8 + 9 9 . 9 El momento es:7
2x 103 = 174,45 kN
Mx = [(74.48 x 46.28) + (99.97 x 92.57)] 103 = 12,7 kNm La capacidad de corte:
F,= 0.49 P, < 0.6 P.
= 356,4 kN
The moment capacity is not reduced by the effect of shear. The moment capacity: 270x 12 x 2002 Mc= 21.6 kNm 6 x 106 The gusset plates are satisfactory.
222.3
Resiste la carga vertical Resiste momento una sección
b l v i s t a fi n a l
8m m filet 6mm soldadur a de
c) Plan de Ver
d) Weld - Columna de fuelle y la placa base
8 kN / m A
E
I 696
2208 1440 kN
69.6 1440 kN
e Ca rg a má xi ma sob re G az a de la P lac a Ba se 1 mm de a nch o
Figura 8.46 soldaduras de la placa base y la carga para el cálculo de espesor (2) Cartela de soldadura de columna Las soldaduras entre la columna, cartelas y placa de base tienen que transmitir todo de la carga a la placa base. Las soldaduras se muestran en la Figura 8.46. La columna de fuelle y la placa de base de soldadura se muestra en la Figura 8.46 (d): Load per weld = (780/2) + (55/0.22) = 640 kN Longitud de soldadura = 608,8 a 2 x 8 = 592,8 Carga por mm = 640 / 592,8 = 1,07 kN / mm Utilice 8 mm soldadura de filete, fuerza 1,2 kN / mm. Las soldaduras entre una cartela y la base deben soportar la presión máxima debajo de la base. Vea la Figura 8.45 (b) y considerar una amplia franja de 1,0 mm en el borde de la placa base. Cargar en una soldadura: = 8 x 180 / (2 x 103)
= 0,72 kN / mm
Proporcionar soldadura de filete de 6 mm, fuerza 0,9 kN / mm. La soldadura se muestra en la Figura 8.46 (c).
(3) Espesor de la base de la placa Considerar una franja de 1,0 mm de ancho en el borde de la placa, la placa como se muestra en la figura (a) 8.45. Esto se considera como una viga con demasiado colgantes extremos cargados como se muestra en la figura 8.46 (e). Los momentos son: MB = 0,5 x 8 x 69,62 = 1.94 x 104 Nmm Ms = (1440 x 110,4) - (0,5 x 8 x 1,802) = 2,94 x 104 Nmm Supongamos que el espesor de la placa es mayor que 16 mm: Resistencia de Diseño py = 265 N / mm2 El momento de la resistencia de la placa base (consulte la sección 4.13.7.3 del código) = 1.2 PyvZ = 1.2 Pyv t2/6 Espesor t = (6 x 2,94 x 104 / 1,2 x 265)0.5 = 23.6 mm Proporcionar 25 mm placa base gruesa. 08.10.10 Compresión sobre parte de la base y la tensión en los pernos de sujeción hacia abajo (1) Consideraciones generales y términos El diseño y los pernos en tensión. El diseño puede basarse también en un bloque de tensión rectangular. A base de la columna se muestra en la Figura 8.47 con la distribución de presión sobre el hormigón y la tensión en los pernos de retención hacia abajo. Los siguientes términos se definen:
Pc = teniendo resistencia del hormigón Pt = resistencia a la tensión de los pernos M = Relación modular
W = carga axial en la base M = momento en la base e = excentricidad de carga = M / W 1 = longitude de la base b = ancho de base x = profundidad al eje neutro d = distancia desde la línea central de los pernos en tensión hasta el borde de la placa de base en compresión z = brazo de palanca, la distancia entre la fuerza de compresión en el hormigón y la fuerza de tracción en los pernos A, = zona de tensión de los pernos de anclaje 2a = distancia entre centros de los tornillos en la placa base C = fuerza de compresión en el hormigón T = fuerza de tracción en los pernos f = esfuerzo máximo de apoyo en el hormigón
X/3
z re
a) Base - cargas y tensiones
b I cepa Di agrum
1 l a c) Plano de Base
Figura 8.47 compresión sobre parte de la base y pernos de tensión en negrita-down
Un método de diseño directo se da primero y esto es seguido por un análisis exacto para una base y cargas dada usando la teoría elástica. El método analítico podría ser utilizado para la comprobación de una base. (2) Método de Diseño Asumir que las fuerzas de diseño máxima ocurren simultáneamente en el concreto y los tornillos. El diagrama de tensión con las secciones del avión restante avión es como se muestra en la figura 8.47(b). De este diagrama:
Resuelva esta ecuación para dar la profundidad de la fibra neutra:
El brazo de palanca z = d-x / 3. Tómese unos momentos la línea central de los tornillos en la tensión: M1 = M + Wa The compressive force in the concrete: C = M1 / Z El esfuerzo de compresión máxima en el hormigón: f = 2C/bx Esto no debe ser superior a la pc resistencia del pavimento. Alternativamente, si se supone que la longitud de la base, la amplitud puede ser disuadida extraído de manera que no se supere la resistencia de soporte de hormigón. La fuerza de tracción en los pernos de sujeción hacia abajo es: T = C- W La zona de esfuerzo de tracción se puede determinar: At = T7Pt Pernos adecuados se pueden seleccionar de la Tabla 4.2. Así, un tamaño supuesto de base puede ser comprobado y el método da resultados precisos si las tensiones finales en el hormigón y el acero son cerca de las resistencias de diseño tomadas para determinar la profundidad del eje neutro. (3) El análisis elástico Considere la base cargada como se muestra en la Figura 8.48. La tensión de tracción en los pernos: t = 15f (d- x) / x Entonces las fuerzas internas en los pernos y hormigón son: T = fuerza de tracción en los pernos de sujeción hacia abajo = tA1 C = fuerza de compresión en el hormigón = 1/2 fbx
d
Figura de base 8.48 Columna: análisis elástico
los carga sobre la columna: W = C- T El momento en la base: placa
Figura 8.49 Weld: columna para
M=We = C[(1/12) - (x / 3)] + Ta (C— T)e Esto le da una ecuación cúbica que puede ser resuelto para x. Entonces f y t se puede encontrar por sustitución hacia atrás. El método se puede utilizar para comprobar una base donde las tensiones máximas en el acero y el hormigón no están en las resistencias de diseño. (4) Soldadura entre la columna y la losa de base La soldadura entre la columna y la base de losa se muestra en la Figura 8.49. Las soldaduras de las bridas se asumen para resistir el momento y la web suelda la cizalla. La fuerza de soldadura necesaria para resistir momento: F = (M - GT) 1 c donde c = center distancia al centro de los flancos g = una mitad de la profundidad de la columna Suponiendo un tamaño de soldadura, la longitud requerida en la brida de la tensión puede ser encontrado. Si momentos pesados tienen que ser resistido, puede ser necesaria una soldadura sin diluir entre la columna y la base de la losa. 8.10.11 La tensión en los pernos de sujeción hacia abajo: ejemplo Diseñar la base de la losa para la columna lateral de un edificio de una sola planta para las siguientes condiciones en la base de la columna: Las cargas verticales Peso muerto = 38.7 kN Carga impuesta = 37,5 kN Carga de viento = - 1,47 kN carga horizontal = 13,75 kN, Momento (viento) = 32,74 kNm
La columna es de 406 x 140 UB 39. Uso Grado 43 de acero, grado 4.6 pernos y Grado 20 concreto. (1) El diseño de la base La base para muertos + impuesto + carga de viento de diseño: Carga de diseño = 1,2 (38,7 + 37,5 -1,47) = 89,7 kN Momento de Diseño = 1.2 x 32.64 = 39,2 kNm Resistencia de cálculo del concreto = 8 N / mm2 Resistencia de cálculo de los pernos (Cuadro 32) = 195 N / mm 3 La disposición de la base se muestra en la Figura 8.50 (a). Una longitud de 560 mm ha sido seleccionado y la amplitud será calculado para asegurar que la tensión de cojinete sobre el hormigón es satisfactoria.
a) Disposición de Base de Datos y Diseño
El diseño data del analisas de carga viva y muerta
los profundidad al eje neutro: = 198.1 mm Brazo de palanca z = 520 - (198.1 / 3) = 453,9 mm Tome momentos sobre la línea central de los tornillos de sujeción hacia abajo: Mt= 39,2 + (89.7 x 0.24) =60,73kNm La fuerza de compresión en el hormigón: C=60,73x103/453.9 = 133,8 kN La anchura de la base necesaria para limitar el esfuerzo concreto para 8 N / mm2 es: = 168,9 mm 8 x 198.1 Adoptar un ancho de base de 200 mm. La tensión máxima concreto es: f = 168,9 x8/200 = 6,77 N / mm2 La tensión en los pernos de sujeción hacia abajo: T=133.8 - 89.7 =44.1 kN La zona de esfuerzo de tracción por perno durante dos pernos: =113.1 mm2 Proporcionar 4 Núm pernos de diámetro 20 mm en la zona de esfuerzo de tracción = 245 mm2 por perno. El tamaño perno ha sido seleccionado por razones prácticas. La tensión de cizallamiento en los pernos es muy pequeña. (2) Analizar base para carga de viento muertos Este caso se dará la máxima tensión en los tornillos: Carga de Diseño 38.7- = (1,4 x 1,47) = 36,6 kN Momento Diseño = 1.4 x 32.64 = 45,7 kNm La excentricidad e = 45,7 x 103 / 36.6 = 1.248 mm Las cargas y strdistribución ess se muestran en la Figura 8.50 (b): W = (0.5fx x 200 x-15f x x 490) [(520-x) / xj = 100FX - 3,82 x 106f t+ 7350f M= 1248 W = 12.48 x 104fx + 91.73 x 105f -47.67 x 108 f/x (1) = 100fx (280 – x/3) + 15f x 490 [(520 – x)/x]240 = 2,8 x 104fx - 33.3fx2+ 9,17 x 108f / x- 17,64 x 105f (2) Igualamos (1) y (2) y reducir, para dar: x3 + 2,91 x 103x2 + 3,28x105x -1,71 x-108 = 0 Resolver por ensayos sucesivos da: x = 188 mm
Los hormigón estrés f es encontrado por sustitución hacia atrás en la expresión para W: 36,6 x 103 = 100 fx x 188 + 7350f - 3,82 x 106f/188 Hormigón: f = 6,27 N / mm2 Tornillos :T=15x6,27(520-188)/188=166,1N/mm2 (3) Espesor de la placa de base La presión bajo el borde de la placa base se muestra en la Figura 8.51 (a). Considere la posibilidad de una tira en voladizo 1 mm x 81,4 mm:
Supongamosqueelespesordelaplacabaseesmenorque40mm: Diseño defuerza py=265N/mm2(Tabla6)
Utilice 20 mm de espesor de la placa. En el momento en la placa base debido a la tensión del perno se comprueba (véase la Figura 8.51 (b)): Tensión del perno = 166,1 x 245/103 = 40,7 kN / perno La sección en la cara de la columna resistir la carga de perno se considera que subtienden un ángulo de 120 grados con el centro del perno. Extendiendo la carga a 120 gradosdaríaunaanchurade143,4mmenlacaradelacolumna.Enestecasounaanchurade100mmseresistealatensióndel perno.Momentopormmdeanchura: M=41.4 x 41.38 x 103/100=1.71 x 106 Nmm Estoesmenosqueelmomentodelapresiónbajolabase.Elespesoresadecuado. (4) Weld-columna a la base-Plate La columnaylaplacabaseestánamecanizarderodamiento. Diseñarlasoldaduraparaelcaso máximo vuelcodelacarga muertamáslacargadeviento(véase lafigura 8.51(c)). La tensiónenlasoldadura:
Carga en la soldadura por mm: =101. 96/141 . 8 = 0,72 kN / mm Soldadura de filete de 6 mm, fuerza 0.9 kN/mm, es satisfactorio. La carga cortante para resistir es 13.75 kN. Esto requiere sólo 30 mm de soldadura en la web. La soldadura se muestra en la figura.
41 38 kN me perno
a) Presión en Base
b ) L a t e n s i ó n e n N . O. b o l t s
c) soldada- Columna de Placa Base
Figura 831 Placa Base y el diseño de soldadura 8.10.12 bases de bolsillo: la teoría del diseño En este tipo de base de columna se a enlechado en un hoyo hormigón de fundación como se muestra en la Figura 8.52 (a). La carga axial es resistido por influencia directa y el vínculo entre el acero y el hormigón. El momentoes resistido por las fuerzas presion en el concreto actuante sobre las alas de la columna. Las fuerzas actúan sobre las dos caras de las bridas de una viga universal. La acción en momento resistente se muestra en la Figura 8.52 (b). Para ser coherente con el diseño de las bases anteriores, la teoría elástica se utiliza para el diseño de la base de bolsillo. La resistencia de diseño del hormigón en com compresión de la sección 3.4.4.1 de la norma BS 8110: Parte 1 se da como: 0.67 fcu /Ym = 0.67fcu/1.5 = 0.447fcu. donde Au = resistencia cubo característica a los 28 días. Otros términos se definen:
py = resistencia de diseño del acero Zx = elastic modulus of the steel section
a) Base de hoyo
b) El estrés y fuerzas de resistencia Momento
Figura 8.52 Diseño de la base del hoyo
d = profundidad de empotramiento de la columna de acero b = anchura de la brida de la columna. La profundidad a incrustar la columna para desarrollar su fuerza puede ser determinada de la siguiente manera. La fuerza de compresión en el hormigón: C = (0.447 fcu /2) x ( d/2) x b = 0.112 fcu bd En el momento de la resistencia del hormigón: M =2 x C x 2d/3 =0.149fcu bd2 = Momento de la resistencia de la sección de acero = Py Zx La profundidad de empotramiento:
8.10.13 Ejemplo de base de un Hoyo Determinar la profundidad que una UB de 305 x 127 48 debe ser empotrado para desarrollar su fuerza. Dimensiones se muestran en la figura 8.52(c). El acero es grado 43 y 25 grado concreto.
El módulo elástico Zx = 612,4 cm3 La resistencia de diseño py = 275 N / mm2 (Tabla 6)
Si se utiliza un bloque rectangular de tensiones de acuerdo con BS 8110, d es de 578 mm. Problemas 8.1 Una columna de acero de 43 de grado tener 6.0 m de longitud efectiva para ambos ejes es llevar cargas axiales puras del piso de arriba. Si un 254 x 254 89 UB está disponible, Compruebe la carga máxima que puede imponerse a la columna. El propio peso de la columna puede ser descuidado. 8.2 A column has an effective length of 5.0 m and is required to carry an ultimate axial load of 250 kN, including allowance for self weight. Design the column using the following sections: (1) Sección de la columna universal; (2) Sección hueca circular; (3) Sección hueca rectangular. (4) 8.3 8.3 Una viga universal, 305 x 165 UB 54, se entubado de acuerdo con la provi? Nes de la Cláusula 4.14.1 de BS 5950. La longitud efectiva de la columna es 6,0 m. Compruebe que la sección puede llevar una carga axial de 720 kN. 8.4 A Grado de acero 43 457 x 152 UB 60 utilizado como una columna se somete a flexión uniaxial sobre su eje mayor. Los datos de diseño son las siguientes: Compresión axial último = 1000 kN Último momento en la parte superior de la columna= + 200 kNm Último momento en la parte inferior de la columna = - 100 kNm longitud efectiva de la columna = 7,0 m
8 Compression members
Determinar la adecuación de la sección de acero. 8.6 Una columna entre los pisos de un marco de edificio de varios pisos se somete a biaxial de flexión en la parte superior e inferior. El miembro de la columna se compone de un acero de grado 43 305 x 305 158 UC sección. Investigar su adecuación si los datos de carga de diseño son como sigue: Compresión axial último
= 2.300 kN
Ultimate moments, Top alrededor del eje principal -sobre Eje menor De abajo alrededor del eje principal -sobre Eje menor Longitud efectiva de la columna
= 300 kNm = 50 kNm = 150 kNm = - 80 kNm = 6,0 m
8.7 Una torre de acero soporta un tanque de agua de tamaño 3m x 3m x 3 m. El peso propio del tanque es de 50 kN cuando está vacío. La disposición de la estructura se muestra en la Figura 8.54. Otros datos de diseño se dan a continuación: Peso unitario del agua = 9,81 kN / m3 presión del viento de diseño = 1,0 kN.m2 Utilice Grado 43 ángulos de acero para todos los miembros. Diseñar la estructura de la torre de acero y preparar los dibujos de acero. Depósito de agua
E 0
E 0
E Lr,
figura 8.54
9
Armaduras y refuerzos 9.1 De Trincheras tipos,usosyelementosderefuerzo 9.1.1 Tipos y usos de armazones
10 Trusses and bracing
los usos principales para cerchas y vigas de celosía en los edificios son para apoyar los techos y suelos y llevar las cargas de viento. Cerchas inclinadas se utilizan para techos mientras vigas de celosía de acordes paralelos llevan techos planos o pisos. Algunos típicos cerchas y vigas de celosía se muestran en la Figura 9.1 (a). Trincheras en los edificios se utilizan para tramos de alrededor de 10 a 50 m. La separación es generalmente de aproximadamente 5-8 m. La longitud del panel se puede hacer para adaptarse a la lámina o cubierta utilizada y el espaciamiento correa aprobada. Correas no tienen que estar situados en los nudos, pero esto introduce doblado en el acorde. El espaciamiento panel es generalmente 1.5-4 m 9.1.2 miembros Truss Miembros de la armadura de viga de celosía y se muestran en la figura 9.1 (b). El más com? Miembros comunes utilizados son ángulos individuales y dobles, tees, canales y el estruc? Secciones huecas turales. I y H y el compuesto y los miembros urbanizadas se utilizan en armaduras pesadas..
9.2 Cargas sobre cerchas Los principales tipos de cargas en cerchas están muertos, impuesto y las cargas de viento. Estos se muestran en la Figura 9.1 (a). 9.2.1 Las cargas muertas La carga muerta se debe a chapas o cubiertas, aislamiento, fieltro, techo si se proporciona, peso de correas y peso propio. Esta carga puede intervalo de 0,3 a 1,0 kN / m2. Los valores típicos se utilizan en los ejemplos trabajado aquí. 9.2.2 Las sobrecargas La carga impuesta a los techos se toma de BS 6399: Parte 1, Sección 6. Esta carga se puede resumir de la siguiente manera: (1) Donde no sólo el acceso a la azotea para el mantenimiento y condiciones- 0,75 kN / m2; (2) Donde hay acceso, además de que, en (1) -1,5 kN / m2. 9.2.3 Cargas de viento Las cargas de viento se estiman a partir CP3: Capítulo V: Parte 2. El viento carga de pende de las dimensiones de construcción y pendiente de la cubierta, entre otros factores. El viento quesopla sobre el techo provoca una succión o presión en la ladera de barlovento y una succión en el sotavento uno (véase la figura 9.1 (a)). Las cargas actúan normal a la superficie del techo Las cargas de viento son importantes en el diseño de techos ligeros, donde la aspiración puede provocar la inversión de la carga de elementos de refuerzo. Por ejemplo, un miembro de ángulo de la luz es satisfactorio cuando se utiliza
Trincheras — types, uses and truss members 267
9.2.4 Aplicación de cargas
La carga se aplica a la armadura a través de las correas. El valor depende de la zona del techo apoyado por la correa. La carga de la correa puede estar en un punto de n odo, como se muestra en la Figura 9.1 (a), o entre nodos, como se discute en la Sección 9.3.3 abajo. El peso de la armadura está incluido en las cargas puntuales correa..
9.3 Análisis de armazones 9.3.1 estáticamente determinadas cerchas
Trincheras pueden simplemente apoyados o continua, estáticamente determinada o redundante, pin articulados o rígido articulado. Sin embargo, la celosía o enrejado de vigas más utilizado es un solo tramo, simplemente apoyada y estáticamente disuadir? Minate. Las articulaciones se supone que se cubrió, aunque, como se verá en la construcción actual, los miembros continuas se utilizan para los acordes. Este supuesto para el análisis del braguero se indica en la Sección 4.10 de BS 5950: Parte 1.. Una armadura pin-articulado es estáticamente determinada cuando:
m = 2 j-3
donde m = número de miembros
j = número de articulaciones. 9.3.2 Load applied at the nodes of the truss
Cuando las correas están situadas en los puntos de nodo se utilizan los siguientes métodos manuales de análisis: 2 ° (1) Diagrama de Fuerza. Este es el método más rápido para vigas del techo a dos aguas. (2) Resolución Conjunta. Este es el mejor método para un paralelo viga de celosía acorde. (3) Método de las secciones. Este método es útil cuando hay que encontrar la fuerza en sólo unos pocos miembros. El método diagrama de fuerza se utiliza para el análisis de la armadura en la Sección 9.6. Un ejemplo de uso del método de las secciones sería para una viga de celosía luz donde sólo se encontró la fuerza en el miembro de carga máxima. El miembro se ha diseñado para esta fuerza e hizo uniforme. Un programa de análisis de la matriz se puede utilizar para el análisis de cercha. En el capítulo 10 se analiza la armadura de techo de un edificio industrial mediante un programa informático. 9.3.3 Las cargas no aplican en los nudos de la celosía
El caso en el que las correas no están localizados en los nodos de la armadura se muestra en la Figura 9.2 (a). En este caso, el análisis se realiza en dos partes: (1) The total load is distributed a los nodos como se muestra en la figura 9.2 (b). La armadura se analiza para dar las cargas axiales en los miembros. (2) El cordón superior ahora se analiza como un haz continuo cargado con la componente normal de las cargas de correas como se muestra en la Figura 9.2 (c). Se toma la viga continua como fijo en la cresta y simplemente apoyada en los aleros. Los soportes de vigas son los miembros internos de celosía. El haz es analizada por distribución de momentos. El
12 Trusses and bracing
col cargas aplicadas entre nodos
b) Análisis de Primaria - Las cargas en los nodos N
N t
t
N t
t
c S e c o n d a r y A n a l y s i s o f To p C h a d a s a C o n t i n u o u s fl e w
Figure 9.2 Las cargas se aplica entre los nodos de cercha 9.3.4 Excentricidad en las conexiones
BS 5950: Parte 1 establece en la Sección 6.1.2 que los miembros reunidos en una junta debe colocarse de manera que sus ejes centroidales encuentran en un punto. Para conexione s atornilladas? Nes las líneas de vía de los pernos pueden ser utilizados en lugar de los ejes centroidales. Si la unión se construye con la excentricidad entonces los miembros y elementos de fijación debe ser De? Firmado para resistir el momento en que surge. En el momento de la articulación se divide entre los miembros en proporción a su rigidez.. 9.3.5 cerchas-rígidos articulados
-®©§ 9.3.6 Deflection of trusses
La desviación de una ETR pin-articulado
ETire AE P = fuerza en un miembro de cercha debido a las cargas aplicadas
13 Trusses and bracing
u = fuerza en un miembro de armadura debido a la carga unitaria aplicada en el nodo y en la dirección de la deflexión requerida.
L = longitud de un miembro de cercha A = área de un miembro de cercha E = módulo de Young
Un análisis por ordenador da la deflexión como parte de la salida. 9.3.7 cerchas redundantes y transversales, con férula Una viga de viento transversal arriostrados se muestra en la Figura 9.3. Para analizar esto como una redund? cercha de hormigas sería necesario usar el programa de análisis de ordenador.
a)
C r u c e B rac ed r ed u n d a n te Tru s s
a)Análisis con
Las diagonales de tensión
Figura 9.3-Cruz arriostrados viga de celosía
Sin embargo, es habitual a descuidar las diagonales de compresión y asumir que el panel de cizallamiento es tomada por las diagonales de tensión, como se muestra en la figura 9.3 (b). Esta idealización se utiliza en el diseño de arriostramiento transversal (ver Sección 9.7).
9.4 Diseño de los elementos de refuerzo 9.4.1 Condiciones de diseño Las cargas de miembros de los casos-muertos de carga separados, impuestas y el viento deben ser combinados y como factores para dar las condiciones críticas para el diseño. Condiciones críticas surgen a menudo a través de la inversión de la carga debido al viento, como disco? Sed continuación. Momentos deben ser tenidos en cuenta si se aplican cargas entre los nodos de celosía. 9.4.2 Struts (1) Maximum slenderness ratios
14 Trusses and bracing
Para los miembros de la ligera cargados estos límites a menudo controlan el tamaño de los miembros. Las proporciones máximas son: (1) Los miembros se resisten a que no sea el viento de carga-180 (2) Miembros resisten peso propio y el viento de carga-250 (3) Miembros normalmente actúan como lazos, pero sujeto a la inversión de la carga al viento-350 El código también establece que la deflexión debido al peso propio debe ser revisado para miembros cuyos esbeltez supera 180. Si la desviación es superior a la longitud / 1000, el efecto de la flexión debe ser tomado en cuenta en el diseño. (2) Limitar proporciones de puntales angulares
Para evitar el pandeo local, lo que limita la anchura / relaciones de espesor para ángulos individuales y ángulos dobles con componentes separados se dan en la s e g u n d o
Limityo
Dimensiones
Sección b / t and El plastico Compacto Semi - compacta
8.5 e 9-S e
4 5.
d / t.DO. -
15
0 e
23 e
Figura 9.4 proporciones limitantes para puntales simple y doble ángulo
(3) Longitudes eficaces para acordes de compresión
El acorde compresión de una cercha de celosía o viga es generalmente un elemento continuo a través de una serie de paneles o, en muchos casos, toda su longitud. El acorde se apoya en su plano por los miembros internos y entramados por correas en ángulos rectos con el plano como se muestra en la Figura 9.5.. El código define la longitud de los miembros de acordes en la Sección 4.10 como: (1) En el plano de la cercha longitud del panel L1 (2)Fuera del plano de la separación de cercha-L2 purlin Las reglas de la Sección 4.7.2 del código pueden entonces ser utilizados para
Design of truss members 15 Continuous top acord e
Purim
Discontinuous strut
Esbeltez
X.
is
máximo
Escudete
Escudete
ii
l
of
X
X
X
Continuo
Cima Acorde L7
L2
r„
r„
r ,,
Discontinuo 0.85L3 I
Interno 0,713
r
W 2
1.0 11 but
r 71
Member 0,713
0 .8S L3
pero
r 0-713 • 30
a
[G ---; 12 4 X 1 ° .5pero
.
r1y
0.85L3 but
30 a
• —• f„
L, se mide entre elementos de fijación interconexión de ING doble miembro
los de de
Figura 9.5 relaciones de esbeltez para elementos de refuerzo
muestra en la Figura 9.5. Tenga en cuenta que las articulaciones de celosía reducen el valor en el plano del efecto? Longitud ive. (4)
Effective lengths of discontinuous internal truss members
-®©§. (5) Procedimiento de diseño Los estados de código en la sección 4.7.10.1 que la excentricidad fin para puntales discontinuos puede ser ignorado y el diseño hecho para un miembro cargado axialmente.
16 Trusses and bracing
por ? ángulos individuales o ángulos dobles con miembros separados, la resistencia com compresión para el plástico, secciones compactas o semicompactas está dada por:
P c = ASPC Ag = área bruta De la Tabla 25 en el código, se selecciona la curva de puntal (Tabla 27 (c)) para obtener el pc resistencia a la compresión. Si la sección es delgado, la resistencia de diseño se reduce por el menor de: 11 19 (DITE) - 4 o + d) 114- 4
See Table 8 and Figure 3 in BS 5950: Part 1 and Figure 9.4 here. 9.4.2 Ties El área efectiva se utiliza en el diseño de las relaciones angulares discontinuos. Esto se establece en la Sección 7.4 anterior. Acordes tensional es son continuas a lo largo de la totalidad o la mayor parte de su longitud. Se requerirán los controles en las conexiones finales y los empalmes. 9.4.3 Los miembros sujetos a reversión de la carga En los techos de luz el levantamiento del viento puede ser mayor que la carga muerta. Esto provoca una inversión de la carga de todos los miembros. El cordón inferior esel más seri miembro? Ormente afectada y debe ser apoyado lateralmente por un sistema de arriostramiento cordón inferior, como se muestra en la Figura 1.2. Tendria que sere comprobado la tensión debido a las cargas de compresión y muertas e impuestas debido a la carga de viento. 9.4.4 Acordes sometidos a carga axial y momento Ángulo cordones superiores de armazones pueden ser sometidos a carga axial y momento, como se discute en la Sección 9.3.3 anterior. La capacidad de pandeo para carga axial es cal? Culado de conformidad con la Sección 9.4.2 (3) anterior. El momento de resistencia al pandeo para un solo ángulo se da en la Sección 4.3.8 de la norma BS 5950: Parte 1. Esto depende de la esbeltez alrededor del eje débil, por ejemplo: where Z = elastic modulus about the appropriate axis = radius of gyration about the weakest axis L = unrestrained length La misma expresión puede ser usada para un acorde de doble ángulo como se muestra en la Figura 9.5 utilizando el máximo de LILR La comprobación de diseño es elástica, por lo que el valor de Z para ser utilizado depende del lugar donde se realiza la comprobación. Por ejemplo, por el momento acaparando en un
Conexiones Truss 273
donde F = carga axial A1 = área bruta de la cuerda Pc = resistencia a la compresión M = momento aplicado Mb = momento resistencia al pandeo
9.5 conexiones Truss 9.5.1 Tipos Los siguientes tipos de conexiones se utilizan en armazones: (1) Conexiones capitalización Columna y final; (2) Articulaciones internas en construcción soldada; (3) Articulaciones-internas sitio atornilladas y externos. -®©§.
a ) E n d C o n n e c ti o n s A
c I Site b) Interna
Splice - C
Conexión - B A
B
\\\ C
Empalme sitio
C Empalme sitio
Rpm 9.6 (cont. Dorso)
18 Trusses and bracing
d ) RidgeConjunto - D
Figura 9.6 conexiones viga de celosía y Truss
9.5.2 Diseño de juntas
Diseño de la junta consiste en el diseño de la placa de pernos, soldaduras y fuelle. (1) Uni on es at orni l l adas
La carga en el miembro se supone que está dividido en partes iguales entre los pernos. Los pernos están diseñados para corte directo y la excent ricidad entre la línea de calibre perno y el eje centroidal se descuida (ver Figura 9.7 (a)). Los pernos y cartela se comprueban para rodamiento. (2) Uni on es sol dadas
En la figura 9.7 (a) los grupos de soldadura pueden ser equilibrada como se muestra. Es decir, el centroide del grupo de soldadura est á dispuesta para coincidir con el eje centroidal del ángulo en el plano de la cartela. La soldadura está diseñado para corte directo. Si el ángulo está soldada durante todo el, la soldadura se carga de forma excéntrica, como se muestra en la figura 9.7 (b). Sin embargo, la excentricidad generalmente no se considera en el diseño práctico, ya mucho más de la soldadura está provisto de lo necesario para llevar la carga.. (3) Cartela Las transferencias de placa de escuadra cargas entre los miembros. El espesor es generalmente
a ) S h o p s o l d a d a - S i t i o Unión atornillada
Design of roof truss for an industrial building 19
) Descentrada
Weld Grupo
c 1 A n c h u r a e f e c t i v a d e Fu e l l e P l a t e
Cifra 9.7 conexiones Braguero y diseño cartela
selecciona de experiencia pero debe ser al menos igual a la de los miembros a ser conectadas. Las condiciones de estrés reales en la cartela son complejas. La tensión directa en la placa se puede comprobar en el extremo del miembro de suponiendo que la carga se dispersa a 30 grados como se muestra en la Figura 9.7 (c). La carga directa sobre el ancho de la dispersión b no debe superar la resistencia de diseño de la cartela. En las articul aciones donde los miembros están muy juntos puede que no sea posible dispersar la carga. En este caso se tiene una anchura de fuelle igual a la anchura miembro por el cheque..
9.6 Design of a roof truss for an industrial building 9.6.1 Specification A section through an industrial building is shown in Figure 9.8(a) The frames
are at 5-m centres and the length of the building is 45 m. The purlin spacing on the roof is shown in Figure 9.8(b). The loading on the roof is as follows: (1) Muerto carga medida, en la longitud de la pendiente Láminas y aislamiento del tablero = 0,25 kN / m2 Purlins = 0,1 kN / m2 Truss = 0,1 kN / m2 Carga muerta total (2) Impuesto de carga medido en el plan mide en pendiente = 0,75 x 10 / 10.77 (3) Carga de viento
= 0,45 kN / m2 = 0,75 kN / m2 = 0,7 kN / m 2
20 Trusses and bracing
Esta se calcula utilizando CP3: Capítulo V: Parte 2. La derivación de la carga de viento se expone a continuación. Diseñar las estructuras de madera que utilizan los miembros de ángulos y juntas de fuelle. La armadura debe ser fabricado en dos partes para el transporte al sitio. Uniones atornilladas sitio se que se deben proporcionar
20 metro u na S ecc ió n I a con stru cc ió n
A
C
h ) D i s p o s i c i ó n d e C o rre a s
Figura 9.8 cercha A-Cubierta inclinada
9.6.2 cargas Truss (1) Las cargas muertas e impuestas Debido a la simetría se considera sólo una mitad de la cercha. Las cargas muertas: Punto del panel Fin = 1.8 x 0.45 x 10.77 x 5 = 3,03 kN Puntos panel interno = 2 x 3,03 = 6,06 kN Las sobrecargas: End panel point = 3.03 x 0.7/0.45 = 4,71 kN Puntos panel interno = 2 x 4,71 = 9,42 kN Las cargas muertas se muestran en la figura 9.10.
Design of a roof truss for an industrial building 21
(2) Wind loads Location—north-east England Velocidad del viento básico = 45 m / s Factor de Topografía Si = 1,0 El edificio está situada en las afueras de una ciudad con obstrucciones de hasta 10 m de altura Planta rugosidad categoría =3 Tamaño de construcción class = B Altura hasta la parte superior de la cerchaH = 10 m Factor de la Tabla 3 52 = 0.74 Statistical factor S3 = 1,0 Velocidad del viento Diseño Su = 0,74 x 45= 33,3 m / s Dynamic pressure q = 0.613 x 33.32/103 = 0.68 kN/m2 La coeficientes de presión externa C Los coeficientes de presión interna Cpi se toman de Appen? E dix en el código. Los valores utilizados son donde sólo hayuna proba insignificante? Bilidad de una apertura dominante que ocurre durante una fuerte tormenta. Co se toma como la más onerosa de los valores de + 0,2 o - 0.3. Ángulo del viento 0*
E R
T
C
F
H
Ángulo del viento 90 *
EF
GH
EG
FH
-032
-04
- 0-7
-0.6
1 < 2
W
Plan
Sección
una presión externa que Coefficients - 0 32
-0.4
-07
-07
= 90* b 1 Roof
Presare
Coeficientes 0.612kN / m
0 612 kN /
0354 kN /
0'
1
c 1 Cargas Techo de viento Figura 9.9 Cargas de viento sobre las estructuras de madera
90 *
22 Trusses and bracing
-®©§ 0.68 (Cr. — Co) Las cargas de viento en el tejado se muestran en la Figura 9.9 (c) para los dos casos de transversal viento y longitudinal al edificio. Las cargas de viento en los puntos de paneles normales al cordón superior para el caso de viento longitudinal del edificio son: Puntos del panel Fin = 8/1 x 0,612 x 10,77 x 5 = 4,12 kN Internal panel points = 8.24 kN Las cargas de viento se muestran en la Figura 9.11 9.6.3 análisis Truss (1) Las fuerzas primarias en elementos de refuerzo
Debido a la simetría de la carga en cada caso sólo una mitad de la armadura es considerado. La armadura es analizada por el método de diagrama de fuerzas y de la anal? yses se muestran en la Figura 9.10 y 9.11. Tenga en cuenta que los miembros 4-5 y 5 a 6 mosto 6 06
Tensión Compresión -40- ve
Design of a truss for an industrial building 23 4 12 kN 4 .12kN \GRAMO/ 8 24 kN
B 24kN
8 24 kN B
4
1 2
k N
B 30 6
L
b
Figura 9.11 Análisis de viento-carga Tabla 9.1 Fuerzas de miembros de armadura de techo (kN) Miembro
C-1 D-2 E-5 F-6 A-1 A-3 A-7 1-2 3.4 5-6 2-3 4-5 4-7 6-7 7-8
Top acordes
Bottom chord
Struts
Lazos
Peso muer to
- 57.1 - 54,9 - 52,6 -50.3 53.0 45.5 30.3 - 5.6 - 11.3 - 5.6 7.6 7.6 15.2 22.7 0.0
Carga impuest a
- 88.8 - 85,4 - 81.8 -78.2 82.4 - 70,8 47.1 - 8.7 - 17.6 - 8.7 11.8 11.8 23.6 35.3 0.0
Carga de vient
72.1 72.1 74.9 74.9 -66.9 - 55,9 - 32,1 8.2 17.6 8.2 -11.1 - 14,1 - 23.7 - 34.8 0.0
24 Trusses and bracing
ser reemplazado por el miembro ficticia 6-X para localizar el punto 6 de la fuerza de diámetro gramo?. Entonces el punto 6 se utiliza para encontrar los puntos 4 y 5. Se analiza el caso de carga muerta y las fuerzas debidas a las cargas impuestas se encuentran por la proporción. Se analiza el caso para la elevación máxima del viento. Las fuerzas en los miembros de la cercha se tabulan por muerto, impuesto y carga de viento en la Tabla 9.1. (2) Momentos en el cordón superior
El cordón superior se analiza como una viga continua de momentos causados por la componente normal de la carga de la correa de carga muerta: Carga Purlin = 1.78 x 5 x 0,35 = 3,12 kN Componente normal = 3,12 x 10 / 10,77 = 2,89 kN Fin correa L = 2,89 x 0,98 / 1,78 = 1,59 kN La carga cordón superior se muestra en la Figura 9.12 (a). Los momentos fiMA nales fijos = son: Span AB =0 MBA = 2,89 x 1,78 (2,692-1,782) / 2 x 2.692 = 1,44 kNm Span BC Mgc = 2.89 [(0,87 x 1,823) + (2,65 x 0.042) 1 / = 1,15 kNm Mcg = 2.89 [(1,82 x 0,872) + (0,04 x 2.652) = 0,66 kNm Span CD 1 / 2.692 MCD = 2.89 x 1.74 x 0.952/2.692 = 0,63 kNm MDC = 2.89 x 0.95 x 1.742 / 2.692 = 1,15 kNm Span DE MDE 2.89 x 0.82 x 1.872 / 2.692 + 1,59 x 2,6 x 0,092 / 2,692 = 1,15 kNm MED = 2.89 x 1.87 x 0.822 / 2.692 + 1,59 x 2,6 x 0,092 / 2,692 = 0,51 kNm
Los factores de distribución son: Conjunto B BA: BC = 0.75: 1 Articulaciones C y D
= 0,43: 0,57 = 0,5: 0,5
6 en 1.78 = 10.68 1.45kN
1.78 2.69
2.89kN
0.91
2.89kN
0.87
1.78 2.69
2.89kN
2.89kN
1
1.74
2.89kN
0.9540.82
2.69
a) Inicio de acordes Cargas muertas
1.59kN
1.78...YO 0.09
2.69
Design of a truss for an industrial building 25
1
0.571
0.4 3
0.0
0.51
10.5
1.44 - 1.15 0.66 - 0 . 1 2 - 0 . 1 7 -0.02 0.0 0.0
0.0
-0.01 0.0
1.32
-1.32
10.5
-0.63 -0.02
-0.09 0.05
0.0
0.6
-0.6
0.51 -1.15 0.0
1.15
0.0 0.0
0.0 0.0
1.15
-1.15
0.0
0.05
0.63
0.0
0.63
b ) M o m e n to d e d i s tr i b u c i ó n , A n á l i s i s C u e rd a S u p e r i o r
Figura análisis 9.12 Top-cuerda
2.8 9
2 89 kN F
A
2
G 1 78
•
kN
0.91 Yo -T1 32 kNm
0 49kN
241 kN
t
C406kN 0 04 m
H
0 87
1 78
kI
2 29 kN
MF = 0 87 kNm
3 49 kN
MG
= 0 67 kNm
MH
= 0 46 kNm
2 B9kN
.
2,89 kN
0 95
B9 kN
K - 1 15kNm I 0 82 2.25kN
2 07kN
159 kN
L
1 711
0.63 KNm
1 74
0
2.23
0 82 kN M
09
kN = 0 83 kNm
MK = 0 72 kNm ML = 0 37 kNm
a) Los tram os separados. Reacciones y momentos internos
y ..
Alif y
AFLIGIR -
c en,C, Ai -- metro
00
C. 0
Irr Momentos kNm
11.1411,
4
i
- 57 1
cl Axial
•
4
.
m gD
4
c, c-
52. 6 - 50'3 - 0.-
- 54,9
B
A
L;
C
Fortes
Figura 9.13 momentos Top-acordes y fuerzas
0
-
Caras kN E
26 Trusses and bracing
los distribución de momentos se muestra en la Figura 9.12 (b) y las reacciones y momentos internos de los vanos separados se muestran en la Figura 9.13 (a). El diagrama de momento flector para el cordón superior completo se muestra en la Figura 9.13 (b) y las cargas axiales desde el diagrama fuerza en la Figura 9.13 (c). 9.6.4 Diseño de elementos de refuerzo Parte del diseño miembro depende del acuerdo conjunto. El detalle y el diseño de la junta se incluyen con el diseño de miembro. Cálculos completos para el diseño de junta no se dan en todos los casos.
(1) Top chord The top chord is to be a continuous member with a site joint at the ridge.
Member C-1 at eaves Las condiciones máximas de diseño están en B (Figura 9.13) Carga muerta + impuesto Compresión F = - (1,4 x 57,1) - (1,6 x 88,8) = - 222.0 kN Moment MB = ( 1 . 4 x 1.32)- (1.6 x 1.32 x 0.7/0.35) = - 6.07 kNm Carga de viento Dead + La tensión F = - 57.1+ (1,4 x 72,1)
= 43.8 kN
Try 2 No. 100 x 65 x 10 angles with 10 mm thick gusset plate. The gross section is shown in Figure 9.14(a). The properties are:
A= 31.2 cm4; rx = 3.14 cm, ry = 2,79 cm Zx = 46,4 cm3 (mínimo)
Diseño fuerza p ,, = 275 N / mm3 (Tabla 6) Compruebe la clasificación sección utilizando la Tabla 7. di t
= 100/10
=10 <15
La esbeltez es el máximo de:
LEIri = 0,7 x 2690 / 31,4 = 60,0 LE/r,.= 1780/27.9 = 63.8 Pc Resistencia a la compresión= 193,4 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) El momento de resistencia al pandeo para un solo ángulo se da en la Sección 4.3.8 del código. Los dos ángulos actúan juntos y la esbeltez es inferior a 100.
Design of a truss for an industrial building 27 segun do. sesen ta y
8
X
X
b
S e c ci ó n ne t a a l Si t i o
2 Sin 100. 65.10 11 a ) Cuerda
2/100.
issoo
7 s
7 s
4 0
200 mm
70.70.10
50.50.6 L c 1 de Ridge Conjunta
2/ 100. 65.10 T
2/60.60.7 JL Todas las soldaduras de 6
dl Al e ro s C o nj unt a
Figura 9.14 Top-acorde de detalles de diseño Miembros F-6 en la cordillera
La articulación de la cresta se muestra en la Figura 9.14 (c). Una unión atornillada sitio se proporciona en la cuerda en un lado. Las condiciones de diseño son: Compresión F = (1,4 x 50,3) + (1,6 x 78,2) = 195,54 kN Moment ME = — (1.4 x 0.57) — (1.6 x 0.57 x 0.07/0.35) = 2.62 kNm La sección neta se muestra en la Figura 9.14 (b):
28 Trusses and bracing
Interacción la expresión de la capacidad local es: 275 x 26,8
8.95
La sección es satisfactoria. Aleros conjunta (véase la Figura 9.14 (d) El miembro está conectado a ambos lados de la escuadra por lo que la sección bruta es eficaz en la resistencia de carga (véase la sección 4.6.3.3 del Código). Compresión F = 222,02 kN Duración de 6 mm de filete, fuerza 0,9 kN / mm, requiere: = 222,02 / 0,9 = 246,6 mm Esto puede ser equilibrada alrededor del miembro como se muestra en la figura. Más de soldadura se ha proporcionado lo necesario. The bearing capacity of the gusset is checked at the end of the member on a width of 100 mm. No dispersal of the load is considered because of the com pact arrangement of the joint: Capacidad de carga = 275 x 100 x 10/103 = 275 kN El fuelle es satisfactoria. Conjunta de Ridge (véase la figura 9.14 (c)) Trate de tres No. 20 mm de diámetro Grado 4.6 pernos en los centros que se muestran en la figura. De la Tabla 4.2 en el código, el valor doble de cizalla es de 76,2 kN. Los pernos resisten: Direct shear = 195.54 kN Momento = 2,62 kN Corte directo por tornillo = 195.54/3 = 65.18 kN Shear debido al momento = 2.62 / 0.15 = 17,47 kN Cizalla resultante = (65.182 + 17.472) 0 = 67,4 kN The bolts are satisfactory. The shop-welded joint must be designed for moment and shear. The weld is shown in the figure. The gusset will be satisfactory. (2) la cuerda inferior
El cordón inferior es tener dos articulaciones sitio en P y R, como se muestra en la Figura 9.15. MemberA-1 Las condiciones de diseño son: Carga muerta + impuesto Tensión Carga de viento Dead +
F = (1,4 x 53) + (1,6 x 82,4) = 206,04 kN
Diseño de una armadura para un edificio industrial 285
Trate de dos No. 80 x 60 x 7 ángulos. La sección se muestra en la Figura 9.15 (b). Las propiedades son:
A=18,76 cm2; rx =2,51 cm; ry = 2,34 cm.
La sección es semi-compacto. Cuando el cordón inferior está en compresión debido al levantamiento del viento, soportes laterales serán proporcionados en P, Q y R por el cordón inferior arriostramiento muestra en la Figura 9.15 (a). La longitud efectiva para pandeo alrededor del eje YY es 5800 mm: LE / ry = 5800 / 23.4 = 248
pc = 28,4 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) Pc = 18.76 x 28.4 / 10 = 53,2 kN En el extremo A los ángulos están conectados a ambos lados de la cartela: P =, 275 x 18,76 / 10= 515,9 kN Proporcionar 2 No. 80 x 60 x 7 ángulos. La carga de viento controla el diseño. La conexión a la cartela se muestra en la Figura 9.14 (d). La longitud de 6 mm de soldadura requiere: = 206.04 / 0,9 = 228,9 mm La soldadura se coloca como se muestra en la figura. El fuelle es satisfactoria. Miembro A-7 Carga muerta + impuesto La tensión F = (1,4 x 30,3) + (1,6 x 47,1) = 117,8 kN Carga de viento Dead + Compresión = 30,3 - (1,4 x 32,1) = - 14,64 kN Member A-7 is connected to the gusset by 2 No. 20-mm diameter bolts in double shear as shown in Figure 9.15(d):
a) Baja Acorde Bracing
Figura 9.15 (cont. Dorso)
30 Trusses and bracing
JL (
2 No hay agujeros de 22 mm 0
c) Neto Sección
b ) la c u e rd a i n f e r i o r
70x70x8 L 700000L
2 No hay pernos de 20
2 Ninguna caja
2/ 80x60x7 JL
d I S i ti o c o n j u n ta e n P
Figura 9.15 Bottom-acordes detalles de diseño
El miembro también será satisfactorio cuando actúa en compresión debido al viento. La capacidad de corte de la articulación:
(3) miembros internos
Miembros 4-7, 6-7 Diseñar para la carga máxima de los miembros 6-7: Carga muerta + impuesto La tensión F = (1,4 x 22,7) + (1,6 x 35,3) = 88,26 kN Carga de viento Dead + Carga de compresión = 22,7 - (1,4 x 34,8) = - 26,02 kN Trate de 70 x 70 x 10 ángulo. Las longitudes de miembros y la sección se muestran en la Figura 9.16. Las propiedades son: A = 13.1 cm 2 ; r, — 2.09 cm; r, = 1.36 cm. Los valores de esbeltez se calculan a continuación (ver Figura 9.5). Miembros 6-7 pandeo alrededor del eje VV:
Diseño de una armadura para un edificio industrial 287
al interior Longitudes miembro
1_70
70: 70.100 L ) Sección
7RN2 c I Sección neta al Sitio
Figura 9.16 Diseño para los miembros 4-7, 6-7 y 3-4
Miembros 6-7 y 4-7 pandeo lateral: X = 5800 / 20,9 = 277,5, pero 0,7 x 5800 / 20,9 + 30 = 224,2 Resistencia a la compresión para X = 277.5: Pc = 23,2 N / mm2 (Cuadro 27 (0) Resistencia a la compresión: P, = 23,2 x 13,1 / 10 = 30,4 kN Esto es satisfactorio. El extremo del miembro 6 a 7 está conectado en la cumbrera por medio de pernos, como se muestra en la figura 9.14 (c). La sección neta se muestra en la Figura 9.16 (c): Área útil de la pierna conectado = 10 (65-22) = 430 mm2 Área de la pierna sin conectar = 10 x 65 = 650 mm2 ( 3 x 430 ) Área útil = 430 + 650 = 862,2 mm2 (3 x 430) + 650 La tensión capacidad de P, = 275 x 862,2 / 103 = 237,1 kN Esto es satisfactorio. Joints for Members 4-7, 6-7 Use 20-mm bolts in clearance holes. Valor único cizalla
= 38,1 kN (Cuadro 4.2)
32 Trusses and bracing
Bracing 33
los pernos se muestran en la Figura 9.14 (c) y se muestra también la conexión soldada en la figura. La conexión a la articulación sitio en P se muestra en la Figura 9.15 (d). Los miembros 3-4
Las cargas de diseño son: Carga muerta + impuesto Compresión F = - (1,4 x 11,3) - (1,6 x 17,6) = - 43,98 kN Carga de viento Dead + La tensión F = -11.3 + (1.4 x 17.6) = 13.34kN Trate de 70 x70 x 8 ángulo. Las propiedades son: A = 10,6 cm2; r, = 2,11 cm; r, = 1,36 cm Véase la figura 9.16. X = 0,85 x 2,154 / 13,6 = 134,6 pero ..--- 0,7 x 2,154 / 13,6 + 15 = 125,9 = 2.154 / 21,1 = 102,1, pero ..- 0.7 x 2154 / 21,1 + 30 = 101,5 pc = 81,4 N / mm2 Pc = 81,4 x 10,6 / 10 = 86,2 kN Un ángulo más pequeño podría ser utilizado, pero esta sección se adoptará para la uniformidad. Otros miembros internos Todos los demás miembros han de ser de 50 x 50 x 6 ángulos. No se le da el diseño de estos miembros. (4) arreglo Truss
Un dibujo de la armadura se muestra en la Figura 9.17 y los detalles de las principales articulaciones se muestra en las figuras 9.14 y 9.15.
9.7 Refuerzos 9.7.1 Consideraciones generales Bracing is required to resist horizontal loading in bdificios diseñados para el método de diseño simple. El arriostramiento también, en general se estabiliza el edificio y asegura que el marco es cuadrado. Se compone de los miembros diagonalessea? Tween columnas y cerchas y por lo general se coloca en las bahías finales. El arriostramiento lleva la carga mediante la formación de vigas de celosía con los miembros de construcción. 9.7.2 Preparándose para los edificios industriales de una sola planta El refuerzo de un edificio de una sola planta se muestra en la Figura 9.18 (a). El adentro? Tramas internas resistir la carga de viento transversal doblando en las columnas en voladizo. Sin embargo, el marco de aguilón se puede preparó para resistir esta carga, como se muestra. El viento que sopla en sentido longitudinal provoca fuerzas de presión y succión en el barlovento y sotavento frontones y arrastre del viento sobre el techo y las paredes. Estas fuerzas son resistidas por el techo y la pared de arriostramiento muestran.
34 Trusses and bracing Longitudinal viento
Viento arrastrar
Side Elemti
Internal Frame Transvers e viento
Roof
M a rc o G a b l e
Plan a)
Single - Storey
edificio
Viento
Grúa olea da
Grúa girder
b) La construcción con una grúa
Figura 9.18 Preparándose para la construcción de una sola planta
9.7.3 Bracing for a multi-storey building
-®©§ 9.7.4 Diseño de los miembros de arriostramiento El refuerzo puede ser solo los miembros diagonales o travesaños. La carga es generalmente debido a viento o de aumento de la grúa y es reversible. Los miembros individuales de arriostramiento
Bracing 35 Vertiml wind vigoriza nte
Y En Si u actos de piso de concreto como un diafragma b) Suelo Plan un piso
Elevación
c) Floor Bracing
Cifra 9.19 Preparándose para la construcción de varias plantas
debe estar diseñado para soportar cargas de tracción y compresión. Con arriostramiento transversal, sólo los miembros de tensión se supone que son eficaces y las de compresión se ignoran. Los miembros de refuerzo son los miembros web diagonales de la viga de celosía formada con los miembros principales de construcción, la columna, la construcción de acordes para entramados, vigas, aleros y miembros del canto, vigas de pisos y vigas del techo. Las fuerzas en los miembros de refuerzo se encuentran mediante el análisis de la viga de celosía. Los miembros están diseñados como lazos o puntales, tal como se establece en la Sección 9.4 anterior. Los elementos de arriostramiento son a menudo muy ligeramente cargados y secciones de tamaño mínimo son elegidos para prac? Ticos razones. 9.7.5 Ejemplo: preparándose para un edificio de una sola planta El marco de dos aguas y el aparato ortopédico en la bahía final de una construcción industrial de una sola planta? Ing se muestran en la Figura 9.20. La bahía final en el otro extremo del edificio también se preparó. La longitud del edificio es de 50 metros y los marcos de celosía y de columna son a los 5 m centros. Otras dimensiones de construcción se muestran en la figura. Diseña el techo y la pared de refuerzo para resistir la carga del viento longitudinal utilizando Grado de acero 43. (1) Carga de viento (consulte CP3: Capítulo V: Parte 2) Velocidad del viento básico= 45 m / s Factor de Topografía S1 = 1.0 Planta rugosidad categoría 3
36 Trusses and bracing
E In
F 4 C) Sm = 20m
No s e m ue stra n lo s ca rr il es d e la mi na do y pu er ta .
Figura 9.20 marco Gable y el aparato ortopédico en la bahía de final
Altura de cumbreraH = 10 m Factor S2 = 0,74 (Tabla 3) Factor de EstadísticaS3 = 1,0 Design wind speed V, = 45 x 0.74= 33.3 m/s Dynamic pressure q = 0.613 x 33.32/103 = 0.68 kN/m2 Los coeficientes de presión sobre las paredes extremas de la Tabla 7 en el código se exponen en la Figura 9.21 (a). El coeficiente global de presión es de 0,8. Esto no se ve afectada por la presión interna: La presión del viento = 0,8 x 0,68 = 0.544 kN / m2 Ángu lo del vient pc
Cpe
0'
-06
90'
paraSuperficie
C
0 -0 .6
•07
-01
D w = 20m a ) ex t e r n o s C o e fi c i e n t e s d e p re s i ó n - Fi n Pa re d e s
d = 50m
Viento
b 1 Di me ns io ne s pa ra el cál cu lo de res is te nc ia d e ro za mi en to
Figura 9.21 Datos para el cálculo de las cargas de viento
Bracing 37
El método de cálculo de la resistencia de fricción se da en la cláusula 7.4 del código: -Revestimiento de plástico corrugado con recubrimiento de chapa de acero. Factor Cr Consulte la Figura 9.21 (b). dlh= 5016 =8.33 > 4 dlb= 50/20 = 2.5 < 4
=0.02 x 0.68 x 12(50 - 24) = 4.24 kN La carga total es la suma de la carga del viento en los extremos del tejado y de la resistencia de fricción. La carga se divide en partes iguales entre el arriostramiento en cada extremo del edificio.
(2) Las cargas de refuerzo (ver Figura 9.20) El punto E Carga del viento en la columna de la espadaña final EF = 9,5 x 5 x 0,5 x 0,544 = 12,92 kN Reacción en E, parte superior de la columna = 6,46 kN Carga en E de resistencia al viento en el tejado = 0,5 x 7,1 x 0,25 = 0.9 kN Total load at E = 7,36 kN El punto C
=8 x 5 x 0.5x 0.544 Reaction at C, top of the column Load C from wind drag on the roof Total load at C
= 10.88 kN = 5.44 kN = 0.9 kN = 6.34 kN
El punto A
Carga del viento en la columna edificio AB = 2,5 x 6,5 x 0,5 x 0,544 Reacción en A, la parte superior de la columna Load at A from wind drag on roof and wall
= 4.42 kN = 2,21 kN = 0,97 kN = 3,18 kN
(3) Roof bracing La carga sobre la viga de celosía formada por los miembros de arriostramiento y techo y las fuerzas en los miembros de refuerzo se muestran en la Figura 9.22 (a). Tenga
38 Trusses and bracing 3-18kN
6 34kN C1
E
Al
4,
1
N
5.39 ,5:
H - - - - - - -GRAMO
**.
13.2 kN
t
13 2kN
21.56 kN
Fuerzas de miembros de refuerzo
50:50x6L 19mm agujero 0 Miembro de arriostramiento a) Roof Bracing
13 2 kN
5metro b) Muro Bracing
1 Techo Bracing
Muro Bmcing
c I Single Bracing System
Figure 9.22 Bracing trusses and member forces
No se ha demostrado miembros de la Cruz de arriostramiento en compresión. Las fuerzas se transmiten a través de las correas en este caso. La máxima miembro cargado es AH: Diseño de carga = 1,4 x 14.17 = 20.62 kN Trate de 50 x 50 x 6 ángulo con 2 Núm 16 mm de diámetro Grado 4.6 pernos en las conexiones finales.
Capacidad Perno = 2 x 25.1 = 50.2 kN (Tabla 4.2). Refiriéndose a la Figura 9.22 (a): (_____3 x 174)
Bracing 39
Área útil = (47-18) 6 + Capacidad Tensión P1 = 275 x 357.1 / 103 = 98,2 kN Haga todos los miembros de la misma sección. (4) Pared vi gori zant e
La carga en el arriostramiento de la pared y la fuerza en el miembro de arriostramiento se muestra en la Figura 9.22 (b). Design load = 1.4 x 20.62 = 28.9 kN Provide 50 x 50 x 6 angle (5) Further considerations
Design for load on one gable En un edificio largo del refuerzo debe ser diseñado para la carga máxima en un extremo. Esta es la presión externa y de aspiración interna enel aguilón más la mitad de la resistencia de rozamiento sobre el techo y las paredes. En este caso, si el diseño está hecho sobre esta base: Techo de arriostramiento: carga de diseño en un H = 25,1 kN Muro de arriostramiento: Carga Diseño= 39,2 kN Los 50 x 50 x 6 ángulos serán satisfactorios. Sistema de arriostramiento Individual En el análisis anterior se proporciona arriostramiento transversal y las correas forman parte de la viga de celosía de arriostramiento. Esta disposición es satisfactoria cuando se utilizan correas angulares. Sin embargo, si se utilizan correas laminadas en frío el sistema de arriostramiento debe ser independiente de las correas. Un sistema adecuado se muestra en la Figura 9.22 (c), donde los miembros de arriostramiento en el techo a dos aguas soportan las columnas. Seg hueco circular? Nes son defde diez utilizado para los miembros de refuerzo. 9.7.6 Ejemplo: preparándose para un edificio de varios pisos
Los planes de encuadre para un edificio de oficinas se muestran en la Figura 9.23. Los pisos y el techo se echan en situ losas de hormigón armadoque transmiten la carga de viento de las columnas internas para fines de refuerzo. Diseñar el viento arriostramiento mediante Grado 43 de acero. (1) Las cargas de viento
Los datos para la carga de viento son: Velocidad del viento básico V = 45 m / s Topography factor Si = 1,0 Planta rugosidad-Categoría = 4
40 Trusses and bracing
Factor S2 Techo H = 13 m Second floor H= 11 m Primera planta H = 7 m
S2 = 0,66
S2 = 0.63 S2 = 0,58
The height of the building has been divided into parts for np,a,:urenent of Has follows: Techo-para La parte superior del edificio Segundo piso a mitad de camino entre el segundo piso y el techo Primera planta -Mid camino entre el primer y segundo piso (ver Figura 9.23). Factor de Estadística S3 = 1,0 Las velocidades del viento de diseño y presiones dinámicas son: V8 Techo = 45 x 0,66 = 29,7 m / s q = 0,613 x 29,72 / 103 = 0,54 kN / m2 Segundo piso V = 28.4 m/s q = 0,49 kN / m2 Primera planta V= 26,1 m / s q = 0,42 kN / m2 5 (" 0 4 m = 20 m
3t 4m 12m
mom Num
Techo Segun da planta primero Floor Ground
E levet Frente! en
Fin Elevación
Vertical del viento Bracing
norte_._,,, ,, _, . ._
.__, _, _, _. . , . . . yo
I
I r L I — I — I — I Plan
Primero, Segundo Piso y Techo
I
1
I-I - I
---.yo
Planta baja
Plan
I
Figura 9.23 planes de encuadre para un edificio de varios pisos
Bracing 41
Los coeficientes de fuerza Cf para viento sobre el edificio en su conjunto se han tomado de la Tabla 10 del código viento. Estos se muestran en la Figura 9.24 para transversal y longitudinal del viento: d = 12 m
= length del edificio = 20 m w = ancho del edificio = 12 m h = altura del edificio = 13 m
Viento CE, .0
d = 20 m
Transverse
l/w
b/d
1.66
1-66
Viento
Cr
para h / b = 0
.65
0991
Longitudinal
11w
b/d
166
0.6
Cr
para media 08 pensión = 1 0816
Figura 9.24 cargas de viento:
Force= CrqA. donde A = área frontal efectiva en estudio
Arrastre del viento sobre el techo y las paredes no estarán obligados a tener en cuenta porque ni la relación dlh ni dib es mayor que 4. (2) arriostramiento transversal Las cargas a nivel del suelo son:
P = 0,981 x 0,54 x 2 x 10 = 10,6 kN Q = 0,981 x 0,49 x 4 x 10 = 19,2 kN R = 0,981 x 0,42 x 4,5 x 10 = 18,5 kN Las cargas se muestran en la Figura 9.25 (a) y las fuerzas en los miembros de arriostramiento en la tensión también se muestran en la figura. Los tamaños de los miembros son seleccionados (ver figura 9.25 (c)).
QT miembros, RU Diseño de carga = 1,4 x 42,1 = 58,9 kN Proporcionar 50 x 50 x 6 ángulo. La capacidad de tensión que permite por una No. orificios de diámetro 18 mm se calculó en la Sección 9.7.5 (2) anterior. Esto es 98,2 kN. El uso de 16 mm de diámetro Grado 4.6
298 Cerchas y tonificante 10,6 k N P__________
19 2 kN
185kN
R
V
S a) Transversal Bracing
5 29kN
A
9 6 kN El
529
E
ze, 77
2.65 ...,
14 89 F
_
7.45
c::'
9
.S. 0,25 kN C _ 24 14 ') ol ....
G ..
5 H
hi ) 41 1 2 0 7 ',)‘‘' ..`‘. 12 07 /
b 1 Longitudinal Bracing
r1 8
2 20 mm agujero
7000x 6L
Figura 9.25 Preparándose SV diseño miembro Miembro
Diseño de carga = 1,4 x 77,3= 108,22 kN Trate de 70 x 70 x 6 ángulo con tornillos de diámetro 20 mm con una capacidad en cortante simple de 39,2 kN por perno. Número de pernos requeridos en cada extremo = 3 Para el ángulo Área útil = 538,7 mín2 Tension capacity = 148.1 kN Tenga en cuenta que un ángulo de 60 x 60 x 6 con pernos de 16 mm podría ser utilizado, pero cinco tornillos se requiere en la conexión final.
Problems 43 (3) Arriostramiento longitudinal
Las cargas a nivel del suelo son: A = 0,816 x 0,54 x 2 x 6
= 5,29 kN = 9,6 kN C =0.816 x 0.42 x 4.5 x 6 = 9.25 kN B = 0,816 x 0,49 x 4 x 6
The cargas se muestran en la Figura 9.25 (b) y se dividen entre el arriostramiento en cada extremo del edificio. Los que están en los miembros de refuerzo en la tensión se muestran en la figura. La carga máxima de diseño para la DG miembro es = 1,4 x 19.32
= 27,1 kN
Proporcionar 50 x 50 x 6 ángulos para todos los miembros. Capacidad de tensión 98,2 kN con orificio de diámetro de un 18 mm. Se requieren 2 No. pernos de diámetro 16 mm en los extremos de todo miembro de arriostramiento.
Problemas 9.1 Un edificio de techo plano de 18 m de luz tiene 1,5 m cerchas profundos en los centros de 4 m. Las armaduras llevan correas en los centros de 1.5 m. La carga muerta total es de 0,7 kN / m2 y la fload impuesto es de 0,75 kN / m2: (1) Analizar la cercha mediante resolución conjunta. (2) Diseñar la cercha mediante perfiles angulares con juntas internas soldadas y empalmes de campo atornilladas. 9.2 Una armadura de techo se muestra en la Figura 9.26. Las armaduras están en los centros de 6-m, la longitud del edificio es 36 m y la altura de los aleros es 5 m. La carga de la azotea es: Carga muerta = 0.4 kN / m2 (en pendiente) carga impuesta = 0,75 kN / m2 (en plan) La carga de viento se calcula utilizando CP3: Capítulo V: Parte 2. El edificio está situado en las afueras de una ciudad y de la velocidad básica del viento es de 45 m / s. •1.14
S 0
3 (21 2000 = 6 CO3
Figure 9.26 Roof truss
300 Cerchas y tonificante
E
12m
6m
Cifra 9.27 marco Edificio con celosía en voladizo
(1) Analizar la armadura para las cargas de techo. (2) Analizar la cuerda superior para la carga debido a la separación de la correa se muestra. La carga muerta del techo y vigas es de 0,32 kN / m2 (3) Diseño de la armadura. 9.3 Una sección a través de un edificio se muestra en la Figura 9.27. Las cerchas se apoyan sobre columnas en A y B y en voladizo hacia el frente del edificio. La parte frontal tiene puertas enrollables que se ejecutan en las pistas en el suelo. Los marcos están en centros de 6 m y la longitud del edificio es 48 m. La carga sobre el techo es: Carga muerta = 0,45 kN / m2 (en pendiente) carga impuesta = 0,75 kN / m2 (en plan) Las cargas de viento han de estar de acuerdo con CP3: Capítulo V: Parte 2. La velocidad básica del viento es de 45 m / s, y la ubicación es en las afueras d e una ciudad. La estructura debe ser analizado para carga de viento para las dos condiciones de puertas abiertas y cerradas. Analizar y diseñar la armadura. 9.4 El encuadre final y el aparato ortopédico para un edificio de una sola planta se muestran en la Figura 9.28. La ubicación del edificio es en una o polígono industrial n las afueras de una ciudad en el noreste de Inglaterra. La longitud del edificio es 32 m. Las cargas de viento han de estar de acuerdo con CP3: Capítulo V: Parte 2. Diseño del refuerzo. 9.5 La elaboración de un edificio torre cuadrada se muestra en la Figura
4 © 4m = 16m
Figura 9.28 Preparándose para un edificio de la fábrica
4m
4m
Problems 45
\
E .o E
-.1 . \\
E ... o
y
Figura 9.29 capítulo para un
10
Workshop Ejemplo de diseño de estructuras de acero
10.1 Introducción Un ejemplo que da el diseño de la estructura de acero para un taller se presenta aquí e ilustra los pasos siguientes en el proceso de diseño: (1) Consideraciones preliminares y la estimación de cargas para los distintos casos de carga; (2) El análisis por ordenador para el marco estructural; (3) Diseño de la columna de la armadura y de la grúa; (4) Bocetos de los detalles de estructuras de acero. Los planes de encuadre para el taller con puente grúa se muestran en la Figura 10.1. Los marcos están espaciados a 6.0 m centros y la longitud total del edificio es 48,0 m. El lapso de grúa es 19,1 m y la capacidad es 50 kN. Diseñar la estructura utilizando Grado 43 de acero. Perfiles angulares de acero estructural se utilizan para la armadura de techo y vigas universales para las columnas. -®©§ should also be consulted.)
8 bahías (.- 6 m. o8m Purl ins
Cr- cm, Guile
- Aleros Tie Techo Oracing En la parte
1 Brag uero
To p c h o rd l e v e l P l a n d e Te c h o
Al e ro s l ev e t
Cordón inferior soporta ligado a broong en la cuerda
Braguero
11 1 1
Side bracing
.. &Wi
Arriostramie nto no se muestra
111.11.11Mill
Crone girder
Rieles Láminas SideElevación
Sección Centro
Elevaciones
3° roof pitch
1316
4aa2.1 = 8•4
4 (0)2 1= 8.4
agghlirAllearaPrin 11._) 45
50 ktii grúa
m
Centros de amarre = sección de 20 m típica del marco
Figura 10.1 Disposición de marco de acero taller
Un método manual de análisis también podría ser utilizado y el procedimiento es el siguiente: (1) Se toma la armadura de techo para ser simplemente apoyada para su análisis; (2) Las columnas se analizan para la grúa y de viento cargas asumiendo ac portal? Ción sin cambio de pendiente en la parte superior de lacolumna. La intro de acción portal? Duce fuerzas en los acordes de la armadura que debe añadirse a las fuerzas en (1) para el diseño.. El lector debe consultar las referencias 15 y 21 para obtener más detalles sobre el método manual de análisis.
10.2 cargas de diseño básicos Se dan detalles de chapa y correas utilizadas a continuación: Chapas Cellactite 11/3 lámina corrugada, tipo 800 espesor 0,8 mm. Carga muerta = 0.1 kN / m2. Las cargas de peso propio y prevista en el plan son los siguientes: Techo carga muerta (kN / m2) Sheeting 0.11 Aislamiento e iluminación 0.14 Peso propio Purlin 0.03 Truss y el aparato ortopédico 0.10 Carga total en el plan 0.38 Carga impuesta sobre el plan = 0,75 kN / m2
304 Taller de diseño de estructuras de acero ejemplo
Correas Correas están espaciados a 2.1 m centros y abarcan 6,0 m entre cerchas Purlin loads 0.11 + 0.14 + 0.75 = 1.0 kN/m2 Provide Ward Building Components Purlin A200/180 Safe load = 1.07 kN/m2 Paredes-Revestimiento, aislamiento, rieles de laminación y tonificante = 0.3 kN / m2 Sección de la viga Stanchion- universal, decir 457 x 191 UB 67 para la estimación de peso propio Crane data-Hoist capacity = 50 kN Lapso de puente = 19,1 m Peso del puente = 35 kN Peso de elevación = 5 kN Espacio final = 220 mm Centros de las ruedas de fin de carro = 2.2 m Enfoque gancho mínima = 1,0 m Enrolle de datos de viento cargas se calculan utilizando CP3: Capítulo V: Parte 2. velocidad del viento básico, V = 45 m / s Ubicación-Nordeste de Inglaterra: la estructura está situada en la afueras de una ciudad con obstrucciones de hasta 10 m de altura. Ground roughness is Category 3 and building size is Class B.
10.3 Computer analysis data 10.3.1 geometría y propiedades estructurales El modelo informático de la estructura de acero se muestra en la figura 10.2 con la numeración de las articulaciones y miembros. El unirset coordenadas se muestran en la Tabla 10.1. Se toman las bases de las columnas como fija en el nivel del suelo y se toman las articulaciones de celosía y las conexiones de la armadura de las columnas como clavado. La estructura se analiza como un marco plano. El marco de acero resiste carga horizontal a partir del viento y mareas de la grúa porla acción de voladizo de las columnas de base fija y acciones portal de la armadura yArticul las columnas. Las otras propiedades de datos Artic ulaci ón
X-dist.
Y-disco.
1
0.00
0,000
14
12.1
8,415
2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13
0.00 0.00 0.00 1.60 1.60 3.70 3.70 5.80 5.80 7.90 7.90 10.0
5,500 7,000 8,000 7,000 8,085 7,000 8.195 7,000 8,305 7.000 8,415 8,525
15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 11a
12.1 14.2 14.2 16.3 16.3 18.4 18.4 20.0 20.0 20.0 20.0 10.0
7,000 8,305 7,000 8,195 7,000 8,085 7,000 8,000 7,000 5,500 0,000 7.000
ación
X-dist.
Y-disco.
Computer analysis data 49
4 -673 E
COE
E x EK Ex 8 0 0 i ;
8 0 0C c h
xx
II
E cr,
II E
2 E
15
c .0 0
<
O \ \ 1
0 \
0
/
7
.
LL
306Taller de diseño de estructuras de acero ejemplo Tabla 10.2 datos de control Estructurales Número de articulaciones = 26 Número de miembros 45 Número de carga conjunta = 13 Número de miembro cargado = 4 Módulo elástico E
= 205000N/mm2
Columns: try 457 x 191 UB67
ExA = 1751MN I. = 29401 cm`Ex I. =60.3 MN/m2
A = 85.4cm2
Ángulos de acordes Top: tratar 100 x 100 x 12 mm ángulo
ExA = 465 MN
A = 22,7 cm2
Ángulos cordón inferior: tratar 90 x 90 x 8 mm ángulos
A= 130,9 cm2
ExA = 285 MN
Todos los miembros web: tratan de 80 x 80 x 6 mm ángulos
A= 9,35 cm2
ExA = 192 MN
Nota: Todos los valores de E x I de los ángulos de acero utilizados en la cercha se ajustan a casi cero.
10.3.2 Roof truss: dead and imposed loads
For the steel truss the applied loads are considered as concentrated at the purlin node points. With the purlin spacing of 2.1 m the applied joint loads at the top chord are: Las cargas muertas por punto del panel = 0,38 x 6 x 2.1 = 4.8 kN cargas impuestas por punto del panel = 0,75 x 6 x 2,1 = 9,45 kN .9 PI
i
P
i
P
P
i
P
P
P 0.9 P
mi
1
Ps
Ps OL, P 4.8kN IL, P Puntal, grúa haz L revestimiento digamos, Ps = 20 kN
E
C-
20 m
Figura 10.3 Aplicado muertos e impuso cargas en TRUE
-®©§ 10.3.3 cargas grúa
La carga máxima de la rueda estática de la mesa del fabricante Carga estática máxima por rueda = 35 kN Añadir 25% de impacto 35 x 1,25 = 43,8 kN
Computer analysis data 51
La ubicación de las ruedas para obtener la reacción máxima en la pierna es la columna muestra en la figura 10.4, con una de las ruedas directamente sobre el punto 22m
II
11 de la grúa
soporte
Figura 10.4 Ruedas ubicación para la reacción máximo
Reacción máxima en la columna a través del soporte de la grúa = 43,8 + 43,8 x (6-2,2) / 6 = 43.8 X 1.63 = 71.5 Reacción en la columna opuesta de la grúa Correspondiente = 8,7 x 1,25 X 1,63 = 17.7kN Aumento transversal por rueda es de 10 por ciento del peso de elevación más la carga del gancho = 0,1 x (50 + 5) / 4 = 1,4 kN La reacción en la columna es = 1,4 x 71,4 / 43,8 = 2,28 kN Crane excentricidad de carga desde la línea central de la columna asumiendo 457 x 191 UB 67:
e = 220 + 457/2 = 448,5 decir 450 mm
Figure 10.5 shows the crane loads acting on the frame. The two applied
= 1-4 kN M, =32 1 kN-m
LHS
RHS
Figura 10.5 Grúas de carga en el marco de acero
10.3.3 cargas de viento, ángulo de viento 0 grados a la estructura Velocidad del viento Diseño = velocidad básica del viento x Si x x S2 S3. Tome la topográfica y factores estadísticos S1 y 52 como unidad. Para un edificio de clase de
308 Taller de diseño de estructuras de acero ejemplo
rugosidad del suelo categoría 3, para una altura determinada, el factor viento S2 se determina: Velocidad del viento de diseñoIt s =45x 1 x 1 xs2=45xS2m/s Dynamic wind pressure q = 0.613 x (45 x S2)2 N/m2 Tabla 10.3 presiones de viento en el techo y las paredes
Tech o Walls
Altura (m)
S2
V. (m / s)
9
0.74 0.66
33.3 29.7
7
q (kN / m2)
0.68 0.54
Table 10.3 gives the dynamic wind pressures for the roof and the walls. Por superficie del techo con la echada de 3 grados, ángulo de viento 0 grados y Coeficiente de presión externa sobre la superficie del techo: EF Cp. = - 0.9 GH = Cp = -. 0,4 Para las paredes Una pared Cp. = 0,7 B Cp. = - 0.25 Desde el Apéndice E, CP 3: Capítulo V: Parte 2 para el caso en que hay una probabilidad despreciable de una apertura dominante se producen durante una tormenta severa Cpi se toma como la más onerosa de: Aspiración interna = - 0,3 La presión interna = 0.2 Los coeficientes de presión neta que actúa sobre la superficie de la estructura se muestran en las Figuras 10.6 (a) y (b). Aspiración interna, cargas de viento: en la pared AB = 0,54 x (0,7 + 0,3) x 6 = 3,25 kN / m DE = 0,54 x (0,25 - 0,3) x 6 = - 0,16 kN / m en el techo BC = 0,68 x (- 0,9 + 0,3) x 6 x 2,1 = - 5,14 kN por CD nodo = 0,68 x (- 0,4 + 0,3) x 6 x 2,1 = - 0,86 kN por - 0.4 -0 -09 -04 nodo -
Wind -S?
G,
07
a
--0e. 2 - 5• -0..47.; ,•-
0 25
rsr
A
aspiración al
Figure 10.6 Wind-pressure coefficients: a =0 degrees
b) la presión interna
Computer analysis data 53
Internal pressure, wind loads: en la pared AB = 0,54 x (0,7 - 0,2) x 6= 1,62 kN / m DE = 0,54 x (- 0,25 - 0,2) x 6= - 1,46 kN / m en el techo BC = 0,68 x (- 0,9 - 0,2) x 2.1= - 9,43 kN por nodo CD = 0,68 x (- 0,4 a 0,2) x 6 x 2,1 = - 5,15 kN por nodo Las fuerzas del viento calculadas para el análisis por W2 - 4W1
41,03 -----
- 4545
W 6
N o s o t r o s
Wisconsin
segun do
mi
W5 = 9 - 43 kN W 7 = 5 . 1 5 kN W6 = W5 / 2 W8 = W7/2
W1 = 5 a 14 kN W3 W2==0W1 / 2 W4 = W3/2
mi
A a) interna de aspiración
b) la presión interna
Figura 10.7 Cargas de viento sobre la estructura: a = 0 grados
10.3.5 cargas de viento, ángulo de viento de 90 grados con respecto a la estructura
Coeficientes de presión externa sobre las dos vertientes del techo son - 0,8 coeficientes de presión externa sobre ambas paredes son - 0,6 coeficiente de presión interna es + 0.2 -
0.8
-
0
.
8
4204
II57 kN/ nodo
1:06
Figura 10.8 Cargas de viento sobre la estructura: a = 90 grados
The wind pressure coefficients and calculated wind loads are shown in Figure 10.8.
54 Workshop steelwork design example
10.4 Resultados de análisis por ordenador Un total de siete carreras de informática se lleva a cabo con una carrera cada uno para los siguientes casos de carga: Caso (1) Las cargas muertas - (DL) Caso (2) loads- Impuesta (IL) Cargas del caso (3) de viento en ángulo de 0 grados, aspiración interna (WL, ES) Caso (4) Las cargas de viento en ángulo de 0 grados, a la presión interna (WL, IP) carga la caja (5) de viento en un ángulo de 90
grados, Caso de presión interna (WL, IM) (6) cargas de la grúa, cuando las cargas máximas de ruedas ocurran, Caso (CRWL) (7) Grúas sobretensiones loads- (CRSL) Tabla 10.4 da el resumen de las fuerzas axiales miembro cercha extraídos de la salida de la computadora. No hay momentos de flexión en los elementos de refuerzo. Se encontró que las cargas de la grúa no producen ninguna fuerza axial en cercha m em? Fibras enumeradas en la Tabla 10.4, excepto para aquellos miembros de celosía conectados directamente a las piernas de columna, que tienen algunas fuerzas debidas a cargas de la grúa. Son miembros de 3-4, 3-5, 4-5, 4-6, 20-22, 21-22 y 22-23 Tabla 10.5 muestra las fuerzas axiales miembro y momentos para las piernas de las columnas y los elementos de refuerzo conectado directamente en to it. There are no bending moments for members 3-4, 3-5, 4-5, 4-6, 20-22, 2122 and 22-23. The following five critical loads combinations are computed: (1) 1.4 DL + 1,6 LL (2) 1.4 DL + LL + 1,6 1,6 CRWL (3) 1.0 DL + 1.4 WL (viento a 0 °, I.S.) (4) 1.0 DL + 1.4 WL (viento a 0 °, I.P.) (5) 1.0 DL + 1.4 WL (viento a 90 °, I.P.) Los valores máximos de las combinaciones de cargas anteriores se tabulan en las Tablas 10.4 y 10.6. Estos se utilizarán posteriormente en el diseño de los miembros. Tenga en cuenta que las condiciones de diseño que surgen de las cargas horizontales nocionales especificados en la cláusula 2.4.2.3 de la norma BS 5950: Parte 1 no son tan graves como las de los casos 2-5 en la Tabla 10.4. Los desplazamientos en todas las articulaciones se calculan en los análisis, pero sólo
Results of computer analysis 55
Cuadro 10.4 Resumen de las fuerzas en los miembros (kN) por el tiempo Member Carg a muer ta (DL)
4- 6 6- 8 8-10 10-12 12-13 13-14 14-16 16-18 18-20 20-22 3- 5 5- 7 7- 9 9-11 11-11a 1 la-15 15-17 17-19 19 a 21-23 4- 5 5- 6 4- 5 5- 6 6- 7 7- 8 8- 9 9-10 10-11 11-12 11-13 13-11a 13-15 14-15 15-16 16-17 17-18 18-19 19-20 20-21 21-22
1.3 - 30,7 - 47,5 - 54,5 - 54,5 - 54,5 - 54,5 -47.5 - 30.7 1.3 40.5 6.1 23.3 40 46.4 46.4 40 23.3 6.1 40.5 40.6 - 21,5 40.6 - 21,5 33.1 - 15,2 19.3 - 9.6 8.3 - 4.8 .8 0 .8 - 4.8 8.3 - 9.6 19.3 - 15.2 33.1 - 21.5 40.6
Carga impuest a (ILLIN OIS)
-
Vien to a 0 * (IP)
2.56 17.5 - 60.45 63 - 93 .53 85.6 - 107,31 90.7 - 107,31 90.7 - 107,31 90.7 - 107.31 90.7 - 93.53 85.6 - 60 .45 63 2.56 17.5 79.74 - 50,3 12.01 - 6 . 0 45.88 - 51,4 78.76 - 74 91.36 -70.4 91.36 -70.4 78.76 - 47,3 45.88 - 18,9 12.01 - 25,1 79.74 - 73,4 79.94 - 66,4 - 42.33 35.2 79.94 - 66.4 - 42 .33 35.2 65.17 - 51 - 29.93 23.5 38.00 - 25,9 18.90 12.8 16.34 6.0 9.45 9.4 9.45 - 10,7 0 0 1.58 8.5 9.45 5.1 16.34 - 19.2 18.90 16.1 38.00 - 32.6 - 29.93 22.8 65.17 - 49.6 - 42.33 30.2 79.94 57
Anotaciones: DL = carga muerta IL impuso la carga IP = presión interna -) = compresión
1.4 DL + 1,6 IL
Wind at
917
DL + 1,4 x viento
DL + 1,4 x viento en 90 *
23.2 57.5 72.34 72.48 72.48 72.48 72.48 72.34 57.5 23.2 - 29.92 6.1 - 48.66 - 63,6
-
(IP)
3.0 55.6 85.4 97.9 - 97,9 97.9 97.9 85.4 55.6 3.0 - 63 - 16 - 50,9 - 80,6 -91.9 -91.9 - 80.6 - 50.9 - 16 - 63 - 72,3 38.4 - 72,3 38.4 - 59 27.1 - 34.3 16.9 -14.7 8.6 - 1.4 0 - 1.4 8.6 -14.7 16.9 - 34.3 27.1 - 59 38.4 - 72.3
-
5.92 -139,70 - 216,14 - 248,00 - 248,00 - 248,00 - 248,00 - 216,14 - 139,70 5.92 184.29 27.76 106.02 182.02 211.14 211.14 182.02 106.02 27.76 184.29 184.75 - 97.83 184.75 - 97.83 150,62 69.17 87.82 - 43.68 37.77 21.84 3.64 0 3.64 21.84 37.77 - 43.68 87.82 69.17 150.62 - 97.83 184.75
- 5 2 . 1 6
-52.16 - 26.22 3.16 - 29.04 - 62.26 - 52.36 27.78 - 52.36 27.78 - 38,3 17.7 -16.96 8.32 8.3 8.36 - 14.18 0 - 2.7 2.34 -18.58 12.94 - 26.34 16.72 - 36.34 20.78 - 39.2
1.3 47.14 72.06 82.56 82.56 82.56 82.56 72.06 47.14 - 1.3 - 47,7 - 38,6 - 47.96 - 72.84 -82.26 -82.26 - 72.84 - 47.96 3.86 - 47,7 - 60.62 32.26 - 60.62 32.26 - 49,5 22.74 - 28.72 14.06 -12.28 7.24 - 1.16 0 - 1.16 7.24 - 12.28 14.06 - 28.72 22.74 - 49.5 32.26 - 60.2
56 Workshop steelwork design example Tabla 103 Resumen de las fuerzas en los miembros (kN) y momentos (kNm) para las columnas y de los miembros conectados a ellos Miembro
1-2 (METR Cima Fondo 2-3 (METR Cima Fondo 3.4 (METR Cima Fondo 3-5 4.5 4-6 20-22 21-22 21-23 22-23 (METR Cima O) Fondo 23-24 (M) Top Fondo 24-25 (M) Top Fondo
Muer to carg a (DL)
- 26,4 -22.1 18.6 - 26,4 - 33,1 - 22,1 -26.4 0 -33.1 -40.5 40.6 - 1.3 - 1.3 40.6 -40.5 - 26,4 0 - 33.1 - 26,4 -33.1 - 22,1 - 26.4 -22.1 18.6
Carga Grúa Crane impuest carga carga a (ILLINOI ( C R WL) ( C RS L) S)
- 51,9 - 16,9 0.4 -43.5 - 7.1 -4 36.6 11.3 8.6 - 51,9 - 0.7 0.4 - 64,9 4.2 4 -43.5 0.9 -4 -51.9 - 0.7 -0,4 0 0 0 - 64,9 4.2 4 - 79,7 7.5 4 79.9 - 1.7 -1 - 2,6 - 2.7 - 3.1 - 2,6 9.1 3.1 79.9 2.4 1 -79.7 - 7.8 -4 - 51,9 - 0.7 - 0 , 4 0 0 0 -64.9 11 4 - 51.9 - 0.7 -0.4 -64.9 11 4 - 43,5 16 0.4 - 51.9 - 72,2 -0.4 -43.5 -15.9 -4 36.6 2.4 8.6
Wind at 0° (IS)
9.4 sesenta -35.1 8.8 - 3.5 6.5 8.8 0 - 3.5 13.2 -14.5 - 8.8 - 7.2 -10.1 25.5 5 0 - 17.9 5 -17.9 6.9 5.2 6.9 -17.4
Wind at Cr (IP)
40.9 -24.1 8.3 38.5 38,9 -24.1 38.5 0 -38.9 50.3 66,4 17.5 17.5 - 57 -73.4 30.8 0 -61.9 30.8 -61.9 -42.7 32.1 -42.7 63.6
-
-
42.7 -47.7 54.1 40.7 58,4 -47.7 40.7 4 58,4 63 72,3 3 3 72,3 -63 40.7 0 -58.4 40.7 -58.4 -47.2 42.7 -47.7 54.2
Results of computer analysis 57 Tabla 104 Carga de combinación para la tabla 10.5
1.4 DL 1.4 DL+ 1.4 + 1,6 1.6 LL DL+ DL + 1.6 1.6 LL+ CRWL 1.4
- 120,00 Cima - 100,54 Fondo 84.60 - 120,00 Cima - 150,18 Fondo - 100,54 - 120,00 Fondo - 150,18 - 184.22 184.68 5.98 5.98 184.68 - 184.22 - 120,00 Cima 0 Fondo - 150.18 - 120,00 Cima - 150.18 Fondo - 100,54 - 120,00 Top - 100,54 Fondo 84.60
- 147,04 - 111,90 102.68 - 121,00 - 143,46 - 99.00 - 121,00 - 143.46 - 172.22 182.00 - 10.30 8.58 188.52 - 196.70 - 121.12 0 - 132,58 - 121,10 - 132,58 - 74.94 - 235,52 - 125,98 88.44
DL + 1.4x 1.4x DL + DL + 1.4x I.2 (DL + TC viento al (r viento a 0 * viento a 90 * + 1,2 Viento (ES) (IP) (IP) a 0 * (IS)
- 146.4 -13.24 - 118,3 -13000.00 116.68 - 30.54 - 120,48 -14.08 -137,1 - 38.00 - 105,5 - 13.00 - 121,76 -14.08 - 137.06 - 38.00 - 165.82 - 22.02 - 180.36 20.30 - 15.26 -13.62 13.54 - 11.38 190.12 26.46 - 197.34 - 4.80 - 121,76 -19.40 0 0 - 126,18 - 58.16 - 121.76 - 19.40 - 126,18 - 56.16 - 68.54 - 12.44 - 236,16 - 19.12 - 132,38 -12.44 102.2 - 5.76
30.86 33.38 - 40.20 - 55.84 - 88.88 - 32.04 30.22 94.34 4.08 27.50 30.58 - 21.48 - 87.56 - 114,86 - 34.08 - 55.84 - 88.88 - 22.44 27.50 30.58 - 22.44 - 87.56 - 114,86 - 34.08 29.92 47.70 - 18.96 - 52.36 - 60.62 28.08 23.20 2.90 - 19.08 23.20 2.90 4.44 - 39.20 - 60.62 40.68 - 143.26 - 128.70 - 27.84 16.72 30.58 - 27.00 .00 .00 .00 - 119.76 - 114,86 - 43.20 30.58 - 27.00 119.76 - 114.86 - 43.20 - 81.88 - 88.18 5.76 18.54 33.38 - 112,56 - 81.88 - 88.88 - 42.12 107.64 94.48 14.64
Número de socio Leer en la Tabla 10.5 Tabla 10.7 desplazamientos conjuntos críticos Caso de carga: 1,0 DL + 1,0 LL Max. deflexión vertical en conjunto 13 Max. desviación horizontal en las juntas de 2 y 24 de deflexión horizontal en conjunto 22 Caso de carga: 1,0 CRWL + 1,0 CRSL Max. deflexión horizontal en conjunto 22 Caso de carga: 1,0 CRWL = 1,0 viento a 0 Max. deflexión horizontal en conjunto 22
= 32.1 mm = 3,7 mm = 1.8 mm = 2.62 monja = 7.86 mm
Desviación vertical admisible = L / 200 = 20. l000noo Desviación horizontal admisible L / 300..8 x 1090/300 . 27mm Max. deflexión horizontal = 1,8 + 7,86
10.5 Diseño estructural de miembros 10.5.1 Diseño de los elementos de refuerzo Usando Grado 43 de acero con una resistencia de diseño de 275 N / mm2, los elementos de refuerzo están diseñados con perfiles angulares de acero estructural. Top miembros acordes 10-12,12-13,13-14 y 14-16, etc..
58 Workshop steelwork design example
Máximo compression from loads combination (2) = - 248 kN Maximum tension from loads combination (5) = 82.6 kN Trate ángulo de 100 x 100 x 12,0 mm
A = 22,7 cm2
The section is plastic. Lateral restraint is provided by the purlins and web members at the node points. Slenderness LIG= 2110/19.4= 108 Pc = 113 N/mm2 (Table 27(0) Resistencia a la compresión:
Miembros cordón inferior 9-11, II-11a, 1 1a-15 y 15 a 17, etc. Maximum tension from loads combination (1) =211.1 kN Compresión máxima de carga combinada (5) = - 82,3 kN Trate ángulo de 90 x 90 x 8,0 mm
G = 1,76cm, Soporte lateral para el cordón inferior se muestra en la figura 10.1. Los valores de esbeltez son: LE / G = 2.110 / 17,6 = 119
LE/r==4.200/27,4=153 Pc = 66 N / mm2 (Cuadro 27 (c)) Compression resistance = 66 x 13.9/10 = 92 kN > 82 kN (Satisfactory) Todos los miembros web Tensión máxima = 184,8 kN (miembros 4-5) Maxicompresión mamá = - 97,8 kN (miembros 5-6) Trate de 70 x 70 x 6,0 mm ángulos A = 8,13 cm2
G = 1.37cm,
ri = 2.13cm
La esbeltez es el máximo de:
LE/G= (0.7 + 1085/21.3) + 30 = 65.6 Pc = 186.4 N/mm2 (Table 27(c)) The angle is connected through one leg to a gusset by welding. Net area = 7.77 cm2 Capacidad Tension = 275 x 7,77 / 10 = 214 kN
Estructural el diseño de los miembros 315
Carga máxima compresión columna = - 236 kN momento máximo en la parte superior de la columna = - 126 kNm momento correspondiente en la parte inferior = 88 kNm. Trate de 457 x 191 punto 67V, cuyas propiedades son:
A = 85,4 cm2, rz = 18.55 cm, u = 0,873 ry = 4.12 cm, x = 37,9 Sx = 1.470 NIC3 Zz = 1296 cm3 Design strength py = 275 N/mm 2 (Table 6 of code) Effective lengths Lz=1.5 x 7000 = 10 500 mm (Appendix D of code) Ly = 0.85 x 5500 = 4675 mm (Appendix D of code) Relación máxima esbeltez: A = Lylry = 4675 / 41,2 = 113,4
de la Tabla 27 (c) el valor de píxeles = 105,6 N / mm2 Value of Mcx = S. x py =1470 x 275/1000= 404 kNm Check for 1.2 x 275 x 1296/1000 = 427 kNm > 404 oq= Al2/All = - 88/126= -0.698 From Table 18 equivalent moment'factor m = 0.43 Equivalent moment )17=m x All = 0.43 x 126 = 54.2 kNm Determinar el valor de pandeo Mb momento de resistencia: ALT = NUV
tomar n = 1,0 y N = 0,5 with Aix= 113.4/37.9 = 2.99; from Table 14, v = 0.91 ALT = 1.0 x 0.873 x 0.91 x 113.4 = 90.1 From Table 11, the value of pb= 143.8 N/mm2 Mb = Sx x pb =1470 x 143.8 / 1000 = 211,4 kNm Compruebe la capacidad local en la parte superior de la columna:
F Alz _______+____ <1 i.e.
236 x 10
-4-
126
- 0.1 + 0.31 = 0.41 < 1 (Satisfactory)
85,4 x 275 404 Del mismo modo, la verificación de la capacidad local en la parte inferior de la columna. Los criterios de interacción es igual a 0,317, lo cual es satisfactorio. Compruebe el puntal para el pandeo global: F__________+_________
Agx pc Mb 236 x 10
54.2 ____________________________________
es decir, 105,6 + 211,4 85.4x
El 457 x 191 punto 67V proporcionada es satisfactoria. El lector puede tratar con un 457 x 152 UB60 para aumentar la relación de tensiones y lograr una mayor economía. Para el diseño de la grúa de viga el lector debe referirse al Capítulo 5.
10.6 Acería detallando The details for the main frame and connections are presented in Figure 10.9.
1 I I
11
Microcomputer aplicaciones
11.1 Aplicación de las computadoras en el diseño El uso de la computadora en el diseño estructural aumenta en gran medida la velocidad de cálculo y precisión numérica. También hace posible la selección de un número de secciones alternativas, todos los cua les han sido sometidos a COMPRE? Cheques hensive para garantizar que se cumplen los requisitos correspondientes. La elección final de la sección se hace sobre la base de criterios económicos o funcionales. The design process of a structure consists of four main stages, as discussed in Chapter 1. These are: (1) Preliminary considerations and design; (2) Análisis estructural; (3) Diseño detallado; (4) Preparación de dibujos. The application of the computer differs in character in the various stages due to the nature and requirements of the particular process under consideration. These aspects are discussed below. 11.1.1 Diseño preliminar
Diseño preliminar se lleva a cabo para evaluar las alternativas y llegar a una deci sión? Con respecto a los materiales y sistema estructural que se utilizarán. El efecto de la otras consideraciones, que incluyen factores ambientales, métodos de construcción, etc., también tendrán que ser evaluados. En esta etapa, muchas de las decisiones se basan en la experiencia del ingeniero, pero un ordenador, con el software adecuado, puede ser útil en la valoración de diferir? Propuestas de diseño ent. Con el fin de reducir el tiempo de trabajo y el cálculo sólo se debe utilizar un modelo estructural simplificado usando cargas típicas. Cálculo de cantidades y costos de los sistemas alternativos prejudicial para poder realizar comparaciones también puede ser computarizado. 11.1.2 Análisis estructural
Siguiendo el diseño preliminar, el material y el sistema estructural para ser 317
preliminar diseño. Varias carreras pueden ser necesarios antes de llegar al fin de cuentas. En el análisis de bastidor rígido del ordenador establece la matriz de rigidez de la estructura, invierte esta matriz y se multiplica por la matriz de carga para dar la matriz de deformación y, posteriormente, todas las fuerzas miembro En este proceso muy grandes matrices se deben almacenar, acceder y manipular matemáticamente Estructuras de tamaño moderado pueden ser analizados usando un programa de plano-marco en un microordenador. Estructuras grandes requerirán el uso de un mini- o principal? Ordenador marco. Parte del análisis es la combinación de los distintos casos de carga e introducir los factores de carga apropiados para dar los valores críticos de carga axial, cortante y momento para el diseño de cada elemento y la conexión. En la mayoría de los ejemplos en este libro las acciones de diseño se pueden determinar de forma manual. Sin embargo, en el ejemplo en el capítulo 10 una matriz rígida marco de avión? Ness programa ha sido utilizado en el análisis. The output of structural analysis is conveniently stored in large sequential archivos en disco magnético. En esta forma es muy conveniente para su posterior recuperación y de entrada como datos en el programa de diseño. 11.1.3 Diseño detallado
Diseño detallado consiste en seleccionar tamaños miembros adecuados y diseñar con? Conexiones utilizando acciones de diseño del programa de análisis. Todos los programas de diseño siguen a través del procedimiento, verificar la intensidad (incluida la estabilidad y ser? Viceability) para asegurar que la sección cumple con todos los requisitos establecidos en el código de prácticas. Microcomputers of not less than 64K RAM are capable of handling most design programs and programs for beams, columns and column bases are given later in this chapter. 11.1.4 Preparation of drawings
Dibujos son el producto final de una oficina de diseño. Asistido por ordenador (CAD) se puede hacer un ahorro considerable en el tiempo necesario para la preparación de dibujo. Como los gráficos requieren memorias de almacenamiento de gran tamaño y la velocidad de procesamiento rápido y CAD antes era posible sólo en mainframe y miniordenadores. Con las recientes mejoras algún software CADe se puede ejecutar en un micro? computadora. El equipo básico requerido para CAD es el siguiente: (1) The basic computer system—this includes the processor, keyboard, text display screen and disk drives. (2) La estación de trabajo, un monitor de gráficos de alta resolución para visualizar el dibujo en la pantalla. (3) (4) El plotter-utilizado para trazar el dibujo final sobre el papel. Ahora es posible vincular el análisis informático, diseño y redacción juntos en de un sistema de paquetes, conocido como diseño asistido por ordenador
Consideraciones en programas de diseño de escritura 319
transferencia de datos desde una etapa a otra. Diseños repetidos pueden ser perfor? Med sin esfuerzo hasta que el diseñador está satisfecho con los resultados finales.
11.2 General aspects of microcomputers -® ©§ Los más potentes microordenadores 16 bits comúnmente emplean Intel 8088 y 8086 fichas, que tienen velocidades de reloj de 4,77 MHz y 8.0 MHz, respec? Tivamente. Estos ordenadores con velocidades deprocesamiento más rápidas son capaces de ejecutar programas que requieren hasta 512K memorias RAM. El IBM-PC y muchos otros microordenadores similares de 16 bits están actualmente en uso i en generan industria. Cuando Esto aumenta la velocidad de funcionamiento por cuatro a quince veces, y mejora la precisión numérica de los cálculos. Para los grandes consumidores, la instalación de un disco duro con el PC acelerarán los datos de entrada / salida y la carga de programas. Los discos duros están ahora bajo costo y están disponibles en 20, 30 M ca pacidades byte. Son delgados y encajan perfectamente en la ranura de la unidad. Directorios y rutas de acceso para los programas y la presentación de datos hacen que la búsqueda de archivos? Ing extremadamente fác il. Al momento de escribir, un tablero de procesamiento de 32 bits utilizando el chip NS-32 081 se ha convertido en disponible para la fijación a la PC. Una velocidad de reloj de 10 MHz se consigue con este chip. Microordenadores Superior de gama utilizando chips de 32 bits ya están disponibles. Estos incluyen los microordenadores basados en Intel 80386 y Motorola 6800 chips de la serie. Muchas pequeñas empresas de diseño que pueden no ser capaces de pagar un miniordenador encontrarán estas máquinas un buen sustituto. La alta velocidad de la informática y la gran memoria RAM y storabia capacidad de hacerlos adecuados para muchas aplicaciones de ingeniería y empresariales. Dos sistemas de funcionamiento de disco comunes, DOS, que se emplean actualmente en los microordenadores de 16 bits son el MS-DOS y el CP / M DOS. Es muy importante estar al tanto de los desarrollos informáticos. En un futuro cercano el diseño automatizado y redacción estarán disponibles en la mayoría de oficinas de diseño.
11.3 Consideraciones en programas de diseño de escritura -® ©§ Programming languages such as FORTRAN, BASIC and PASCAL can be used on the IBM-PC. Microsoft BASIC has been found to be very satisfactory. It allows interactive input and ease of control de entrada / salida y el
64 Microcomputer applications
BASIC declaraciones y funciones están bien documentados en el manual IBM. Cuando la velocidad es de gran importancia, la versión del compilador BASICpuede ser utilizado. Esto aumenta la velocidad de cálculo varias veces, y también le da la capacidad para el procesamiento de archivos por lotes -®©§ (1) El flujo de gráficos. Esta es la presentación sistemática de los procedimientos lógicos precisas y los pasos necesarios en el programa. Los diagramas de flujo son inde? Pendiente del lenguaje de computación y programación especial (2) Codificación del programa. Los procedimientos indicados en los diagramas de flujo se traducen en una forma que sea aceptable para el equipo. (3) El funcionamiento del ordenador. La codificación del programa se escribe en la memoria del ordenador y todo el programa se guarda como archivos en un dispositivo de almacenamiento permanente. El programa está a continuación a fondo probó und ®©§®©§ Debe tenerse en cuenta que el formato de salida de diseño es importante y debe presentar toda la información necesaria con claridad. Los resultados impresos deben en? Cluir los datos de entrada, los puntos fuertes de diseño, los parámetros clave y la sección seleccionada. Salida gráfica puede mejorar la claridad de los resultados. La capacidad gráfica depende del tipo de equipo utilizado y sus comandos disponibles gráficos. En algunos casos es posible a los datos de tubería a través de la elaboración de software, lo que resulta en ahorro de tiempo considerable en la programación para la salida gráfica..
11.4 Acero programa de diseño de la viga Discusión Programa 11.4.1 Simplemente apoyar el diseño viga de acero se elige primero aquí para ILLUST-® ©§ (1) -® ©§ (2) El programa calcula los valores de el momento máximo, fuerza de cizallamiento y de la relación de esbeltez equivalente. La flexión pb fuerza, momento
65 Microcomputer applications
Mb de capacidad y capacidad de corte P, se calculan entonces. Tanto la flexión y cizallamiento se comprueba la adecuación. (3) El rayo también debe cumplir con el estado límite de servicio para? La deflexión. Las cargas impuestas sin ponderar se utilizan para calcular la desviación que n o debe exceder el límite dado por el código. Estos límites son L / 180 para voladizo, L / 360 para las vigas que llevan acabados frágiles y L / 200 para otras vigas.. Pg Pg
Gk Ok
a mitad lapso
Viga de acero
L
Figura diseño del haz 11,1 Acero (itari) Entrada de datos estructurales Span (L), Unrestrained length (Le), Dead load (Gk) and Imposed load (Qk) Input trial beam sectional propertiesNI Ix, Sx, ry, D, Tf & Tw Calcule momento máximo Mu y fuerza cortante Vu para el diseño Calculate X = Le/ry, y
X
Calcule capacidad de momento y comprobar la adecuación Calcular la capacidad de corte y comprobar la adecuación
f
Cheque de servicio /Imprima los de diseño de de prueba No
resultados la sección
t
satisfactorio Is design Yes Deténgase
Figura 11.2 Diagrama de flujo para el diseño de viga de acero sencilla
Subrutina
66 Microcomputer applications Required data
\ 0, \ LT y PIN:1
(I
No
f \ LT <
Pb =
NLT = 0,007 * C XLT - X o
=
\l.T^2
/ S o = 0 , 5 ( 1 + ( N LT 1 ) * fi e
\Producción Pb
Turt Ce;) Figura 11.3 Subrutina Tr
100 CLS laminado
LÍMITE DE DISEÑO DEL ESTADO DE VIGAS acero *" Gk (KN/M) =';GX
( M ) =';LE
220 PRINT
Ix (c"4) =';IX Sx (c'3) =';SP 280
D
300 IMPRESIÓN 310 NS=.5 : U=.9 :REM SET MONOSYNMETRY & BUCKLING PARAMETERS 320 PRINT 370 WU = 1,4 * G1 (4.1.6 * QK 380 de la PU = 1.4 * PG4.1.6 * PQ 400 VU = (W1J * LS + PU) / 2 410 lamd = LE * 100 / RY 420 P1 = 3,1416: E = 2060001 440 SI NS (0,5 ENTONCES 460 450 PSI = 0.8 * (2 * NS-1): GOTO 470 460 PSI = I * (2 * NS-l) =.9
Steel beam design program 67 490 RUNN = (. 94 * WU + 0,86 * PU) / (WU + PU) 500 LAMOLT.N * U * V * LAMO 510 GOSUB 2000 :REM TO COMPUTE BENDING STRENGTH, PB 520 MB=SP*PB/I000 530 KO = MU / MB 540 SI ABS (K0) (11 ENTONCES 570 590 SI VB) = VU ENTONCES 620
660 SI DM) = DI ENTONCES 680 690 SI ABS (K0) Y VB) = VU Y DM) = DI ENTONCES 710 -------------------------------------------------------------------1010 IMPRIMIR -------------------------------------- ------------
Wu = + SM. ** (KN/ 1050 Pu 1060 IMPRESIÓN USING'MAXIMUM DESIGN MOMENT ON BEAMMaas = + #### ## (KN-M) -;. MU 1070 IMPRIMIR USANDO-MÁXIMO DISEÑO cortante en BEAM -------------------------------------------------------------------1120 IMPRIMIR : PRINT BS -------------------------------------------------------------------1140 IMPRIMIR USANDO-BEAM SECCIÓN MOMENTO DE INERCIA Ix = #####M# (c"4)";IX
1180 PRINT USING-BEAM FLANGE THICKNESS 1190 IMPRIMIR USANDO-BEAM WEB ESPESOR
D
MM.** ( ma )";DA
X 1210 IMPRIMIR -------------------------------------------------------------------1230 IMPRIMIR 1240 PRINT 'RESULTS OF TRIAL SECTION DESIGN 1260 PRINT 1.280 PRINT USAR-máxima de diseño BEAM momento de flexiónMmáx. 44MONMAt (KN-M) -04U . Pb = + ##### # N / am2-; PB Mb Mmax / Mb 1320 IMPRIMIR USANDO-cortante máximo FUERZA EN VIGAVu = * SSC / if (KN) -; VU 1330 IMPRIMIR USANDO-ULTIMATE CIZALLADURA CAPACIDAD DE LA VIGA 1340 IMPRIMIR USANDO-DESVIACIÓN POR IMPUESTAS BEAM 1360 IMPRIMIR -------------------------------------------------------------------1390 PRINT " 1400 PRINT FOR BENDING 1410 PRINT CIZALLADURA
‘: PRINT C $
1430 IMPRIMIR 1470 ENTRADA ES REDISEÑO DE SECCIÓN REQUERIDO, Y = SÍ. N = NO -; ANS $ 1480 IF ANSS=Y THEN 220 1490 END 2000 REM SUBRUTINA Para calcular PB 2010 IF (LAMDLT) LAMDO) ENTONCES 2030 2020 PB = PY: GOTO 2070 2030 NLT = 0,007 * (LAMDLT-LAMDO) 2050 PHIO = 0.5 * (1+ (NTV + 1) * Rhoe)
68 Microcomputer applications
11.4.3 La lista fuente del programa informático para el diseño de vigas de acero laminado en caliente se da en la Sección 11.4.2. La notación utilizada corresponde a la de BS 5950: Parte 1. Para mayor claridad para ilustrar el programa de diseño, la entrada de propiedades de la sección de un archivo de datos se sustituye por entrada interactiva. Las funciones de los diversos bloques de programa son los siguientes: Statements
Functions
100- 150Borrar pantalla y el título de la pantalla. 160- 220 Input beam load data Gk, Qk, Ps, Pq, span and effective largo. 230- 360 Entrada tamaño del haz de prueba, las propiedades de la sección y el resistencia de diseño de materiales. 370- 400 Calcule último momento de diseño Mt y cizalla V. 410- 500 Calcular A, n, u, v, y ALT 510- 570 momento de resistencia. 580- 620 Calcular y comprobar la capacidad de corte de la viga. 630- 680 Check serviceability of trial beam. 690— 710 Seleccione variable de cadena de estado de los resultados de todo el tres cheques realizado. 1000-1230Imprima los datos de entrada de diseño de la viga. 1240-1370Imprima los resultados de diseño. 1380-1450Imprimir informe de estado de la sección de prueba. 1460-1490 If design is satisfactory then end: otherwise go to 230 for redesign. 2000-2070 11.4.4 Ejemplo de ejecución del programa de viga de acero Se realiza una muestra de ejecución para mostrar el uso del programa de Pg ..- 100 kN Gk=30kNimCKK=50-
\ 1 Pq = 50
1 (610. 149 305. UB
de grado 43 de acero)
Figura 11.4Ejemplodediseñodeviga deacero
Steel beam design program 69 RUN ************************************************* * LÍMITE DE DISEÑO DEL ESTADO DE VIGAS acero laminado * ( A B.s 5950, 1985 )
*
*************************************************
30 Gk (XN / M).? 50 Qk (KN / M) = 100 7 50 NIDSPAN CONCENTRADO DE CARGA MUERTA Pg (KN) = 7 6 HIDSPAN CONCENTRADO DE CARGA EN VIVO Pq ( EN ) = 7 6 UB 149 SPAN LONGITUD DEL RAYO (ENTRE APOYO) 610x305 125000 ( METROETRO ) =7 4570 LONGITUD EFECTIVA LATERALMENTE UNSUPPORTED ( M ) =? 6.99 609.6 ACERO HABA TAMAÑO (JUICIO SECCIÓN) ES ( DxBxkg/ ).? 19.7 BEAM MOMENTO DE INERCIA Ix (c"4) =? 11.9 SPAN UNIFORME DISTRIBUIDA CARGA MUERTA SPAN UNIFORME DISTRIBUIDA CARGA EN VIVO
VALOR REAL DE CARGA DE PUNTA DE PARÁMETROS (DEFAULT = 0,9) = 7 0.886 RENDIMIENTO DEL ESTRÉS DE MATERIAL DE ACERO UTILIZADO Py (N / aa2) =? 265
Los resultados completos de la computadora funcione son los siguientes: CARRERA ************************************************* DISEÑO * LÍMITE DEL ESTADO DE VIGAS acero laminado (A B.s. 5950, 1985 ) * *************************************************
*
HAZ EL DISEÑO DE DATOS COMO SIGUEN : SPAN ÚLTIMA CARGA DISTRIBUIDA Wu = 122,00 (KN / M) SPAN ULTIMATE CONCENTRADO DE CARGA Pu 220,0 (KN) MOMENTO DE DISEÑO MÁXIMO EN VIGA Maar = 879,00 (KN-M) CIZALLA DISEÑO MÁXIMO EN VIGA Vu = 476,0 (KN) SPAN LONGITUD DE LA VIGA entre apoyos Ls = 6,000 (N) LATERALMENTE LONGITUD SIN SOPORTE DE LA VIGA Le =6.000 C M TRIAL SECTION SIZE :610'305 UB 149 BEAM SECCIÓN MOMENTO DE INERCIA VIGA DE PLÁSTICO módulo de sección BEAM radio de giro (eje menor) Ry = PROFUNDIDAD TOTAL DEL RAYO SECCIÓN BEAN FLANGE THICKNESS BEAM WEB ESPESOR BEAM SECCIÓN relación de (D / T)
Ix = = Sx D = Tf = = tw X =
125000 (c"4) 4570 (c"3) 6,99 (cm) 609.60 ( mm ) 19.70 (mm) 11.90 (ma) 30.94
RESULTADOS DE LA PRUEBA DE DISEÑO SECCIÓN: - = Relación de esbeltez EQUIVALENTE LAMDA(LT)= 63.28 MÁXIMO DE DISEÑO BEAM momento de flexión Mmáx = 879.0 (KN-M) COMPUTED BENDING STRENGTH Pb = 199.9 (N / mm2) SECCIÓN ÚLTIMO MOMENTO DE CAPACIDAD Mb = 913.3 (KN-M) Momento de flexión ESTRÉS RATIO Mmax / M6 = 0.96 MÁXIMA FUERZA CORTANTE EN VIGA Vu 476,00 (KN) ULTIMATE CIZALLADURA CAPACIDAD DE LA VIGA Pv 1153.42 (KN) DESVIACIÓN POR IMPUESTAS BEAM DI. 4,15 (mm) Deflexión máxima permitida (L / 360) Dm 16.67 (mm ) INFORME DE ESTADO ==== ------ .. = Para doblar: MOMENTO DE LA CAPACIDAD DE JUICIO SECCIÓN ES ADECUADA PARA CIZALLA : CIZALLADURA CAPACIDAD DE JUICIO SECCIÓN ES ADECUADA DESVIACIÓN: BEAM carga impuesta DESVIACIÓN ES EL PLAZO LÍMITE
326 Microcomputer applications
Programa de diseño de 11.5 Columna Discusión Programa 11.5.1
Diseño de columna utilizando secciones laminadas en caliente se considera en este programa. Los tres casos posibles para las acciones que se pueden producir en los extremos de las columnas de flexión están incluidos. Estos son: Tipo (l) -Uniaxial flexión alrededor del eje principal. Tipo (2) -Uniaxial flexión alrededor del eje menor. Tipo (3) flexión -Biaxial. En todos los casos axiales de compresión, tomadas como positivas, está presente. El conven señal? Ción para los momentos en los extremos superior e inferior de la columna es positivo para las agujas del reloj momentos y negativo para momentos antihorario aplica. Perfiles laminados en caliente I o plástico H, compactos o semi-compactas pueden ser utilizados. La curva de columna apropiada se selecciona mediante la introducción del `una constante Robertson E sto se utiliza en la subrutina, Se realizan dos comprobaciones dad locales capac? En el un control general de pandeo superior e inferior de la columna y. En el último control, equivalente calculad momentos son usados.
100 CLS :REM LIMIT STATE DESIGN OF ROLLED STEEL COLUMNS 110 PRINT *** ( TO B.S. 5950, 1985 ) *" 140 PRINT "**************************************************" 150 IMPRESIÓN ------------------------------------------------------------------180 IMPRESIÓN 200 IMPRESIÓN 220 IMPRESIÓN 230 PRINT 'TYPE (3) - AXIAL LOAD & BIAXIAL BENDING OF COLUMN' 240 IMPRESIÓN ------------------------------------------------------------------260 IMPRESIÓN 280 CLS: PRINT 300 310 320 330 340
MXI = MX2 = MYI = MY2 = M0 = 0,0001 SI CHOICE = 2 ENTONCES 350 PRINT :PRINT 'MAJOR AXIS ULTIMATE MOMENTS ( CLOCKWISE + )' INPUT 'TOP & BOTTOM MOMENTS SI CHOICE = 1 ENTONCES 370
370 IMPRESIÓN ------------------------------------------------------------------------------------------------425 IMPRESIÓN 430 PRINT 'TRIAL COLUMN SECTION PROPERTIES :' 435 PRINT 450 INPUT 'SECTION OVERALL DEPTH (es) & X-AREA (cm^2) D,A =";DO,AG
Column design program 71 520 GOSUB 2000 530 MX3.NE (aV 540 141 = JNI: M2.MY2 550 GOSUB 2000 560 MY3.MEQV 570 XO.DO/TF 580 LANDX = LX * 100 / RX 590 LANDY = LY * 100 / RY 600 U = 0,9 610 SI LANDX) LAMDY ENTONCES 630 620 LAND1 = LANDY: GOTO 640 630 LAMD1=LANDX 640 GOSUB 5000 650 FC = FU * 10 / AG 660 NCX.SPX * PY / I000 670 NCY = SPY * PY / 1000 680 GOSUB 3000 690 MB = SPX * PB / 1000 700 CI.FC / PY 710 C3 = FC / PC 720 X1 = ABS (MX1 / MCX) 730 YI = ABS (MYI / NCY) 740 X2 = ABS (MX2 / MCX) 750 Y2 = ABS (MY2 / NCY) 760 X3 = ABS (MX3 / 148) 770 Y3 = ABS ( NY3 / PY / ZY * 1000) 780 RI = C1 + Xl + Y1 790 R2 = C1 + x2 + y2 800 R3 = C3 + X3 + Y3 810 ON CHOICE GOTO 820,830,840 820 TWAXIAL LOAD BENDING ABOUT MAJOR AXIS' :GOTO 850
LÍMITE DE DISEÑO ESTADO DE LAMINADO EN COLUMNA DE ACERO *" 870 PRINT - * (A B.S. 5950, 1985) *880 IMPRESIÓN ************************************************ ** 890 IMPRESIÓN : PRINT T $ -----------------------------------------------------------------1020 IMPRIMIR 1030 PRINT 'DESIGN DATA FOR COLUMNA DE ACERO EN LO SIGUIENTE 1050 USINGCOLUMNA compresión axial CARGA 1060 IMPRIMIR USANDO-eje mayor ÚLTIMO MOMENTO (TOP) - hacer 1080 IMPRIMIR USANDO-eje menor ÚLTIMO MOMENTO (TOP) - hacer 1100 PRINT 1110 PRINT USING-MAJOR AXIS COLUMN EFFECTIVE HEIGHT. LX = ### $ 1 # (M); LX 1120 IMPRIMIR USANDO MENOR COLUMNA AXIS altura efectiva 1130 PRINT 1140 PRINT 'TRIAL COLUMN SECTION PROPERTIES INPUT -------------------------------------------------D 1180 1190 1200 1210 1220
IMPRIMIR USANDO-ESPESOR DE BRIDA IMPRIMIR USANDO-ESPESOR DEL WEB IMPRIMIR USANDO-radio de giro IMPRIMIR MEDIANTE-radio de giro PRINT USING"PLASTIC MODULUS ABOUT MAJOR AXIS
$$$$#$#.#
( mm ) -00
T t Ryy = VINNCN ( cm )";RY Spx #8$15.$ (c "3)";SPX Spy = *MCI* (c ^3)";SPY Zy $4,$$#.1 (c ^3)';ZY
-----------------------------------------------------------------1270 IMPRIMIR ---------------------------------------------------------------------------------------------------------
-® ©§T 1380 IMPRIMIR 1400 IMPRIMIR
328 Microordenador aplicaciones 1410 1420 1430 1,44 1450 1460 1470 1480 1490 1500 1510 1520 1530 1540 1550 1560 1570
FC / PY
IMPRESIÓN USING'RATIO OF RATIO OF IMPRESIÓN
FC / PC MXI / MCX MYI / MCY MX2 / MCK MY2 / NCY NeqvX/MB MeqvY/(Py*Zy)
ICI) (C31 (Y1i (X21 1Y2) (X31 IY3I
+ ESTÓMAG
4488.804 ";C3 ON0.114 4010.I88 • 141 *. ** 4 4.010.800 • 888.808 = + 1410. * 00
------------------------------------------EN LA PARTE SUPERIOR DE COLUMNA, + 84 # 8.0811 000,080 IMPRESIÓN USING' EN LA PARTE INFERIOR DE LA COLUMNA. PRINT ESTRÉS RATIO = 4411.1101 ';R3 ............................................................................... FIN
2000 2010 2020 2030 2040 2050 2060 2070 2080 2090 2100 2110 2120
REM SUBRUTINA para calcular MEQV (REQ. M1, M2) BETA = - (M2 + 0,0000001) / (81 + 0,0000001) EN 2040 MBETA = 0.43: GOTO 2060 MBETA..57+.33*BETA+.1*BETA^2 PRINT SI MI (01 THEN 2080 MEGIV = MBETA * N1040: GOTO 2120 MEGIV.MBETA * M1 M3=M1 * (I + BETA) / 2
3000 3010 3020 3030 3040 3050 3060 3070 3080 3090 3100
REM SUBRUTINA para calcular PB LANDO..4*SQR(PI^2*E/PY)
5000 5010 5020 5030 5040 5050 5060 5070 5080 5090 5100
REM SUBRUTINA para calcular PC P1 = 3,1416: E = 2060001 LANDOC=.2*SOR(PI^2*E/PY) A = 5,5 IF LAMD1)LAMDOC THEN 5060 PC = PY: 5100 GOTO NC = 0,001 * Alr (LAMDI-LAMDOCTOR) PE=P1^2*E/LAND1^2 PHIC = (PY + (NC + 1) * PE) / 2 PC=PE*PY/(PHIC+SOR(PHIC^2-PE*PY)) REGRESO
MEGIV.M3 REGRESO
LANDLT = U * V * LAMD1 PB.PY: GOTO 3100 NLT = 0,007 * (LAMOLT-LAMDO) RHOE=(P1"2*E/PY)/LAMDLT^2 PHIO=.5*(1+(NLT+1)*RHOE) REGRESO
11.5.3
La lista fuente del programa de diseño de la columna se da en la Sección 11.5.2. Los diferentes estados del programa y sus funciones correspondientes son ex explica a continuación?: Declaraciones Funciones 100- 50 Borrar pantalla y el título de la pantalla. 160- 280 escribe. 290- 370 Entrada de carga axial y todos los valores respectivos de los momentos finales. 380— 500 Input properties of the trial section for column design. 510- 570 mentos para ejes mayor y menor. 580- 640 Determinar relación de esbeltez crítica y llamar Subrutina .
650- 690 pb fuerza y cómputo pandeo momento la resistencia Mb de capacidad. 700- 800 Calcule las proporciones de fuerza. 810-1020Seleccione y título de impresión. 1030-1270 Print out all input data. 1280-1370 Imprima diferentes valores de resistencia para el puntal juicio sección. 1380-1560 Imprima en detalle todas las relaciones de fuerza y de interacción criterios para la capacidad local y comprobaciones generales de pandeo. 1570 Fin. 2000-2130 3000-3100 5000-5100 11.5.4 Ejemplo de ejecución del programa de diseño de la columna El diseño de una columna sometida a flexión biaxial se da como un ejemplo para mostrar el uso del programa de diseño. La altura de la columna y los valores de axial cargar y momentos de flexión en los extremos se muestran en la figura 11.5. Los momentos in the clockwise direction. Todos los datos de entrada se preparan a partir de la figura 11.5, donde las cargas y momentos son valores últimos factorizadas. Los resultados completos de salida se dan a continuación, que incluyen los diversos valores de resistencia a la compresión, resistencia a la flexión, relaciones de resistencia y los criterios de interacción para cada caso marcada. El lector puede verificar los resultados de cálculo manualn. Pu.750kN rittY.1 .15kN m55 kN-m
Mut, = 55kN-m
E
55 kN-m Momento alrededor del eje (xx) importante
Sección 203x Trial 203 UC 86 X
Muy 2 =-15kN-m
Pu
15kN-m M o me nt o a l re de do r de l e j e (y y ) m e n o r
Figura 11.5 Ejemplo de diseño de la columna
Mux 2 = 55kN-m
330 Aplicaciones Microinformáticos RUN *************************** ***** ***************** * DISEÑO DEL ESTADO LÍMITE DE LAMINADO EN COLUMNA DE ACERO * (A B.S. 5950, 1985) * ************************************************* TITLE : AXIAL LOAD & BIAXIAL BENDING ABOUT BOTH AXES DESIGN DATA FOR STEEL COLUMN AS FOLLOWS : ULT. COLUMNA AXIAL COMPRESSrVE Fu CARGA 750,00 (KN) PRINCIPALES EJES ÚLTIMO MOMENTO (TOP) Must • +55.00 (KN-M) - hacer MOMENTO (INFERIOR) Nux2. 55.00 (KN-M) Eje menor ÚLTIMO MOMENTO (TOP) - do MOMENTO (INFERIOR) Muy2 - -15,00 (KN-M) PRINCIPALES COLUMNA AXIS altura efectiva COLUMNA eje menor altura efectiva LY =
LX *. 6.00 (M)
6.00 (M)
PROPIEDADES COLUMNA SECCIÓN DE PRUEBA DE ENTRADA : TAMAÑO DE SERIE DE LA SECCIÓN: 203 x 203 UP. 85 SECCIÓN DE PROFUNDIDAD TOTAL D = 209.0 ( me ) SECTION GROSS X-AREA Ag = 110.0 (c^2) ESPESOR DE LA BRIDA T = 20.5 (am) ESPESOR DEL WEB t = 10.9 (ma) RADIO DE GIRO Rxx = 9.3 ( cm ) RADIO DE GIRO Ryy = 5,3 (cm) MÓDULO DE PLÁSTICO SOBRE GRANDES AXIS Spx - 979.0 (c^3) MÓDULO DE PLÁSTICO SOBRE MENORES AXIS Espiar .456.0 (c^3) Módulo elástico SOBRE MENORES AXIS Zy = 299.0 (c -3) RENDIMIENTO DE MATERIAL COLUMNA FUERZAPy = 265,0 (N/••2) DISEÑO DE ACERO COLUMNA MIEMBROS- RESULTADOS DE SALIDA ===== ***** = ** = .. .. ..... ======= .............. = VALOR DE (FC) = 68,18 AND (PC) = +104.94 VALUE OF (MCX) - +259.44 Y (MCY) = 120.84 VALOR DE (MEGX) = 23,65 AND (MegY)= +15.00 VALOR DE (MB) = 198.29 RATIOS DE ESTRÉS calcula de la siguiente : RATIO DE RELACIÓN ENTRE LA RATIO DE RELACIÓN ENTRE LA RATIO DE RELACIÓN ENTRE LA RATIO DE
FC / PY FC / PC MX1 / 11CX MYI / MCY MX2 / MCX MY2 / NCY MegvX / MB MegvY / (Py * Zy)
(C11 (C31 (X11 (Y11 (X21 IY21 (X31 (Y31
=
+0.124 +0.212 +0.124 +0.119 +0.189
+0.257 +0.650 +0.212
LOCAL CAPACIDAD CHEQUE EN LA PARTE SUPERIORDE COLUMNA, 0,593 AT BOTTOM OF COLUMN, RELACIÓN DE ESTRÉS •0,593 TOTAL CONTROL PANDEO,
STRESS RATIO •
+0.958
Ok
11.6 Columna de la base del programa discusión diseño 11.6.1 Programa Tres casos de carga para las bases rectangulares son considerados en este programa. Ellos son: Tipo (1) -Axially cargado bases de las columnas rectangulares. Tipo (2) -Eccentrically cargado bases de la columna sin tensión en los pernos de sujeción hacia abajo. Tipo (3) -Eccentrically cargado bases de la columna con la tensión en los
Columna-base programa de diseño 331
100 CLS : DISEÑO REM COLUMNA BASE DISEÑO BASE COLUMNA PARA B.S. 5950 140 150 160 170
*'
PRINT: PRINT PRINT '3 TYPE OF COLUMN BASES CONSIDERED HERE ' PRINT '-------------------------------------------------------IMPRESIÓN
200 PRINT '
o (Pernos que sujetan-ABAJO o(Pernos que sujetan-ABAJO NO bajo tensión) * ------------------------------------------------------------------230 IMPRESIÓN 250 260 270 280 290 300
IMPRESIÓN ENTRADA «TÍTULO REFERENCIA ((40 caracteres) -; TS PRINT :CLS ON CHOICE GOTO 300,1000 IMPRESIÓN PRINT - == AXIALMENTE CARGADO - BASE columna rectangulara'
330 IMPRESIÓN 340 ENTRADA (1 = CONTROL, TAMAÑO 2 = PLACA DE DISEÑO) -; REQ 350 IMPRESIÓN 360 SI REQ01 ENTONCES 380 ( Ea 390 IF REQ=1 THEN 410
460 470 480 490 500 510 520 530 540 550 560 570 580 590
R = B / L
FB = 0.4 * FCU PU=1.4*PG+1.6*PK IF REQ=1 THEN 550 L=(PU*1000/R/FB)^.5 :B=R*L TEMPL = L / 100: TEMPB = 13/100 TEMPL.TEMPL + .99 TEMPB = TEMPB + 0,99 LP = INT (TEMPL) * 100 BP = INT (TEMPB) * 100 WU = (PU * 1000) / (LP * BP) AAP = (LP-02) / 2: BBP = (BP-82) / 2 SI AAP (BBP ENTONCES 590 AT = AAP: BT = BBP: GOTO 600 AT = BBP: BT = AAP
610 RP = BP / LP 620 GOSUB 2000 630 PRINT '------------------------------------------------5' 650 PRINT --------------660 IMPRESIÓN 670 IMPRESIÓN DE USAR-ESPESOR MÍNIMO DE PLACA = #55.5* (------------------------------------------------710 END ----------------------=.-------.. == 1020 IMPRIMIR 1030 PRINT ' == = 1040 PRINT 1080 INPUT 'AXIALLY APPLIED LIVE LOAD ON BASE 1100 INPUT 'HORIZONTAL IMPOSED SHEAR FORCE
Pg ( KN ) =';PG
As ( 102)=';A1
332 Aplicaciones de microcomputadoras 1160 PU = 1.4 * PG + 1,6 * PK 1170 MU = PU * EC / 1000 1180 HU = 1.6 * HS 1190 FB = 0.4 * FCU: N1 = 15: RP = B / D 1200 SI TYPE = 2 ENTONCES 1230 1220 PS = 160: PT = 195: PBB = 435: GOTO 1250 1230 PS = 375: PT = 450: PBB = 970: GOTO 1250 1250 D1 = D-A2 1260 D6 = 1.6 1270 SI (EC-A2 / 2)) 06 ENTONCES 1390 1.280 T = 01: R1 = 01: R2 = 01: R3 = 01 1 2 9 0 X N = 3 * (D / 2 - E C ) 1300 FC1 = PU * 1000 / (B * D) 1 3 2 0 FC=FC1 +FC2 1 3 3 0 F C0 =F C1 - FC 2 1340 IF XN(D THEN 1630 1 3 5 0 X N = D * ( 1 +FCI/ F C 2 ) 1370 XN = 10,000 1,380 1,630 1,390 GOTO K1 = EC-13/2 1400 K2 = D / 2-A2 + EC 1410 K3 = 6 * NI * A1 * K2 / 19 1420 A0 = 3 * K1 1430 B0 = K3 1,440 C0 = - (K3 * D1) 1 4 5 0 R E M S O LV E e c u a c i ó n c ú b i c a 1460 PX=1:10/3-A0^2/9 1480 Q0 = 3 * PX 1490 RO = QX 1500 Y0 = 50 + A0 / 3 1 5 2 0 S I A B S ( Y 1 -Y 0 ) ( 1 E N T O N C E S 1 , 5 4 0 1530 YO = Y 1: GOT O 1510 1,540 XN = Y1-A0 / 3 1,550 DN = XN 1560 T = PU * (0N + AO) / (3 * D1-DN) 1570 FC = 2 * (T PU +) * 1000 / B / DN 1580 FQ = HU * 1000 / (2 * A1 / 0.8) 1 5 9 0 F T-T * 1 0 0 0 / A 1 1 6 0 0 R1 = FQ / PS 1 61 0
R2 = FT / PT 1 6 20 R3 = RI + R2 = 1 ,6 3 0 WU FC: LP = D: BP = B 1640 GOSUB 2000 1650 IMPRIMIR E c = SeSSItS ( m a ) ' ; E C
1730 IMPRIM IR ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------- .. ========= *** ***********.. 1770 IMPRIM IR 1.790 IMPRIMIR USANDO Pisador bulón Tb = + Maal.lt (KN) 1820 IMPRIMIR USANDO ESTRÉS / S 1 8 6 0 P R I N T ' B A S E P L AT E M I N . T H I C K N E SS ' ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------1880 C2 = 0.5 * (D-02) 1890 FC4 = FC * (XN-CZ) / XN 1900 FC5 = FC-FC4 1920 1930 1940 1950 1960
T 2 = SQ R ( 6 * N 2 / P Y G ) OCR = 0.6 * PYG T3 = (FC4 * C2 + 0,5 * FC5 * C2) / QCR IM P R IM IR US AN D O p l a t e M A X . MO M E NT O Ma. Ma = / (KN-M / M); M2 / 1000 I M P R I M I R U S A N D O E s p e s o r d e l a p l a c a ( fl e x i ó n ) 2
Columna-base programa de diseño 333 1970 IMPRE USO Espesor de la placa (CIZALLADURA ) 444.44 ( um ) -;73 1980 SIÓN IMPRE ==. =. === 1990 FIN 2000 CLS : REM SUBRUTINA para imprimir datos 2010 IMPRE -;: IMPRESIÓN TS 2020 IMPRE 2030 IMPRESIÓN ------------------------2040 IMPRE 'M RECTANGULAR COLUMN BASE PLATE : - INPUT 4" 2050 IMPRES - - -..... ... - =---------2060 IMPRE 2070 IMPRE USING'BASE PLATE OVERALL LENGTH L ( mm ) -; BP 2080 IMPRE USO-PLACA BASE ANCHO TOTAL B = # 81108 ( am ) 2090 IMPRE USO-BASE ASPECTO PLACA RATIO R = it$4.44";RP 2100 IMPRE USO-COLUMNA DE PROFUNDIDAD EFECTIVA d = MMMMMM ( mm ) -;02 -; 82 2110 IMPRE USO-COLUMNA ancho efectivo b = IMINOM ( *m ) 2120 IMPRE USO xialmente APLICADA La carga de Pu = 114 # 14 (KN)';PU 2130 IMPRE USO-HORMIGÓN 28 DÍAS CUBE FUERZA Fcu = # 88.8M(N / 8412) -; FCU 2140 PRINT USO-MATERIAL FUERZA, LA PLACA DE Pyp. 444.44(N / 11,2) -; PYG 2150 PRINT 2160 REGRES O
11.6.3 La lista fuente del programa de diseño de base de la columna se da en la Sección 11.6.2. Las declaraciones y las funciones del programa se explican de la siguiente manera: Statements
Functions
100- 140 150— 260
Clear screen and display title. Display menu of column base design, input "Choice" and título de referencia. 270- 290 Clear screen and route selected choice to the appropriate localización. 300- 450 For an axially loaded stanchion base, input the necessary data. 460- 500 Cálculo de la longitud de la placa L y ancho B. 510- 540Termine tamaño de la placa a los superiores a 100 mm. 550- 610 Compute bearing stress and the required minimum base espesor de la placa. 620 Llama Subrutina para imprimir los datos de entrada comunes. 630- 710 Print all output results and end. 1000-1150 Para una base de candelero cargado excéntricamente, entrada de toda la datos requeridos. 1160-1240 Calculation of Pu, Mu Hu and select strength value for the bolt type to be used. 1250-1440 Determine la ubicación eje neutro; si fuera de los base a continuación, calcular las tensiones para el caso de no tensión en los pernos de sujeción hacia abajo. 1450-1630 If neutral axis is inside the base, set up cubic equation for the tension case and determine all the values of stresses. 1640 Llama Subrutina para imprimir los datos de entrada comunes. 1650-1730 Imprima los datos de entrada restantes. 1740-1990 Salida todos los resultados y final calculada. 2000-2160Subrutina para imprimir los datos de entrada común. ,
11.6.4 Sample run of the column base design program As an example to show program execution, an eccentrically loaded column
334 Aplicaciones de microcomputadoras
base with tension in the holding-down bolts (type) 3 is chosen. The detailed arrangement is shown in Figure 11.6 with the material strengths indicated. The applied loads are as follows: (1) Vertical dead and imposed loads, each = 152 kN (2) La excentricidad de las cargas aplicadas = 630 mm (3) Horizontal imposed shear force at the base = 10 kN P=Pg+Pk
L = 750 3030 pernos
/ 0 0 ui II
Xn ".
s
I
a=60
Tension in bolts
1
d = 340
I
di
1
Fo,
= 25 IV rnm2 = 245 N/mm 2 As =1683 mm2 Grade 4.6 bolts Pyg
a) elevación de la base
b) Plan de base Figura 11.6 Ejemplo de diseño de base de la columna
-®©§
RUN ******************************************
DISEÑO BASE COLUMNA PARA B.S. 5950
* ***************************************** * 3 TIPO DE BASES DE COLUMNA considerados aquí
TYPE (t) - AXIALLY LOADED RECTANGULAR COLUMN BASE TYPE (2) - ECCENTRICALLY LOADED RECTANGULAR COLUMN BASE o (Pernos que sujetan-ABAJO BAJO TENSION) o (NO pernos que sujetan-ABAJO bajo tensión ) SU OPCIÓN DE BASE COLUMNA? 2 TÍTULO REFERENCIA ((40 caracteres)? Ejemplo BASE COLUMNA ----------------==---------= - =---------
#
Descentrada RECTANGULAR BASE COLUMNA I
Los programas de ordenador disclaimer 335 BASE PLATE OVERALL LENGTH AND WIDTH D.B ( um ) -? 750,500 COLUMNA EFFFCTIVE TAMAÑO d,b ( as ) ? 340,314 AXIALMENTE APLICADA EN BASE CARGA MUERTAPg (KN) 0.7 152 AXIALMENTE APLICADA DE CARGA EN VIVO EN BASEPk (KN) -7 152 Excentricidad de TODAS las cargas aplicadas Ec (AM).? 630 HORIZONTAL IMPONE CIZALLADURA FUERZA Hs (ma) -7 10 CONCRETO RESISTENCIA CUBO BASE EN 28 DÍAS (N / MS2).? 25 Pisador PERNOS ÁREA DE TRACCIÓN As ( m^2)=? 1683 PERNO DIÁMETRO Y DISTANCIA EDGE No, un (ms) -? 30.60 TIPO PERNO (1.Grade 4,6, 2-GRADO 8.8) -7 1 FUERZA MATERIAL DE PLACA DE ACERO Pyg (N/ms2).? 245 M
RECTANGULAR PLACA BASE COLUMNA: =
=
===
Si
=
=
2
- ENTRADA - N ZS == === 7 iii
BASE PLATE OVERALL LENGTH L = 750 ( ma ) PLACA BASE ANCHO TOTAL SEGUNDO . 500 ( mm ) PLACA BASE ASPECT RATIO R = 0.67 COLUMN EFFECTIVE DEPTH d . 340 ( ms ) COLUMN EFFECTIVE WIDTH b = 314 ( mm ) AXIALLY APPLIED ULTIMATE LOAD Pu= 456 (KN) HORMIGÓN 28 DÍAS CUBE FUERZA Fcu = 25,00 (N / mm2) Resistencia del material, PLACA DE ACERO Pyp = 245.00 (N / SM2) ECCENTRICITY OF APPLIED LOAD Ec = 630 (mm) ÚLTIMO MOMENTO Pu*Ec = 287 (XN-M) ULTIMATE HORIZONTAL SHEAR Hu = 16.00 (KN) TOTAL HOLDING-DOWN BOLT AREA As . 1683 (ms^2) HOLDING-DOWN BOLT DIAMETER Dd = 30 (um) TIPO TORNILLO (1 = GRADO 4.6,2 = GRADO 8.8) -1 (TYPE) EDGE DISTANCIA DEL CENTRO DE PERNOa = 60 ( s ) Yo RECTANGULAR BASE columna de platos: - RESULTADOS =====.
-----------... =. ===. =.
NEUTRAL DISTANCIA EJE Xn = 3 1 5 . 2 ( m a ) MAX. HOLDING-DOWN BOLT TENSION Tb = +280.7 ( KN ) LIMITING CONC. BEARING PRESSURE Fb = 10.00 (N/ u2) MAXIMUM CONCRETE PRESSURE Fc = 9.3 (N / SM2) TORNILLO; ESTRÉS / resistencia al cociente F / P = 0.02 BOLT; STRESS/STRENGTH RATIO Ft/Pt = +0.86 COMBINADO DEL ESTRÉS / FUERZA RATIO 0.88 PLACA BASE MIN. ESPESOR PLATE MAX. MOMENT MIN. PLATE THICKNESS (BENDING) MIN. PLATE THICKNESS (SHEAR )
----------------------------== Ok
Mot = 153.9 (KN-M/M) - 61.39 (mm) 8.80 ( ma )
..,===========.=.========
11.7 Computer programs disclaimer -®©§.
M
12
Steelwork detailing
12.1 Drawings Los dibujos son los medios por los cuales las exigencias de arquitectos e ingenieros se comunican a los fabricantes y montadores, y deben ser presentados de una manera aceptable. Detallando se da para los elementos estructurales seleccionados. Se necesitan dibujos para mostrar la disposición y para describir y especificar los requisitos de un edificio. Ellos muestran la ubicación, disposición general y los detalles de fabricación y montaje. También se utilizan para estimar quan? Tidades y el costo y por hacer listas de materiales para materiales de ordenar.. Sufficient information must be given on the designer' sketches for the draughtsman to make up the arrangement and detail drawings. A classification of drawings is set out below: Site or location plans
These show the location of the building in relation to other buildings, site boundaries, streets, roads, etc. Acuerdo General
Esto consiste en planos, alzados y secciones que se establece la función del edificio. Estos lugares demostración y dimensiones principales de fuerahielos, habitaciones, áreas de trabajo, maquinaria, grúas, puertas, servicios, etc. Los materiales y acabados son especificados. Marking plans
These are the framing plans for the steel-frame building showing the location and mark numbers for all steel members in the roof, floors and various elevations. Foundation plans
These show the setting out for the column bases and holding-down bolts and should be read in conjunction with detail drawings of the foundations.
Recomendaciones generales 337
Plan clave
If the work is set out on various drawings, a key plan may be provided to show the portion of work covered by the particular drawing. Detail drawings
These show the details of structural members and give all information regarding materials, sizes, welding, drilling, etc. for fabrication. The mark number of the detail refers to the number on the marking plan. Detail drawings and marking plans will be dealt with here.
12.2 Recomendaciones generales 12.2.1 Escalas, tamaños y bloques de título de dibujo Se recomiendan las siguientes escalas:
Site, location, key plans
1500 1:200 General arrangement 1:200 Uno y diez0 1:50 Marking plans 1:200 1:100 Detail drawingsUno y veinticinco 1:10 1:5 Firm's name Title of drawing Scales 0
"5 cc
Dibujado Checked
Date
Dibujo No.
Aprobado
(a)
Firm's
Título de
nombre
dibujo
Drawn Checked Aprobado (b)
Figura ILI bloques de título típica
Scales
Dibujo No.
82 Steelwork detailing
The following drawing sizes are used: A4 210 x 297—Sketches A3 297 x 420—Details A2 420 x 595—General arrangement, details Al 594 x 841 —General arrangement, details AO 841 x 1189—General arrangement, details Title blocks on drawings vary to suit the requirements of individual firms and authorities. Typical title blocks are shown in Figure 12.1. Listas de Materiales Puede ser mostrado en el dibujo o en hojas de tamaño A4 separadas. Estos por lo general dan la siguiente información: Artículo o número de marca Descripción Material Number off Weight Etcétera 12.2.2 Lines, sections, dimensions and lettering
Recommendations regarding lines, sections and dimensions are shown in Figure 12.2. Grueso co nto rno Delgada D i m e n s i o n l i n e r uke z -ne coluotsliió BCro nn e Grueso (a) Líneas
Cross-hatched
Sólido
(b) Secciones
(c) Dimensiones
Figure 12.2 Recommendations for lines, sections and dimensions
Steel sections 339
12.3 Steel sections -®©§ (1) La verdadera sección de vistas a gran escala O (2) Esquemáticamente con líneas gruesas con las placas y secciones independientes separadas para mayor claridad para las vistas de pequeña escala. Aquí solo la profundidad y amplitud de la sección puede ser cierto a escala. lReferencel
Section
I
Haz universal
I
Columna universal
Ángulo Tee Re c ta n g u l a r h o l l o w
0
UB
610 x178 x91 kg/m UB
UC
203 x 203 x89 kg/m UC
R SJ
I
Vigueta Canal
Ejemplo
Joist
203 x102 x 25.33 kg/m Joist
Channel 254 x 76 x 28.29 kg/m C
L T section
Angle
0
150
75 x10 L
Tee
178 x203 x37 kg /m Struct.Tee
RHS
150.4 x100 x 6.3 RHS
CHS 76.1 0.D. x 5 CHS Figura 12.3 Representación de laminados y perfiles de acero formados
Circular hollow section
Estos dos casos se muestran en la Figura 12.4. La sección se muestra a menudo en el medio de un miembro interior de las líneas de rotura en la longitud, como se muestra en (c). Se evita así tener que dibujar una sección separada. Las vigas pueden ser representados por líneas y columnas de secciones de pequeña escala en líneas gruesas, como se muestra en la Figura12.5. Los números de marcas y tamaños están escritos -ren los respectivos miembros.
/1111=1•11•41•000000 CORTA
-
IF
l• 11 . 1. 4 . W 10 11
(0
(b)
Figura 12.4 Representación de secciones
84 Steelwo r k deta il in g B1 Al / I E 406 x140 x 39 kg/m UB 254 x 254 x73 a, co kg/m UC D
I
1
(.0
B2
x
0 406 x140 x 39 kg/m UB
O
I
kt
B 3 406 x 140 x 39 kg/rn UB
I
2
Figure 12.5 Representation of beams and columns
12.4 Grids and marking plans Marking plans for single-storey buildings present no difficulty. Members are marked in sequence as follows: Columns A1, A2, ... (See grid referencing below) Trusses T1, T2, ... Crane girders CG1, CG2, Correas P1, P2, ... Láminas carriles SRI, SR2, Apoyando B1, B2, ... Columnas Gable GS I, GS2, etc. Various numbering systems are used to locate beams and columns in multistorey buildings. Two schemes are outlined below: (1) En el plan, la red de columna está marcada A, B, C, ... en una dirección y 1, 2, 3, ... en la dirección en ángulo recto. Las columnas se encuentran Al, C2, ... Pisos están numeradas A, B, C, ... para el suelo, primero, segundo, ..., respectivamente. Vigas de suelo (por ejemplo, en el segundo piso) se numeran B1, B2, ... longitudes de columna se identifican: por ejemplo, A4-B es la columna de intersección de la cuadrícula A4, la longitud entre los pisos segundo y tercero. D5
D11
C5
C11
B5
B11
El e v a t i o n li n e 2 (Consulte el esquema 1)
O roof
Las columnas están numeradas por C-segundos la cuadrícula piso intersection. C o lumn lengt hs, el. B- primeroPrimer segundo piso piso A2 - B. etc.
A - ground floor
46 • Bolts 341 0 B1
________82
Scheme 1 B e a m s a re n u m b e re d co nse cut ive ly Pre fi x i n d i c a t e s fl o o r
86
B4 ri co
n co mm
O
B5
811 Fi r s t - fl o o r Steel
I
l a
_ I
l b
O
1c
4b
2a cr 3 a
3b
m
____ 3c
U
.o
Floor
U
Scheme 2
Bea ms a re numbered o n g r i d lines e.g. line I —1a ,lb, etc. 2 c Fi r s t fl o O r
steel
Figure12.6
(2) A grid line is required for each beam. The columns are numbered by grid intersections as above. Las vigas están numerados en las líneas de rejilla con una letra prefijo que dar la palabra, si es necesario. Por ejemplo, Second floor—grid line 1—C la, C-lb,_____ Second floor—grid line B______C bl, C-b2,____ The systems are shown in Figure 12.6. The section size may be written on the marking plan.
12.5 Bolts 12.5.1. Especificación
The types of bolts used in steel construction are: Ordinary or black bolts Friction-grip bolts Los estándares británicos que cubren estos tornillos son: BS 4190: ISO métricas Black Hexagon pernos, tornillos y tuercas BS 4395: Parte 1: alta resistencia pernos de fricción-Grip: General de Grado BS 4604: Part 1: The Use of High Strength Friction-Grip Bolts in Structural Steelwork: General Grade
86 Steelwork detailing
fortalezas -® ©§ Examples in specifying bolts are as follows: 4 No. 16-mm dia. (or M16) black hex. hd. (hexagon head) bolts, strength grade 4.6 x 40 mm length 20 No. 24-mm dia. friction-grip bolts x 75 mm length Los pernos de fricción de agarre se pueden abreviar FG. La mayoría de los tornillos puede estar cubierto por una nota manta. Por ejemplo: All bolts M20 black hex. hd. All bolts 24-mm dia. FG unless otherwise noted. 12.5.2 Perforación Los siguientes tolerancias para -re perforadora: Pernos hoyos ordinarios tengan un máximo de espacio libre de 2 mm para diámetros de los pernos de hasta 24 mm y 3 mm para tornillos de 24 mm de diámetro y otra vez. Para pernos de fricción de agarre, los agujeros son perforados de la misma en los términos indicados por tornillos ordinarios. MARIDOdiámetros OLE se dan en la Tabla 35 de BS 5950: Parte 1. Drilling may be specified on the drawing by notes as follows: All holes drilled 22-mm dia. for 20-mm dia. ordinary bolts All holes drilled 26-mm dia., unless otherwise noted. 12.5.3 Designar y dimensionamiento La representación de los tornillos y agujeros en planta y alzado de estructuras de acero en los dibujos se muestra en la Figura 12.7 (a). Algunas empresas adoptan diferentes símbolos para mostrar diferentes tipos de tornillos y pernos para diferenciar entre la tienda y de campo. Si se utiliza este sistema, una clave para los símbolos se debe dar en el dibujo. E01 = i
1+-1 Bolts
3 a ...
(a)
+
Holes
4-4- 4__________4- ±
(b)
(c)
Welds 87
(d)
Figure 12.7
Gauge lines for drilling for rolled sections are given in the Structural Steelwork Handbook. Dimensions are given for various sizes of section, as shown in Figure 12.7(c). Minimum edge and end distances were discussed in Section 4.2.2 above. -®©§
12.6 Welds As set out in Chapter 4, the two types of weld are butt and fillet. 12.6.1 Butt welds The types of butt weld are shown in Figure 12.8 with the plate edge preparation and the fit-up for making the weld. The following terms are defined: T= thickness of plate g = gap between the plates R= root face a = minimum angle Values of the gap and root face vary with the plate thickness, -®©§ Las soldaduras pueden estar indicados en los dibujos de los símbolos de la Tabla 1 de la BS 499 y estos se muestran en la Figura 12.9. El uso de estos símbolos, soldaduras a t ope se indican en un dibujo tal como se muestra en la figura 12.10 (a). Se debe hacer referencia a la BS 499 para un conjunto completo de ejemplos que utilizan estos símbolos. El nombre de la soldadura puede abreviarse: por ejemplo, DVBW por el doble de la soldadura V trasero. Un ejemplo de esto se muestra en la figura 12.8 (b). Por último, la soldadura se puede enumerar por su descripción completa yun detalle ampliado dada para mostrar la preparación de los bordes y en forma a punto para las placas. Este método se muestra en la Figura 12.8 (c). Detalles ampliados se debe dar en los casos en que la soldadura es complicado required. Here, detailed instructions from a welding engineer may be required and these should be noted on the drawing.
88 Steelwork detailing
Cuadr
Individ ual V
1....jixi RI-\.../....,r,
Real academia de bellas artes
_ ar
.1 g
Double bevel
1
R1.-IL-GEfilar
Individual T
Figure 12.8 Butt welds
Fillet
b.
Square butt weld
IT
Single V butt weld
V
Double V butt weld
X
Single U butt weld
U
Single bevel weld Double bevel weld Single J weld Double J weld
H
r
Doble T soldadura a tope
i.
II
Figura 12.9 Símbolos para soldaduras
Welds 89
(a)
(c) SVBW
r = ty 6e
DVBW
24_1—
LT
Double V butt weld See detail A
i30
(c)
2
Figure 12.10
Detail A
12.6.2 Las soldaduras de filete
Estas soldaduras son de forma triangular. Según lo establecido en el capítulo 4, el tamaño de la soldadura se especifica mediante la longitud de las piernas. Las soldaduras pueden estar indicados simbólicamente, como se muestra en la figura 12.11 (a).BS 499 debe ser consultado para más ejemplos. El tamaño de la soldadura y el tipo pueden ser escritos en (por ejemplo, FW 6mm) completo o las palabras Si la soldadura es de longitud limitada su ubicación exacta se debe mostrar y dimensionado. De soldad ura intermitente puede ser demostrado por escribir el tamaño de la soldadura, a continuación, dos cifras que indican la longitud y el espacio entre las soldaduras. Estos métodos se muestran en la figura 12.11 (b). Las soldaduras también se pueden mostrar y especificados por las notas, como en la vista en planta en la 6mm fillet una weldcomunicaciónse da en el método de mostrar figura 12.11 (b). Por último, V6 mm I
11
I
______6mm
6mm
l 6mm
Fillet weld far side
Fillet weld near side (a)
6mm N6 mm x80 long x160 gap Elevation
6 mm continuous fillet weld
(b)
6mm intermitente soldadura de filete -80 mm fallo de soldadura 160 mm
Figura 12.11 Representación de soldaduras de filete
6mm FW all round (c)
90 Steelwork detailing
12.7 Beams -®©§).
End plate (size x thickness)
6mm 6mm All holes drilled 22 mm dia. for 20 mm dia. black bolts
Adjacent beam
Beam mark No. Serial size. No.Off 1.dt (b)
(a)
Figure 12.12 Beam details
12.8 Plate girders -® ©§ -® ©§ Part sectional plans are often used para mostrar refuerzos en vista en planta. Detalles ampliados se hacen con frecuencia para dar preparación borde de la placa de soldadura de las bridas y placas web, empalmes y refuerzos de carga que requieren soldaduras resistencia completa. Se agregan Notas para cubrir la perforación, soldadura y pro especial de fabricación? Procedimientos, como se ha dicho, Por último, el dibujo puede contener una lista de material que da todos los tamaños de placas requeridas en la viga. Detalles típicos para una viga de placa se muestran en la figur 12.13.
Plate girders 347
TO 348 Steelwork detailing
12.9 Las columnas y bases A typical detail of a column for a multi-storey building is shown in Figure 12.14. The bottom column length with base slab, drilling for floor beams and splice details is shown. A compound crane column for a single-storey industrial building is shown in Figure 12.15. The crane column is a built-up section and the roof portion is a universal beam. Details at the column cap, crane girder level and base are shown.
12.10 cerchas y vigas de celosía Los perfiles laminados utilizados en cerchas son pequeñas en relación con la longitud de los miembros. Existen varios métodos que se adopten para mostrar los detalles en las articulaciones. Estos son: (1) Si la armadura se puede dibujar a una escala de 1 en 10, entonces todos los principales detalles se pueden mostrar en el dibujo de la armadura. (2) La armadura se señala a pequeña escala, 1 en 25, y luego separar detalles ampliados se dibujan para las articulaciones a una escala de 1 de cada 10 o 1 de cada 5. Members should be designated by size and length; for example, where all dimensions are in millimetres: 100 x 75 x 10 Angle x 2312 long 100x 50 x 4 RHS x 1310 long En pendiente miembros que sea útil para la fabricación de mostrar la pendiente de la miembro de la vertical y horizontal con un pequeño triángulo al lado del miembro. Los ejes centroidales de los miembros se utilizan para establecer el marco y los miembros deben estar dispuestos de modo que estos ejes son coincidentes en los nudos de la celosía. Si este no es el caso, la excentricidad provoca esfuerzos secundarios en la armadura. Los detalles completos se requieren para empalmes atornillados o soldados, placas de extremo, gorras de columna, etc. Las posiciones de las líneas de vía para los agujeros de perforación se dan en el tural Acería Manual Struc?. Dimensiones deben dar por distancias a los bordes, espaciado y la distancia de los agujeros desde el nodo adyacente de la cercha. Las placas de empalme pueden ser detalladas por separado. A veces, los miembros individuales de una cercha son detallada. En estos casos, los miembros separados, placas de empalme, placas de tapa, etc., se dan un número de artículo. Estos números se utilizan para identificar al miembro o parte en un lis materialest. Se dan las siguientes cifras para mostrar cercha típica detalla: La figura 12.16 muestra una parte de una armadura de techo plano con todos los principales datos que aparecen en la elevación de la armadura. Cada parte se da un número de orden de lista. La figura 12.17 muestra un techo elaborado a pequeña escala en la que se muestran las dimensiones para entramados, tamaños miembros y longitudes. Detalles ampliados se dan para algunos de las
Computer-aided drafting 93
n
IEVE del segundo
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7-
$ Brida de empalme plato 2-off por
Leve en la 4 Placa de base 8 mm fi lete de soldadura durante todo el 4 No. agujeros 32 mm diá. de 30 mm de d i á m e t r o . H . O. p e r n o s To d o s l o s a gu je ro s de 2 2 mm de d iá me tro. de 2 0 mm de di á m et ro. t o rni l l o s n eg ro s, exc e p to co mo se h a s eñ a l a d o
Figura 12.14 puntal en un edificio de varios pisos
12.11 redacción asistido por ordenador Ahora se está introduciendo asistido por ordenador (CAD) en la práctica de redacción civil y estruc? Tural. En un futuro próximo se reemplazará gran parte del trabajo d e redacción manual. CAD puede ahorrar considerables de horas-hombre en la elaboración ación prepar?, Especialmente donde los detalles estándar se utilizan ampliamente.. En los sistemas gráfica informatizada el dibujo se construye en la pantalla, que se divide en una cuadrícula. Un menú ofrece comandos (por ejemplo, línea, círculo, arco, texto, dimensiones, etc.). Los datos se introducen a través del digitalizador y clave? Bordo. Todos los dibujos se pueden almacenar en los dispositivos de almacenamiento masivo de las qu e pueden ser recuperados para adiciones o alteraciones posteriores. Actualización de
350 Acería detallando
utilizado con frecuencia, ya sea puede ser extraída de una biblioteca de programas o creados y almacenados en la biblioteca del usuario. Superposición de dibujos es una característica común en la mayoría de software de CAD. Esto permite el uso repetido de plantillas comunes de dibujo (por ejemplo, las líneas de la cuadrícula, planos, etc.) y los resultados en tiempo consierable ahorro al reducir el tiempo de entrada requerido. Los textos y las dimensiones pueden ser escritos desde el teclado usando apro? Tamaños de caracteres apropiado. Placa de Cap tamaño x grosor
Detalle A
1-
1-4 Detalle Un puntal-cap 1
R A
Secció n EE S.U.B.W. X
tiffeners tama ño x thickness
O
m
H------1 Detail B-Crane girder level F.W Los refuerzos (tamaño)
Sección CC-Crane puntal F.W
1 Dia. de todos los agujeros ... excepto como se ha señalado
Base losa tamañ ox grosor
Sección base de DDStanchion
Figura 12.15 Compuesto grúa puntal para un indiding industrial idngle plantas
Computer-aided drafting 95
C
C
2 una o
0
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3
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k.St L i 1s,p 10. i 441 IxlErLx9Lx9L u aa l i C i
EE
,:. ,
352 Steelwork detailing
13
Portal diseño
13.1 Diseño y construcción Tipo 13.1.1 Portal y acciones estructurales
El edificio claro-palmo de una sola planta está en constante demanda de almacenes, fábricas y muchos otros propósitos. La clara apariencia interna hace que sea mucho más atractivo que un edif icio Trussed techo y también requiere menos mantenimiento y calefacción. El portal puede ser de tres clavado, base fijada o construcción de base fija, como se muestra en la figura 13.1 (a). E l portal de la base fijada es el tipo más común adoptada por la mayor economía en el diseño de la cimentación sobre el tipo de base fija. Solamente los portales-base fijado se discuten aquí.. En el plano del portal se resiste a las siguientes cargas por acción bastidor rígido (véase la figura 13.1 (b)): Las cargas muertas e impuestas actúan verticalmente Viento causando cargas horizontales en las paredes y en general elevar cargas en las laderas del techo En la dirección longitudinal del edificio es de diseño simple y diagonal arriostramiento se proporciona en las bahías de gama para proporcionar estabilidad y resistir la carga de viento en los extremos del tejado y frictio vienton en los lados y el techo (véase la figura 13.1 (d)). 13.1.2 Construcción
Las principales características de la construcción del portal moderna que se muestran en la figura 13.1 (c) son: Columnas - sección de la viga universal, uniforme; Vigas - vigas universales con haunched termina por lo general de las secciones 30 - 40% más ligero que las columnas; Aleros y cumbreras articulaciones - articulaciones sitio-atornillada utilizando 353
98 Portal design
Tres inmovilizó
Pinned Base
F ixe d B a s e
a ) Ti p o s P o r t a l
Lazo s Section
Si de E l ev at i o n
b I Cargando Conjunta de Ridge Cold - correas formadas
Ale ro s cor ba ta
Corsé
(o
Descanse un ints
e st a nci a s )
Base Aleros c I Portal
Construction
— Eaves tie
Gable frame Colum na Gable
Vigoriza d) Gable Frame and Bracing
Figure 13.1
Diseño and construction 355
Base nominally pinned with two or four holding down bolts; —
Correas y rieles de laminación - secciones laminadas en frío espaciados a no mayor de 1,75-2 m centros; Estancias de correas y rieles - estos proporcionan soporte lateral a la brida en el interior de los miembros del portal; Marco Gable - una (no rígida) Plazo arriostrados en los extremos del tejado de los edificios; Bracing — provided in the end bay in roof and walls; Aleros y corbatas canto - se pueden proporcionar en los portales de mayor envergadura a pesar de que ha sido sustituido por estancias de correas o rieles de laminación. 13.1.3 Diseño de esquema
El código indica que, o bien el diseño elástico o de plástico puede ser utilizado. Diseño de plástico da la solución más económica y se adoptó casi universalmente. El proceso de diseño para el portal consta de: Análisis - elástico o plástico; Diseño de los miembros que tengan en cuenta la flexión y pandeo lateral con posibilidad de restricciones para limitar fuera del plano de pandeo; Sway comprobación de estabilidad en el plano del portal; Diseño conjunto con la provisión de refuerzos a eNsure todas las partes son capaces de transmitir las acciones de diseño; Verificación de servicio para la desviación en los aleros. Los procedimientos para el diseño elástico y plástico se exponen en BS 5950 y se discuten a continuación. 13.1.4 Fundaciones
El portal-base fijada generalmente se adoptó porque es difícil asegurar la fijeza sin apilado y es más económico de construir. También es ventajoso
100 Portal design
13.2 Diseño elástico Disposición del Código 13.2.1 Las disposiciones de la BS 5950 se resumen a continuación:
(1) Cláusula 5.2: Análisis se hace utilizando cargas factorizadas (2) Cláusula 5.4.1: La capacidad y la resistencia al pandeo de los miembros se van a comprobar el uso de la Sección 4 del código. (3) Cláusula 5.5.2: La estabilidad del marco debe comprobarse utilizando la Sección 2.4.2. del código. Esto indica que, además de diseñar para cargas de viento, un cheque por separado se debe hacer para cargas horizontales nocionales de cualquiera: 1`) / 0 de la carga muerta factorizada o 0,5% de la carga + impuesto muertos factorizado Estas cargas se aplican a nivel de aleros y actúan con 1,4 x muertos de carga + 1,3 x carga impuestas. Ellos no están para ser combinados con las cargas de viento. Análisis 13.2.2 Portal El método manual más conveniente de análisis es el uso de las fórmulas de los Diseñadores de acero Manual (véase Lecturas adicionales al final de este capítulo). Un caso de carga en general se puede dividir en casos
separados para los que se dan soluciones y luego se recombinan estos resultados. El análisis por ordenador es la mayoría de convvmétodo enient de usar, especialmente para cargas de viento y combinaciones de carga. La salida da acciones de diseño y deflexiones. La combinación de carga crítica para el diseño es de 1,4 x muertos de carga + 1,6 x carga impuestas. Las cargas de viento causan principalmente la elevación y los momentos son generalmente en la dirección opuesta a los causados por las cargas muertas y impuestas. El diagrama de momentos de flexión para el caso de carga muerta y impuesta se da en la figura 13.2. Esto muestra la brida en el interior de la columna y viga cerca de los aleros para estar en la compresión y de ahí la necesidad de restricciones laterales en esas áreas.. Efectiva - \ longitud
Fr a i l e c i l l o s a p o y a n b r i d a superior ..447 Max m um momento
Soportes laterales
Moment o máximo flacidez
Doblado Diagrama de Momento
Figura 13.2 Doblado diagrama de momento
101 Portal design
As señaló en la sección 13.1.2, portales se construyen con articulaciones haunched en los aleros. El propósito principal de la cadera es proporcionar el brazo de palanca para permitir que las articulacionessitio atornilladas a realizar. Se acostumbra a descuidar el anca en el análisis elástico. Si la cadera es grande en comparación con la longitud de viga más momento es atraído hacia los aleros y una solu ción más precisa se obtiene si se toma en consideración. Esto puede hacerse dividiendo el anca en un número de partes y el uso de las propiedades de el centro de cada parte en un análisis por ordenador. 13.2.3 longitudes efectivas
Miembro diseño depende de las longitudes efectivas de los miembros en el plano y normal al plano del portal. Longitudes eficaces de control de los puntos fuertes de diseño para la carga axial y flexión. (I) En el plano efectiva longitudes El método para estimar las longitudes efectivas en el plano de los miembros del portal fue desarrollado por Fraser y se reproduce con su amable permiso. Programas informáticos para el análisis de estabilidad de la matriz también están disponibles para determining cargas de pandeo y longitudes efectivas. Sólo el portal-base cubrió con cargas uniformes simétricos (es decir, el caso de carga + muertos crítica impuesta carga en el techo) se considera. Se debe hacer referencia a Fraser por casos de carga asimétricas (véase Lecturas adicionales al final de este capítulo).. Si la pendiente de la cubierta es inferior a 10 ° el bastidor se puede tratar como un portal rectangular y la longitud efectiva de la columna se encuentra a partir de un diagr ama de influencia limitado marco de código como la Figura 24 del Apéndice E de la BS 5950. Por portales de base fijada con una mayor pendiente de la cubierta de 10 ° Fraser dala siguiente ecuación para obtener la longitud efectiva la columna que es un ajuste estrecho con los resultados de los análisis de la estabilidad de la matriz (véase la figur 13.3): Longitud efectiva de la columna LE La longitud real de la colum = 2 + 0.45G R
k, -
dónde
GR = LRILJIRL, LR, LC = vigas y columnas longitudes / R, /, = vigas y columnas momentos de inercia
Resultados similares se pueden obtener utilizando el gráfico de balanceo limitado marco (BS 5950, Figura 24) si, como sugiere Fraser, el portal de cubierta a dos aguas se convi erte en un marco rectangular equivalente. La longitud de la viga se hace igual a la longitud total viga como se muestra en la figura 13.3. Para aplicar la Figura 24 del Códigoe: La parte superior de la
(iciLe) + (IR / LR)
Base de la Columna K1 = 1,0 clavado
102 Portal design C a r g a Te c h o
LR IA
un yo
Cifra 13.3
Entonces LE / LC para la columna se lee de la Figura 24 de BS 5950. La longitud efectiva de la viga puede ser obtenida de la longitud efectiva de la columna, porque todo el marco colapsa como una unidad a la carga crítica, es decir,. Column a
71.2E4
— Kc-Lc?
Viga
pRc = Tr2 E / R
KR2 (LR donde KR =
dónde
/2 )
2
2L, PA LR Pric
E = módulo de Young Longitud efectiva de la viga Actual length of rafter Pcc.PRc = critical loads for column and rafter = Factor de carga x cargas de diseño
KR -
Pc-PR = diseño de media carga axial en la columna y viga (2) longitud efectiva fuera del plano Las correas y los rieles de laminación restringen la brida exterior de los miembros del portal. Es esencial para proporcionar soporte lateral a la brida en el interior, es decir, un sistema de retención torsional a ambas bridas enlos puntos críticos para evitar fuera de plano de pandeo. Para el portal de base fijada con el diagrama de momentos de flexión para carga muerta e impuso muestra en la Figura 13.2, apoya a la brida en el interior están obligados:
Elastic design 103
Alero (puede ser estancias de rieles de laminación o un empate) Dentro de la mitad superior de la columna (puede ser necesario más de un soporte) Cerca del punto de inflexión en la viga (puede ser necesario más de un soporte) The lateral supports and effective lengths about the minor axis for flexural buckling and lateral torsional buckling are shown in Figure 13.2.
13.2.4 Column Design La columna es un miembro uniforme sometido a carga axial y momento con momento predominante. El procedimiento de diseño para el caso de carga crítica de carga muerta + impuesto es la siguiente. (1) donde Lex, LEY = longitudes efectivas para XX e YY ejes rx, ry = radios de giro para el XX y ejes YY Resistencia a la compresión p. = Tabla 27 (a) o (b) el código de la compresión resistencia p, = pCAG (Ag = área bruta) (2)Capacidad de momento M, = p, S donde p = resistencia de diseño S = módulo plástico (3) Pandeo momento de resistencia El diagrama de momentos de flexión y longitud efectiva se muestran en la Figura 13.2. Equivalente momento fel actor m - Tabla 18 del código: Esbeltez A = LEY / ry ALT esbeltez equivalente = UVX dónde
u = Handbook v = Tabla 14 del código de Aix x = Manual
Doblado ph fuerza - Tabla 11 del código de pandeo momento la resistencia Mb = p, S
360 Diseño de Portal
(4) las expresiones de interacción
FlAgpy + MIMC FIPC + mMIMbt.s . 1
Verificación de la capacidad local de verificación general de
13.2.5 Diseño Rafter La viga es un miembro de haunched en ambos extremos con la distribución momento se muestra en la Figura 13.2. La porción cerca de los aleros tiene de compresión e n el interior. Más allá del punto de inflexión en el interior de la brida está en tensión y es estable. El ala superior es totalmente compatible con las correas. Si la longitud cadera es pequeña, conservadora puede ser descuidado y el diseño hecho para el momento máximo en los aleros. Una restricción torsional se proporciona en el primero o segundo punto de la correa de distancia de los aleros y el diseño se hace de la misma manera como para la columna. En este caso el factor m = 1,0 y la corrección de esbeltez factor n deben ser evaluados de la Tabla 16 del código. Diseño Rafter tomar el anca en cuenta se considera en fase de diseño de plástico en la Sección 13.3 13.2.6 Ejemplo de diseño elástico de un portal (1) Especificación El portal-base fijado para un edificio industrial se muestra en la Figura 13.4 (a). Los portales están a 5 m centros y la longitud del edificio es 40 m. Las cargas de construcción son: Ruf - Carga muerta mide en pendiente De revestimiento de calibre 20 Aislamiento Correas (Tabla 5.2, A140 / 165) 4,0 kg / ma 1,5 m c / c
= 0,1 kN / m2 = 0,15 kN / m2 = 0,03 kN / m2 20m
la
Vient o
h/w < 1/2 3/2 < llw < 4 a) Portal_
Cifra 13.4
b) Plan de
Diseño elástico 361
= 0,13 kN / m2 = 0,41 kN / m2
Rafter 457 x 191 UB 67 Total
= 0,75 kN / m2 = 0,41 kN / m2
- Imposed load on plan, BS 6399 Walls - same as roof
Carga de viento - CP3: Capítulo V: Parte 2 - Ubicación noreste Reino Unido, en las afueras de la ciudad Llevar a cabo los siguientes trabajos: Estimar las cargas del edificio Analizar portal utilizando la teoría elástica con una sección uniforme en toda la sección de Diseño para el portal utilizando Grado 43 Steel (2) Cargando Techo - muertos = 0.41 x 5 x 10.77 / 10 imposed = 0.75 x 5 design = (1,4 x 2,21) + (1.6 x 3.75) Muro muertos = 0.41 x 5 x 6 x 1,4
= 2,21 kN / m = 3,75 kN / m = 9,09 kN / m = 17,22 kN
Carga horizontal nocional en cada superior de la columna = 0,5 x 0,005 x 20 x 9,09 = 0,45 kN Viento - Velocidad del viento básico Planta rugosidad categoría Tamaño de Construcción - clase
V = 45 m / s =3 =B
La carga de viento factores S2, viento de diseño acelera V Los coeficientes de presión internos IPC del Apéndice E del Código de viento son + 0,2 o -0,3 para el caso en el que hay una probabilidad despreciable de una apertura dominante que ocurre durante una fuerte tormenta. Presión dinámica g = 0.613V, 2/103 kN / m2 de carga del viento w = 5q (CPE Los diagramas para las cargas característicos se muestran en la figura 13.5. Tabla 13.1
Cargas de viento
Elemento
Altura (metro)
+ Techo Walls
10 6
Factor S,
(1,74 0.67
Diseño
Dinámica
veloci dad V.,
presión q
33.3 30.2
0.68 0.56
La trama de presión externa. Cm
a=0° Barlovento Sotavento
- 0.33 + 0.7
- ((0,4 - 0.75
a=
- ((0,7
- ((.5
0'
106 Portal design 3.75 kN /m
2.21 kN / m
Impuest a
Dead
= 0 Caso de presión interna
Las cargas horizontales nocionales
d. = C aso Presión 9C Inter na
= 0 Caso de succión interna Load
Diagramas
Figura 13.5 diagramas de carga
(3) Análisis El análisis manual para el diseño de la caja de carga muerta + impuesto se establece aquí. Doblado diagramas de momento se dan para los casos de carga separados en la figura 13.7. Constantes marco. Consulte la Figura 13.6 (a) K = su 41) = FIH m = 1 + (15 B = 2 (K + 1) C = 1 + 2m N = B + mí
= 0,557 = 0,667
= 1,667 4.781 = 4,334 = 12.006
+M
Plastic design
w = 9,09 kNim = 181. 8 kN 9.09 kN / 7
do
//,
-t
214•55kNm 35.761<%...
r
.
L
=
y
C a r g a s
90,9 kN
2 0 m
b ) L a s c ar g a s d e l v ig a
un cuadro 96.85 216.55
ET 111n-ii
a*
708,29
3 2 Z
33.2
9 0 . 9
90.9
50.1 ( Average)
r35. 8
Restricciones
66.9 99.5 (Average)
66.9
35.8
kNm 108.1
108.11 kN
c ) B e n d i n g Mo m e n t D i a g r a m a
d Me m b e r Axia l L o a d s
Figura 13.6
Los momentos y reacciones MB = WL2 (3 + 5m) / 16N = -214,55 kNm 10 (= (WL2 / 8) + mMB = 96,85 kNm H = 214,55 / 6 = 35,76 kN
Referencia a la figura 13.6 (b), el momento en cualquier punto P en la viga es Mn = 90.9x - 214,55 a 35,76 x 0.4x - 9.09x2 / 2 Ponga Mn = 0 y resolver para dar x = 3,55 m Ponga DMP / dx = 0 y resolver para dar x = 8.43 m y momento máximo flacidez = 108,29 kNm Thrust at
B = 90.9 x 4/10.77 + 35.76 x 10/10.77 = 66.9 kN El diagrama de momento y miembro cargas axiales de flexión se muestran en la Figura 13.6 (c) y (d), respectivamente. Otros valores necesarios para el diseño se presentan en las figuras correspondientes. Los momentos máximos de diseño para los casos de carga separados mostrados en la figura 13.5 y diagrama de momento en la figura 13.7 se dan para comparación:
364 Diseño de - 52.16
1
87
Muer
Impuest a
-13.3
1.1
2.0
15.811 Viento cc = 0 Interna
Cx viento. 0 Presión Interna
Viento e 90 Presión Interna Momentos - kNm
Succión
No ional cargas horizontales
Reacciones - k1,1
Figura 13.7
Momento máximo negativo en las cuevas (1) 1,0 x 1,6 x muertos + impuesto MB = - [1,4 x 52,16 x 88,51 + 1,6] = 214,55 kNm
(2) 1.2 [muertos + impuesto + viento aspiración interna] MD- 1,2 [52,16 + 88,51 + 13,3] = - 184,76 kNm (3) 1.4 x 1.3 x + muertas impusieron + carga horizontal nocional MI) = - [1,4 x 52,16 x 88,51 + 1,6 + 2,7] = 190,78 kNm
Plastic design
Momento máximo invertido en los aleros -1,0 X muertos - 1,4 x viento presión interna MB = - 52,16 + 1,4 x 65,88 = 39.1kNm
Diseño de 4 Columna Sección de Enjuiciamiento Trate de 457 x 152 UB 60, grado 43, uniforme en todo: A = 75,9 cm2, S = 1,280 cm3,
rx = 18.3 cm, u = 0.869,
Ry = 3.23 cm x = 37.5
'
Resistencia a la compresión - Aplicado carga F = 90,9 kN En el plano de esbeltez La fórmula de Fraser Leil = 2 + 0,45 (2 x 10,77 / 6) = 3,62 Uso de BS 5950, Figura 24:
Top K1 =
16
- 0.782
1/6 + 1 / 21.54 Base K, = 1,0 = 3,5 leil Esbeltez Lex / rx = 3,62 x 6000/183 = 118,7 Fuera del plano de esbeltez con moderación en la mitad de la altura de la columna como se muestra en la Figura 13.6 (c): Esbeltez Fuerza compresiva
Pc = 121 N/mm 2 — Table 27(a) of the code
Compressive resistance Pc = 121 x 75,9 / 10 = 918,4 kN Capacidad de momento
Mc = 275 x 1280/103 = 352 kNm
Pandeo momento resistente momento aplicado M = 214.55 kN. El diagrama de momento de flexión se muestra en la Figura 13.6 (c). Equivalente factor de momento m = 0,76 para 13 = 0.5 - Tabla 18 del código. Factor de esbeltez para X / x = 92.9 / 37.5 = 2.48 v = 0.931 - Tabla 14 del código
1 1 0 Po r t a l d e s i g n
Esbeltez Equivalente XLT = 0,869 x 0,931 x 92,9 = 75.2 Resistencia a la flexión Ph = 178,6 N / mm2 - Tabla 11 del momento de resistencia código de pandeo: Mh = 175.6 x 1280/103 = 224,8 expresiones de interacción kNm 90,9 x 10 Local capacity 275 x 75,9
214.55 - 0.65 352
90.9 0.76 x 214.55 La capacidad total ____________________- 0.83 918.4 224.8 La sección es satisfactoria. 5 Rafter comprobación de diseño Resistencia a la compresión
F = 66,9 kN
Las fuerzas de compresión medias para la viga y la columna se muestran en la Figura 13.6 (d). En el plano de esbeltez LE LRP
3 , 62 x 2 x 6 / 99 . 5 _____ = 2.84 21.54 50.1
LEvr, = 2.84 x 10770/183 = 167
Esbeltez Fuera avión: LEY = 3000 mm - la figura 13.6 (c) LEY / ry = 3000 / 32.3
= 92.9
Pc = 65,7 N / mm2 - Tabla 27 (a) del Código Pc = 65,7 x 75,9 / 10 = 498,7 kN Pandeo momento de resistencia
El factor de esbeltez n se evaluó utilizando la Tabla 16 del código: R = 36,64 / 214,55 = 0,17 - Figura 13.6 (c) M0 = 9,09 x (3 x 10 / 10.77) 2/8
= 8.82 kNm
= 214.55/8.82 = 24.3 n = 0.84 — Table 16 of the code kt: r = 0,84 x 0,869 x 0,931 x 92.9 = 63.1 Ph = 205,6 N / mm2 - Tabla 11 del código Mb = 205,6 x 1289/103 = 263,2 kNm
Plastic design
Expresiones de interacción para el pandeo global 66.9 498,7
214.55 ________ -0.95 263.2
La sección es satisfactoria.
13.3 de diseño de plástico 13.3.1 Las disposiciones del Código BS 5950 estados en la sección 5.3 de que el diseño de plástico se puede utilizar en el diseño de estructuras y elementos, siempre que se cumplan las siguientes condiciones principales:
(1) La carga es predominantemente estática. (2) Se utilizan aceros estructurales con los diagramas de tensióndeformación, como se muestra en la Figura 2.1. Los permisos de la meseta de plástico dependen la formación y la rotación necesaria para la redistribución de momentos en los momentos de plástico que se produzca. (3) Secciones miembros son de plástico, donde se producen las bisagras. Los miembros no contienen bisagras son para ser compacto. (4) Se requieren restricciones de torsión en las bisagras y dentro de las distancias especificadas de las bisagras. Disposiciones relativas a diseño plástico de los portales se dan en el código en la sección 5.5. El código establece que una restr torsionalaint no se estipule en el último bisagra para formar. Otras disposiciones importantes se ocupan de la estabilidad dominio global y la columna y la estabilidad viga y éstas se discuten a continuación. 13.3.2 Análisis de plástico - elementos de bastidor uniformes
-®©§ Referring to Figure 13.8(a), as the load is increased hinges form first at the points of maximum elastic moments at the eaves. Rotation occurs at
1 1 2 Po r t a l d e s i g n Carga de trabajo
Uniforme
Portal Ms
a) Diagrama de momento elástico
Colapso de carga
b ) D i a g r a m a d e Mo m e n to P l á s ti c o
c
Colapso Mecanismo
Cifra 13.8
el aleros El plástico doblado diagrama de momento y el mecanismo de colapso se muestran en la Figura 13.8. En general, el número de bisagras necesarias para convertir el p ortal a un mecanismo es uno más de la indeterminación estática. Con cargas asimétricas, como la carga de viento muertos + dos bisagras única forma de causar el colapso. Para conocer la ubicación de las bisagras sea correcto, en el momento de plástico en las bisagras no debe superarse en cualquier punto de la estructura. Es por ello que, en la figura 13.8 (b), dos rótulas plásticas forma en cada lado de la cordillera y no uno sólo en el canto al colapso. El mecanismo fundamental es la que da el valor más bajo para la carga de colapso. El mecanismo de colapso que se produce depende de la forma de la carga. Análisis plástico para el portal-base fijado se lleva a cabo en las siguientes etapas: (1) El marco se lanzó a un estado estáticamente determinada mediante la inserción de rOllers en un soporte. (2) El diagrama de momento flector libre se dibuja. (3) El reactivo flexión diagrama de momento debido a la reacción horizontal redundante se dibuja. (4) Los diagramas de momentos libres y reactivos se combinan para dar el plástico doblado diagrama de momento con bisagras suficientes para hacer que el marco o parte de ella (por ejemplo, la viga) para colapsar. Como se mencionó anteriormente, no se debe sobrepasar el momento plástico.
Plastic design
El proceso de análisis plástico para el portal de la base fijada se muestra para el caso de la carga muerta y ha impuesto en el techo en la Figura 13.9. El marco es llevado a ser uni forme en todo y los diagramas de momentos de flexión se dibujan en el marco abierto de salida. El caso de los muertos + impuesto + carga de viento es tratado en el ejemplo de diseño.. La ubicación exacta de la bisagra cerca de la cresta debe ser encontrado por ensayos sucesivos o matemáticamente si se toma la carga se distribuya de manera uniforme. Referencia a la figura 13.10, para un marco uniforme, bisagra X se encuentra por g = h + L 2fxl
El momento libre en X en el marco liberada es Mx = wLxI2 - WX2 / 2 Los momentos de plástico en B y X son iguales, es decir, F = Hh = M, - Hg Ponga dH / dx = 0 y resolver para x y calcular Símbolos H y M. utilizados se muestra en la figura 13.10. I_______w_______
i____1
MP 11 Diagrama de Momento Plástico Marco y Cargas
I ________________i r 1
+ Frame Lanzamiento
Redundan te
Cifra 13.9
Libre Momento Diagrama
D i a g r a m a d e M o m e n to re a c ti v o
1 1 4 Po r t a l d e s i g n w por unidad de longitud
Try locations fo r h i n ge X .
wL / 2
wL / 2
a) Marc o y bisagr a Ubicac iones
5) Cargas aplicadas en Purl en Puntos
Cifra 13.10
If se toma la carga que se aplica en los puntos de correas como se muestra en la figura 13.10 (b) la bisagra se producirá en un lugar correa. Las correas se pueden comprobar a su vez para ver qué lugar le da el valor máximo del momento plástico M. 13.3.3 Plástico análisis - ancas y el marco no uniforme
Ancas se proporcionan en el alero y cumbrera principalmente para dar un brazo de palanca suficiente para formar las uniones atornilladas. El haunch en los aleros hace que la bisagra para formar en la columna en la parte inferior de la pierna. Esto reduce el valor del momento de plástico cuando se compara con los análisis para una bisagra en la intersección aleros. El anca en la cresta no afectará a los análisis ya que la bisagra en las formas devigas de distancia de la cresta. La cadera en los aleros se corta de la misma UB como la viga. La profundidad es de aproximadamente el doble de la profundidad de las vigas y la duración a menudo se hace igual a abarcar / 10. También es más económico utilizar una sección más ligero para la viga que para la columna. El marco no uniforme puede ser analizado fácilmente como se discute below. También es esencial para asegurar que la sección haunched de la viga en los aleros permanece elástica. Es decir, la tensión máxima al final de la cadera no debe superar la resistencia de diseño py:
dónde
F = fuerza axial M = momento A = área Z = módulo de elasticidad
El análisis de un marco con haunched viga y viga más ligero que sección de la columna se demuestra con referencia a la figura 13.11 (a). Dejar
M = momento plástico de la resistencia de la columna qmp = momento plástico de la
Plastic design
0
1 1 1 1 1 1 .
1
.
°
01
Bisagra M A /2 a) no uniforme
Portal
b) Haunch
Figura 13.11
Dimensiones del marco se muestran en la Figura 13.11. Bisagra en la columna Pf = Él Bisagra en viga qmp = Mx - Hg = QHE donde Mx = momento libre en X en el marco lanzado g = h + 2fxIL
Ponga dH / dx = 0 y resolver para dar x y así obtener H y Mp. Diseño 13.3.4 Sección At hinge locations design is made for axial load and plastic moment. The following two design procedures can be used:
(1)
Simplified method
Verifi cación de la capacidad local:
FM ________+ - 1 AMY Mc donde F, M = aplica carga y plástico momento Mc = capacidad de momento Ag = área bruta (2)
Método exacto
Carga axial reduce el momento plástico de la resistencia de una sección. El momento de fl exión es resistido por dos áreas iguales que se extienden hacia el interior desde los bo rdes. La zona central se resiste a carga axial y esta zona puede limitarse a la web o se extienden en la brida con carga pesada. Los diagramas de estrés se muestran en la fi gura 13.12.
1 1 6 Po r t a l d e s i g n
Axial
Section
Doblado
Carga
Plástico Distribución Estrés
Cifra 13.12
Las fórmulas para el cálculo de la reducción de módulos de plástico de las secciones sometidas a carga axial y el momento se dan en Steelwork Diseño BS 5950, volumen 1 y el procedimiento de cálculo es el siguiente: n = F / Agpy
dónde
F = carga axial aplicada A = área bruta
Cambie los valores de n se dan para cada sección. Para los valores más bajos de n el eje neutro se encuentra en la web y el módulo plástico reducida: SR = ki - Lon2
where values of k1 and k, are given in the Handbook. A formula is also given for upper values of n. Reduced moment capacity, MR = SRpy >M applied moment.
13.3.5 Sway stability El código da dos procedimientos para el control de la estabilidad general vaivén de un portal. Con ello se garantiza que la carga d e pandeo elástico no se alcanza y que los efectos de los momentos adicionales debido a la deflexión del portal se tienen en cuenta.
(1) Limitación de deflexión horizontal en los aleros La deflexión horizontal calculado por análisis elástico lineal en la parte superior de las columnas debido a las cargas horizontales nocionales no debe exceder h/1000, donde h es la altura de la columna. Las cargas nominales son el 0,5% de los muertos factorizada techo e impusieron cargas aplicadas en la parte superior de las columnas.
(2) Relación lapso / profundidad de la viga La siguiente ecuación debe satisfacerse Limitación: Lb 44 L (
D
p
(275
h \ + 4 p Lr / L) \ Pyr
Plastic design
dónd e
(2/ c//r) (Llh) portal span profundidad de la viga altura de la columna
Lr = longitud desarrollada total de viga Pvr
1r
diseñar fuerza de viga momentos de inercia de la columna y viga
Wr = carga vertical factorizado en la viga Womaximum value of W r which could cause failure of the rafter treated as a fi xed end beam of span L Lblapso de vigencia de la bahía Cuando la profundidad de haunch no es menor que 2D, Lb = L Lh. De l o co n t r a r i o L b = L Lh longitud de cadera
13.3.6 Las restricciones y estabilidad miembro (1) La necesidad de las restricciones Se requieren restricciones para asegurar que: ( 1) B is ag ra s d e plá st ic o se pu ed en fo rm ar e n la s prof und as 1 s ec cio ne s u tiliz ad as . (2) Overall flexural buckling of the column and rafter about the minor axis does not occur. (3) There is no lateral torsional buckling of an unrestrained compression fl ange on the inside of members. Los requisitos de los códigos en relación restricciones y estabilidad miembro se exponen a continuación. Un sistema de retención debe ser capaz de resistir 2,5% de la fuerza de compresión en el miembro o parte ser inmovilizado.
(2) estabilidad de la columna La columna contiene una bisagra de plástico cerca de la parte superior en la parte inferior de la pierna. Por debajo de la bisagra se somete a carga axial y momento con la brida interior en compresión. Los estados de código en la sección 5.3.5 que torsional restricciones (es decir, las restricciones a las dos bridas) deben proporcionó en o dentro miembro de profundidad D / 2 de una rótula plástica En un miembro de bisagra que contiene un plástico la distancia máxima desde el sistema de retención en la articulación adyacente a la restricción depende sobre si es o no la restricción a la brida de la tensión se toma en cuenta. Los siguientes procedimientos se aplican: (i) Sujeción al ala traccionada no tomado en cuenta Este es el método conservador donde la distancia desde el sistema de retención de la bisagra a la siguiente restricción está dada por:
3 8
L„, =
r Y
1(1,7130) + (Th/275)2 (x/36)21n.5
1 1 8 Po r t a l d e s i g n
dónde fc = esfuerzo de compresión debido a la carga axial
r = radio de giro alrededor del eje YY utilizando el valor mínimo si la sección varía x = índice de torsión mediante el valor máximo si la sección varía. Véase el apéndice B.2.5 en el código Cuando se utiliza este método no se requieren más controles. Las ubicaciones de las restricciones en la bisagra y H en G, H Lm a continuación se muestran en la figura 13.13 (a). Puede ser necesario introducir una restricción má s a fondo en F por debajo de G, en la que la columna caso longitudes de GF y FA, se comprobaría que la resistencia al pandeo para la carga axial y el momento. La longitud efectiva para el eje XX se puede estimar para el portalcomo se establece en la Sección 13.2.3. La Guía de Diseño Acería BS 5950 toma la longitud efectiva para el eje XX como HA en la figura 13.13, la distancia entre la rótula plástica y la base. Las longitudes eficaces para el eje YY son GF y FA. Tenga en cuenta que el cumplimiento de la verificación de la estabilidad de balanceo asegura que el portal puede resistir con seguridad de pandeo en el plano y momentos adicionales debido a enmarcar deflexiones.s. (ii) Rerestric- al ala traccionada tener en cuenta Un método para determinar el espaciamiento de restricciones laterales, teniendo en cuenta la restricción a la brida de la tensión se da en la cláusula 5.5.3.5 de la BS 5950. Un método más riguroso figura en el Apéndice G. La fórmula de la cláusula 5.5.3.5 da el siguiente [72x2 - 104] 0.5
donde K1 = 620 en este caso donde se toma la relación entre la profundidad haunch a Rafter profundidad como 1,0. El código especifica que los pandeo momento resistente MB calcularon utilizando una longitud efectiva LE: igual a la separaciónde las restricciones de brida tensión debe exceder el momento uniforme equivalente para que la longitud de la columna. Las restricciones se muestran en la figura 13.13 (b). El AF longitud de la columna se comprueba en los términos indicados.
(3) la estabilidad Rafter cerca de la cresta
El patín de tensión en la bisagra en la viga cerca de la cresta es en el interior y no hay restricciones se proporcionan. Cláusula 5.5.3.1 establece que un sistema de retención torsional no es necesario en el último bi sagra para formar. En el portal de dos bisagras forman pasada cerca de la cresta. Es necesaria una correa en o cerca del bisagra y correas debe colocarse a una distancia no superior a L. en cada lado de la bisagra. La disposición de correa se muestra en la figura 13.13 (c). En algunos casos se necesita una restricción a la brida
Stays or eaves tie
Plastic design
Las estancia
T-"" Bisagra
Bisag ra
Compruebe la resistencia al pandeo
I
Compruebe la resistencia al
x
l - Y L
L A Sin una re str icción a Brida tensión
b) Rest r icción al ala
Purl in .tc‘
Bisagra Sin re str icción de la brida en el inte rior c) Las restricciones cerca de Ridge
LE
/ -Correa
Tension flange reinforcement
LE
LLS Estancia o Point s\-fPermanecer
La restricción de la bisagra to both flanges
Columna y Rafter
of Contraflexure
dl Rest raint t o Ten sion Flan ge Restraints
Figure 13.13 Column and rafter restraints (4) Rafter stability at
haunch Los requisitos para la estabilidad viga se establecen en la cláusula 5.5.3.5 del código. El haunch y viga están en compresión en el interior de los aleros para una distancia a la segunda o tercera correa a partir de los aleros donde se encuentra por lo general el punto de inflexión: (i) Sujeción al ala traccionada no tomado en cuenta La distancia máxima entre las restricciones a la brida de compresión no debe superar Lm como se establece en (2) por encima o por que para satisfacer la overall
1 2 0 Po r t a l d e s i g n
pandeo expresión dada en la Sección 4.8.3.3.1 del código. Para el miembro cónico se utiliza el valor mínimo de Ty y el valor máximo de x. Sin restricción debe ser asumido en el punto de infl exión.
(ii) Restricción al ala traccionada tener en cuenta Cuando la brida de tensión está restringido a intervalos por las correas posibles ubicaciones de retención de la brida de compresión se muestran en la fi gura 13.13 (d). Los requisitos de los códigos son: (a) The distance between restraints to the tension flange LE must not exceed L m or, alternatively, the interaction expression for overall buckling given in Section 4.8.3.3.1 of the code based on an eff ective length L E must be satisfi ed. (h) La distancia entre las restricciones a la brida de compresión no debe exceder
Kiryx L, - (72x2 - 10) 1/2_para el grado 43 Steel where K, is given by Profundidad profundidad Profundidad profundidad
Haunch / viga 1 / Haunch viga 2
K1 = 620 K1 = 495
los siguientes disposiciones se establecen en el código: (1) La (2) La veces (3) La
viga debe ser una viga universal. profundidad de la cadera no debe ser superior a tres la profundidad viga. b ri d a h a u nc h n o d e b e s e r m e n o r q u e l a b ri d a d e v i g a .
Si no se cumplen estas condiciones se debe utilizar el método riguroso fi gura en el Apéndice G del código. -®©§
13.3.7 Serviceability check for eaves deflection BS 5950 especifi ca en la Tabla 5 que la defl exión en la parte superior de columna en un edifi cio de una sola planta no debe exceder la altura / 300 menos que dicha desviación no daña el revestimiento . Las desviaciones que deben considerarse son debido a las cargas impuestas y viento sin ponderar. Si es necesario, una asignación se puede hacer para desviaciones de carga muertos en la fabricación. Una fórmula para hdefl exión orizontal en las cuevas debido a la carga vertical uniforme en el techo se deriva. Las defl exiones de carga de viento deben él tomado de un análisis por ordenador. Haciendo referencia a la Figura 13.14, a causa de la simetría de la estructura y la carga de la pendiente en la cresta no cambia. La pendiente 0 en la base es igual al área del diagrama MIEI entre la cresta y la base dada por
Plastic design
w por unidad de longitud
Tangente en la base a) Loading and Moment Diagram
b) Deflected
Estructura
Cifra 13.14
f VL Hh2 + H s (h +) - _____. 1 + _____ EIR 24 2 4 2E1, La desviación en los aleros es entonces 1
WL-s
Hh3 8B = h0 —______ 6E1, dónde
H = reacción horizontal en la base V = reacción vertical en la base w = característica de carga impuesta en el techo 1 ,, IR = momentos de inercia de la columna y viga
Dimensiones del marco se muestran en la Figura 13.14.
13.3.8 Diseño de las articulaciones (1) joint Aleros
El alero acuerdo conjunto se muestra en la figura 13.15 (a). Los pasos en la comprobación de diseño de la junta son: (a) las fuerzas conjuntas Tome momento acerca de X: Vd / 2 -
+ Ta = 0
Tensión del perno T (Mp - Vc1I2) 1 bis Compresión C = T + H Fuerza de brida Haunch F = C seg (I)
378 Diseño de
-1 =CM
- - P l a c a fi n a l panel Y
-
la sec A A
fl a c i d e z d e l a l í n e a d Yi e
a) Disposición Conjunta
b) Yield L i n e Pa t t e rn Pa n e l Y
Figura 13.15
(b) Diseño del perno de articulación muestra
Tension Cortar
FT = T/4 F, = V / 8
para un tamaño de perno dada con capacidades PT en tensión y P, en la corte. La expresión interacción es 1.4
F,IP., + Fr/PT
(c) Columna cheque brida y extremo diseño de la placa
Adoptar un análisis de la línea de rendimiento (ver Horne y Morris y MacGinley en la Lectura adicional al final de este capítulo). El patrón de línea de rendimiento se muestra en la figura 13.15 (b) para un panel de la placa terminal o brida de la columna. El diámetro del agujero es v. El trabajo realizado por la carga = a B / 8 El trabajo realizado en las líneas de rendimiento = 4M0 (c + e) - MV0 (1 + cos 4)) mb [b - -v +
pecado 4]
-
2
Plastic design Equiparar las expresiones y resuelve para m. El espesor de la placa
t requerido = (4m / p0 () 5
(d) Brida Haunch Fuerza Brida F La sección de cadera se comprueba la carga axial y momento en la comprobación de estabilidad anca.
(e) Refuerzo Columna Diseñar el refuerzo para la fuerza C. Véase la Sección 6.3.7.
(f) Columna web Compruebe T. cizalla, véase la Sección 5.6.2.
(g) C o l u mn a y v i g a r e de s Estas telas se comprueba la tensión T. Las pequeñas rigidizadores distribuyen la carga.
(h) Soldaduras Las soldaduras en ángulo de la placa de extremo a Rafter y sobre los diversos refuerzos deben ser diseñados. Los principales cálculos de verificación se muestra en el ejemplo en la Sección 13.3.9. (2) conjunta de Ridge La articulación de la cordillera se muestra en la Figura 13.16. Las fuerzas de los pernos se pueden encontrar mediante la adopción de momentos sobre T = (M - Hh) Ig
Cresta Articulación
Cifra 13.16
124 P or ta l de sign
H = reacción horizontal en el portal M = momento cresta
dónde
Joint dimensions are shown in the figure. Other checks such as for end plate thicknesses and weld sizes are made in the same way as for the eaves joint.
13.3.9 Example plastic design of a portal (1) Especificación Rediseño del portal de base fijado especifica en la Sección 13.2.7 utilizando el diseño de plástico. El portal muestra en la figura 13.17 (a) tiene ancas en los aleros 1,5 m de longitud y 0,45 m de profundidad. La capacidad de momento viga es que sea aproximadamente 75% de la de la columna.
(2) Análisis - carga muerta e impuesta Las ubicaciones de las dimensiones del marco, de carga y de articulación de plástico se muestran en la figura 13.17 (a). Los momentos de plástico en la columna en la parte inferior de la pierna y en la viga en x de los aleros están dadas por las siguientes expresiones Columna Pf = 5.55H Rafter 0.75Mp = 90.9x - 9.09x2 / 2 - H (6 + 0.4x) 90.9x -4.55x2 Reducir dar MA RIDO 10.16 + 0.4x _________________________
Ponga dH / dx = 0 y recoger términos para dar x2 + 50.7x - 507,4 = 0 Resuelva x = 8.56 m
H = 32,7 kN
M = 181,5 kNm-eolumn 0.75Mp = 136,1 kNm-viga El diagrama de momento de flexión de plástico con momentos necesarios para el diseño se muestra en la figura 13.17 (b) y los empujes co-inexistente en (c).
(3) + Análisis-muertos impuesta + carga de viento The frame is analysed for the load case: 1.2 [dead + imposed + wind internal suction] Las cargas de viento techo actuando normalmente se resuelven vertical y horizontalmente y se añade a la carga muerta y ha impuesto. Las ubicaciones del marco y bisagras
Plastic design
9.09 kNim
_
30.1,kN Promedio 47.3kN 90.9 MI Bisagras
1-plástico
-
0
64.2 kN 99,5 k N Promedio
E
u 1
H = 32,7 kN
H 20 m
__I
10B• 1
a ) Fr a m e a n d L o a d s 0.45 1m I-I Anca 1.5m G H B
3m
1.55m] b)
A
F
2.72m 9.22m
_______
Plástico Doblado Momento Diagrama
Columna
Viga C,
1.11
Cr. CD 0,
c)
kN
Orientaciones de la Columna y Rafter
Fi g u r a 1 3 . 1 7
se muestra en la figura 13.18 (a) y el marco, las cargas y las reacciones en liberadas (b). El momento libre en la viga a una distancia x desde el punto aleros se puede expresar por M, = 66.5x - 57,24 - 3.52x2 Las ecuaciones para los momentos de plástico en las bisagras son: Columnas M = 5.55H + 2,59 Rafter 0.75M p = 66.5x — 57.24 — 3.52x 2 — H(6 + 0.4x)
126 P or ta l de sign 7.04
P
6.77
I ______1
I
0
kN /
M
0
.6— +
19,62 kN
Me 66,71 kN b) Marco de Lanzamiento
) Frame
1
71 •39
llt1
Grat
79.2 c Plast ic Bending M oment Diagram
Figura 13.18
Esto da 66.5x - 59.18 - 3.52x2 MARIDO 10.16 + 0.4x Ponga dH / dx = 0 y resolver para dar x = 8.39m.
H = 18,6 kN Mp = 105,1 kN El diagrama de momento de flexión de plástico se muestra en la figura 13.18 (c). Los momentos son menores que para el caso de carga muerta + impuesto.
(4) la sección de la columna Las acciones de diseño en la bisagra de la columna son Mn = 181,8 kNm
F = 92,2 kN S = 181,8 x103 / 275 = 661,1 cm3 Try 406 x 140 UB 46, S = 888 cm3, A = 59 cm2:
r, = 16.3 cm, Ty = 3.02 cm, u = 0,87. x = 38,8 Ix = 15 600 cm4
Plastic design
Reducido módulo plástico: SR = 888 - 1260n2 = 883,9 cm3 La sección es satisfactoria.
(5) Sección Rafter Las acciones de diseño en la bisagra viga son: Pf = 136,1 kNm
F = 35,2 kN S = 136,1 x 103/275 = 494,9 cm3 Trate de 356 x 127 UB 39, S = 654 cm3, A = 49,4 cm-:
r, = 14.3 cm, r, = 2,69 cm, Z = 572, I, = 10 100 cm4 x = 34,3 SR = 654 a 0,43 = 653,6 cm3 La sección es satisfactoria. Check that the rafter section at the end of the haunch remains elastic under factored loads. The actions are
M = 96.9 kNm F = 59.5 kN 59,5 x 10 96,9 x 103 La tensión máxima = ________ 49.4 572 = 181,4 N / mm2 Esto es menos de p, = 275 N / mm2. La sección permanece elástica.
(6) Restricciones de columna y la estabilidad A tie is provided to restrain the hinge section at the eaves. The distance to the adjacent restraint using the conservative method is:
128 Portal design
38 x 30.2
L
{[(92,2 x 10) 1 (59 x 130)] + (38,8 / 36) 2) = 1013.7 mm La disposición de las restricciones de columna se muestra en la figura 13.19 (a). La columna está seleccionada entre la segunda y tercera restricciones G y F en una longitud de 1,55 m. Los momentos y los empujes se muestran en la Figura 13.17: ás pid 70--- )\
nc) CP
356K 127U1339
A l e r o s e m p a t e
M
0
Corsé
1••
406X140 UB 40 hl
0
O
35.3 181.8 k a I Portal Members and Restraints
d
32.7kti 90.9KNT, 402.3 _______1 c I Aler os Conj un ta C - 31 6
126 T______—
Agujeros 22 dia
0
0
CO
/- Negligencia brida somos
•1
--6.5 c
b) Rafter Sección YY
51. yo 70
dl Parte de End Plate Ver Z
Plastic design
129
ME = 98,1 kNm MG = 148,8 kNm
FL = 95,1 kN El longitudes y relaciones de esbeltez efectiva del arco 0.45 x 21.54 x 15 600
kc = 12 + ________________________- 4.49
6 x 10 100
LExlr, = 4,49 x 6000/163 = 165,3
Ten g a e n c u e n t a q u e l a G u í a d e D i s e ñ o A c e r í a B S 5 9 5 0 u s a r í a L e x / r, = 5 5 5 0 / 1 6 3 = 3 4 e n e s t a c o m p r o b a c i ó n LEY / r ,. = 1.700 / 30,2
= 56.3
pc = 66,7 N / mm2-Tabla 27 (a) en el código P, = 66,7 x 59/10 = 393,5 kN = 98.1 / 148.8
= 0,66
= 0.83-Tabla 18 en el código
X. / x = 56.38.8 = 1,45 = 0,972, Tabla 14 en el código XL (= 0,87 x 0,972 x 56.3 = 47.6
ph = 243,8 N / mm2-tabla 11 en el código
Mh = 243,8 x 888/103 = 216,5 kNm general cheque pandeo: 95.1 393.5
0.83 x 148,8 _____________ - 0. 81 S at isf act orio 216.5
Tenga en cuenta que la estabilidad en el plano o influir en la estabilidad se comprueba por el procedimiento de código en (8) a continuación.
(7) las restricciones del viga y estabilidad La sección de viga en las cuevas se muestra en la figura 13.19 (b). La brida central se descuida y las propiedades de la sección se calculan para dar
J = 1/3 x 12 1.07 3 x 12.6 + 0.653 x 58.331 = 15.6 cm4 x = 0,566 x 59.4 (64.9/15.6) 01 = 68.6
130 Portal design
los estabilidad viga se comprueba tomando en cuenta la restricción a la brida de la tensión utilizando la cláusula 5.5.3.5 en el código. Profundidad de la cadera / profundidad de la viga = 559.5/352.8 = 1.59
K1 = 546
L-
546 x 23,5 x 68,6
- 1535.0 mm
[72 x 68.6 2 - 10 4 ]" Provide stays at the end of the haunch. Compruebe pandeo global de conformidad con la Cláusula 4.8.3.3.1 usando una longitud efectiva LE de 1.500 mm para la cadera: LEY / ry = 1500 / 23.5 = 63.8 X/x = 63.8/68.6 = 0.93 v = 1,0 Tabla 14 en el código = 1,0 X LT = 6 3 , 8
The smallest value of r y and the largest value of x have been used. En la gran final de la cadera, en los aleros, considere como una sección soldada: ph = 169,4 N / mm2 en la Tabla 12 del código pc = 193,4 N / mm2 de la Tabla 27 (c) del código
Mh = 169,4 x 1353/103 = 229.2kNin F = 64.2 kN from Figure 13.17
Mx = 196,2 kNm partir de la figura 13.17 Expresión Interacción 64,2 x 10 193.4 x 64.9
196.2 ______ - 0.91 229.2
En el extremo pequeño de la cadera, considere como una sección de laminado en 356 x 127 UB 39 para los que A = 49,4 cm2, S. = 654 cm3. Las acciones al final del tque Haunch son:
F = 59,5 kN M. = 96,9 kNm
Vea la sección (5) anterior
Ph = 203,9 N / mm2 en la Tabla 11 del código pc = 213,4 N / mm2 de la Tabla 27 (b) del código
Mb = 203,9 x 654/10 3 = 133,4 kNm
Plastic design
131
Interacción expresión 59,5 x 10 213,4 x 49,4
96.9 ______ - 0.79 133.4
La cadera es satisfactoria. Si la restricción a la brida de la tensión no se considera: Al inicio de la haunch
38 x 23.5 L m — ______________________________________ [(64,2 x 10) 1 (64,9 x 130) + (68,6 / 36) 21 ° 5 = 463,8 mm Al final de la haunch 38 x 26,9 Ln, - ______________________________________ [(35,2 x 10) 1 (49.4 x 130) + (35.3136) 210,5 = 1030.5 mm Una correa adicional debe estar ubicado en, por ejemplo, 450 mm de los aleros con estancias en el ala comprimida. ®©§ ®©§ ®©§ En el lugar de articulación cerca de la cordillera del wi correasll estar espaciadas a 1020 mm, como se muestra en la figura 13.19 (a).
(8) la estabilidad Sway Utilice limitar lapso / profundidad de la relación de viga. El haunch profundidad 604,7 mm (figura 13.19 (b)) es de menos de dos veces la profundidad de viga, el lapso eficaz LI, = 20 m:
2 x 15 600 x 20 P= ________________ - 10.29 10 100 x 6
132 Portal design
= 9,09 x 20 / 143,9 = 1,26 44 x 20 ( 10.29 - 56,7 D 3 5 2 . 8 1,26 x 6+ 10.29 x 21.54 / 20 L 20000
79.4 Satisfactorio (9) Facilidad de servicio-deflexión en los aleros
An elastic analysis for the imposed load on the roof of 3.75 kN/m gives H =15.26 kN and V=37.5 kN. See sections 13.2.2. and 13.2.6. From Section 13.3.7. 1[3.75 x 20 0002 x 10 770
0205 x 103 x 100 x 10 104 24 4000 37 x 500 20 x 000 10 770] + 1 5 2 6 0 x 1 0 7 7 0 ( 6 0 0 + 2) 4 15 260 x 60002
- 7.068 x 10-3 radianes
Las deflexiones en aleros SB = 6.000 x 7.068 x 3.10 =
15 260 x60003 6 x 205 x15 x103 x 600 104
25.2 mm = Altura / 238
Esto supera h / 300 láminas de metal, pero tendrá en cuenta la desviación.
(10) Diseño de las articulaciones La disposición para la articulación de los aleros se muestra en la figura 13.19 (c). Cálculos de verificación seleccionadas sólo se dan. (a) las fuerzas conjuntas Tome momento acerca de X
T = [181,8 a 90,9 x 0,402 / 21 / 0,6 = 272,5 kN
Plastic design
133
(b) Tornillos FT=272/4=68,13kN
F, = 90,0 / 6 = 15,15 kN
Trate de 20 mm de grado 8.8 tornillo. De la Guía de Diseño Acero BS 5950, Volumen 1:
PT = 110 kN P, = 91,9 kN
(c) Brida de la columna
Véase la figura 13.19 (d) y la Sección 13.3.8. El análisis de la línea de rendimiento da: 272,5 x103 x 80
8
- 4 m x 67,9 - m x 22 (1 + 0.62)
m x 80 (80 x 22 0,78 \
31.6
2
)
= 416,8 m m = 6537,9 Nmm / mm
(4 x 6537.9) 05
—
275
= 9.75 mm
The flange thickness 11.2 mm is adequate. The rafter end plate can be made 12 mm thick. (d) Cizalla web Columna
Un procedimiento de diseño similar se llevó a cabo durante la articulación cresta.
(11) Comentarios (a) el levantamiento del viento
Las vigas en portales con inclinaciones de techo bajo y techo luz cargas muertas requerir la comprobación de flexión inversa debido al levantamiento del viento. Las restricciones a
134 Portal design
dentro Se necesitan bridas cerca de la cresta de estabilizar la viga. Las juntas también deben ser revisadas para momentos inversa. El portal diseñado anteriormente tiene un ángulo de techo relativamente alto y la carga muerta techo pesado. Comprueba si hay carga, -1,4 x viento + 1,0 x muertos, para ángulos de viento 0 ° y 90 ° muestran que la estructura se mantiene en el rango elástico y la viga es estable sin la adición de nuevas restricciones. Vea la figura 13.13.. (b) los aleros diseño conjunto En el diseño de la articulación, el efecto de la carga axial es usualmente ignorado, y los pernos están dimensionados para resistir mome nto solamente. En el caso anterior M = 180,8 kN, y la tensión del perno T = 75,3 kN La cizalla es tomada por los dos pernos inferiores. 13.4 Otras lecturas para el diseño del portal FRASER, DJ. Transacciones de Ingeniería Civil, Institución de Ingenieros, Australia CE28, No. 1, 1986 IORNE, M. R., Teoría de plástico de Struc turas, Nelson, Londres. 1,971 Horne, MR y rviimRis, LJ, Diseño Plástico de marcos de poca altura, Collins, Londres, 1981 MACGINLEY, TJ, Hormigón Armado - Teoría del Diseño y Ejemplos, E 1978 D I S E ÑA D O R E S D E AC E R O MA NU AL , C ro sb y Lo ck w o o d , Lo n d re s, 1 9 7 2
Acería Guía de Diseño para BS 5950: Parte !. Volumen 1, Propiedades de la sección. Capacidades miembros, El Instituto de la Construcción de Acero, Ascot..1987 Acería Guía de Diseño para BS 5950: Parte 1, volumen 2, ejemplos resueltos, El Instituto de la Construcción de Acero, Ascot , 1986
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Referencias 1 RICHARDS, KG, fatiga resistencia de las estructuras soldadas, el Instituto de Soldadura, Cambridge, 1969
2 BOYD, GM, Brittle Fracture en Estructuras de Acero, Butterworths, Londres, 1970 3 reglamentos de construcción y documentos asociados aprobados, HMSO, Londres, 1985 4 Ewan Protección de Estructuras de Acero, Constrado, Londres, 1981 5 WARD EDIFICIOS COMPONENTES, multihaz Purlin y Revestimiento sistema ferroviario, la sala Hermanos (Sherburn) Ltd, 1984
6 CASO, J. y CHILER, AH, Resistencia de Materiales, Edward Arnold, London, 1964 7 HOLMES, / A y MARTIN, LH, Análisis y Diseño de Conexiones reforzado estructural de hormigón y acero, Ellis Horwood, Londres, 1983 8 PRATT, JL, Introducción a la Soldadura de Estructuras de Acero, Constrado, Londres, 1979 9 SALMON, C.G. et al., Investigación Laboratorio de placas no rigidizados triangular del soporte, División Estructural ASCE, abril 1964 10 PASK, JW, Manual de Conexiones para la viga y la columna de la construcción, BCSA, Londres 1982 11 HORNE, M. R. y MORRIS, LJ, Diseño plástico de poca altura Marcos, Collins, Londres, 1981 12 Trahair, NS, El Comportamiento y Diseño de Estructuras de Acero, Chapman y Hall, Londres, 1977 13 JOHNSON .B.G. [ed.1, Guía de Criterios de Estabilidad Diseño de Estructuras Metálicas. 3ª ed. Wiley, Nueva York, 1.976
14 HORNE, MR, Teoría de Estructuras de plástico, Pergamon Press, Oxford, 1979 15 ACERO DE DISEÑADORES MANUAL, Crosby Lockwood, Londres, 1972 16 GHALI, A. y Neville, AM, análisis estructural, Chapman y Hall, Londres, 1978 17 TutosHEnnco, SP y Gere, JM, Teoría de la Estabilidad Elástica, McGraw-Hill, Nueva York, 1,961 18 BRESLER, B. y LIN, TY, Diseño de Estructuras de Acero, Wiley, Nueva York, 1964 20 JENKINS, WM, Mecánica Estructural y análisis, Van Nostrand Reinhold-Nueva York, 1982 21 BATES, w, Diseño de Estructuras de Acero:. Edificios de celosía Enmarcado industriales, Constrado, Londres, 1983 22 COATES R. C., COLYTIE, M.G. y KONG, FK, análisis estructural, segunda ed, ELB / Van Nostrand? Reinhold, Londres, 1980
Referencias informáticos 23 IBM Disk System operativo, versión 3.1, Microsoft Corp., 1985 24 BASIC, Version 3.0, Microsoft Corp., 1984 25 AUTOCAD, Version 2.18, User's Manual, Autodesk Inc., 1985 26 HARRISON, HB, análisis y diseño estructural; Algunas aplicaciones minicomputadora, Partes I y II, Pergamon Press, Oxford, 1980 27 MACGINLEY, T.J. y ANG, el Simposio Internacional sobre Diseño de Estructuras de Acero y Construcción, Singapur, 1985
British Standards Los siguientes estándares británicos se mencionan en este libro. BS 5950: El uso estructural de estructuras de acero en el Edificio Parte I: Código de Prácticas para el Diseño en Construcción simple y continua: laminado en caliente Sección. Parte 5: Código de Prácticas para el Diseño en las secciones conformadas en frío BS 6399: Diseño de carga para Edificios Parte 1: Código de Prácticas para cargas muertas e impuesta
392 Referencias CP3: Capítulo V: Cargando. Parte 2: Cargas de Viento BS 4360: Especificación para soldables Aceros Estructurales BS 5493: Código de Prácticas para el recubrimiento de protección de hierro y acero Estructuras contra la corrosión BS 4190: 150 Metric Black Hexagon, Bolts, Screws and Nuts BS 4395: alta resistencia pernos Grip fricción y tuercas asociadas y arandelas de Ingeniería Estructural. Parte 1: General de Grado BS 4604: El uso de alta resistencia pernos Grip fricción en Construcciones Metálicas, Serie métrica. Parte I: Generalidades Grado BS 8110: El uso estructural de hormigón. Parte 1: Código de Prácticas para el diseño, materiales y manufactura
Manuales Construcciones Metálicas Manual Propiedades y Tablas de Carga Segura, BCSA, Constrado, Londres, 1982 Acería Diseño: Guía para BS 5950: Parte I: 1985. Volumen I, Propiedades de sección, Capacidades miembros, Constrado, 1985
393
Índice
Ángulo correas, 125 rieles de laminación, 131 diseño de los carriles de láminas, 127, 128, 130 miembros de tensión, 179 Puntales angulares proporciones limitantes, 270 Placas base diseño, 244 espesor, 245, 249, 260 columnas Beam procedimiento de diseño de código, 210 ejemplo de diseño, 211 comportamiento general, 205 cheque local de capacidad, 210, capacidad de 212 momento, 208 comprobación de pandeo global, 211, 212 insuficiencia columna corta, 208 insuficiencia esbelta columna, 209 Vigas comportamiento en flexión, 72 de flexión alrededor de dos ejes, 96 esfuerzos de flexión, 67 flexión biaxial, 69, 73, 80 procedimiento de diseño de código, 78 conexiones, 84 enfoque de diseño conservador, el 80 de sección transversal de clasificación, 67 ejemplos de diseño, 89 longitud efectiva, 76 finalizar conexiones de cizallamiento, 86 pandeo lateral torsional, 74 cargas, 65, 66 verificación de la capacidad local, la capacidad de 81 momento, 68 control general de pandeo, 81 secciones, 14
Doblado asymmetrical sections, 71 strengths for beams, 79, 110 Bolted joints direct shear and tension, 30, 32 conexiones excéntricas, 30 ejemplo tipo de soporte, 37 ejemplos, 35 modos de falla, 27 en corte directo, 26 en tensión directa, 28 fuerzas indiscretas, 28 Tornillos designación y dimensionamiento, 342 tolerancias de perforación, 342 de fricción de agarre, 39 Manteniendo presionada, 244 en agujeros de paso, 28 en tensión, 29 mesa de capacidad de carga, 29 ordinaria, 25 cizalla simple y doble, 26 espacios, 26 especificación, 341 capacidad de tensión, 28 Vigorizante diseñar ejemplo, 291, 295 para los edificios, 289 para la construcción de varios pisos, 290 para el edificio industrial de una sola planta, 289 para la pared, 295 consideraciones generales, 289 longitudinal, 299 members design, 290 transverse, 297 Buckling parámetro, 79, 109 resistencia al momento, 80, 108, 110, 243 la resistencia de las redes de carretera, 84 tipos de, 85 Edificios tipos comunes de los edificios de acero, 2 de fábrica, 2 de varios pisos, 2, 186 de varios pisos, planes que enmarcan,
138 Index
soltero plantas, 1 marco de acero, 1 columnas integradas por secciones transversales clasificación, 200 diseño, 200 ejemplo, 201 Columnas entubados resistencia al pandeo, 222, 223 verificación de la capacidad, 221, 223 compression resistance, 203 design example, 222 requisitos de diseño, 203 ejemplo, 204 con carga axial y el momento, 221 Code of practice dead and imposed loads, 6 sección de laminado en caliente, 12 diseño de acero, 6 acero estructural soldable, 6 wind loads, 6 Column bases design example, 248 resistencia de diseño, 244 descentrada, 247 análisis elástico, 256 fuelle, 250 ejemplo, 251 tipos y cargas, 243 Columnas detalles de construcción, 185 diseño, 196, 199 ejemplo, 197 para el taller, 314 descentrada, 213 moments in simple construction, 214 sections classification, 226 splices, 185 pruebas y resistencias de diseño, 193 Vigas compuestas pandeo y teniendo, 103 design, 99 design considerations, 97 ejemplo de diseño, 100 brida de la placa de restricción, 99 capacidad de momento, 98 sección de clasificación, 98 Compresión resistencia, 196 miembros de compresión Loade axialmented, 188 sección transversal clasificación, 188 cargas, 186 secciones, 184 tipos y usos, 184 Compresión fuerza, 202 Informática redacción asistido, 349 modelo de la estructura de acero, 305 programas, 81 resultados para el análisis del marco, 310
Conexiones viga a columna, soporte de 42, 52, 53, 56 excéntrico, 50 pernos de fricción de agarre, 42 ulterior consideración en el diseño, 57 rutas de carga y fuerzas, 57 verificación de tensión local, 59 otras comprobaciones de diseño, 58 tipos de 24, típica, 24 uniones soldadas, 45 Constant Perry, 193 Robertson, 193, 202 columnas de esquina ejemplo de diseño, 215 Crane de datos, 304 oleada, 237 las cargas de corriente, 241 carga de las ruedas, 235, 240 vigas de grúa cheque flexión biaxial, 110 los datos de carga de la grúa, 106 deflexión, 118 diseño, 108 diseñar ejemplo, 112 propiedades elásticas, 116 cargas, 106, 113 cargas máximas de ruedas, 112 de capacidad de momento, 110 propiedades plásticas, 115 de capacidad de corte, 110 tipos y usos, 105 Columnas grúa ejemplo de diseño, procedimiento 238 de diseño, 237 de carga, 234 tipos, 234 Cargas de la grúa for steel workshop, 306 Deflection en la columna gorra, 228, 233, 243 columnas de grúas, 238 límites, 21 of beams, 83 of crane beams, 111 d e c e rc h a s , 2 6 8 portales, 376 Diseño estado límite, 5 métodos, 5 métodos para edificios, 22 preliminar, 317
I n de x 1 39 Diseño Consideraciones brittle fracture, 9 corrosion protection, 10 fatiga, 9 protección contra incendios, 10 Detallando, 7 columnas y bases, 347 para vigas, 345 para vigas de placa, 346 de estructuras de acero, 316 stellwork, 336 armaduras y vigas de celosía, 348 Dibujos clasificación, 336 recomendaciones generales, 337 de preparación, 318 Longitudes efectivas para vigas, 109 para los acordes de compresión, 270 de columnas entubados, 203 de columnas, 194, 196, 227 de columnas de grúas, 237 de los miembros del portal, 357 mesa para vigas, 77 elástico diseño, 5 la teoría de vigas, de 67 años, después 74 Fin diseño, 150, 159, 164 refuerzos dobles, 151 placa final única, 151 Equivalente esbeltez, 79, 80, 213 momento uniforme, 78 pernos de fricción de agarre ejemplos de conexión, 42 procedimientos de diseño, 40 consideración general, el 39 en cortante combinado y la tensión, 41 en cizalla, 40 en tensión solamente, 41 mesa de capacidad de carga, 42 La celebración de los pernos resistencia de diseño, 244 tensión en los pernos, ejemplo, 257 Índice monosymmetry, 110 torsional, 79, 109 Las juntas en los portales, 377 conjunta aleros, 377 conjunta cresta, 379 Lateral restraints, 76
diseño principios, 17 de servicio, 18 la estabilidad, el diseño de acero 20, 17 última, 17 El factor de ocupación en general, 19 Cargas aplicación en cerchas, 267 muertos, 18, 197, 224, 229, 238, 266 dinámico, 19 factorizada, 19 impusieron, 18, 197, 224, 229, 238, 266 cargas horizontales nacionales, 231 de servicio, 21 viento, 18, 187, 224, 229, 230, 237, 240, 266, 277, 291, 295 de trabajo, 18 Microordenador Aplicaciones, 317 aspectos generales, 319 Módulo de elasticidad, 22 cizalla, 22 Planes rejillas y marcado, 340 de plástico análisis de portales. Sección transversal 367, 67 diseño, 5 diseño de portales, 367 teoría para vigas, 72 teoría de cortante en vigas, 81, 83 Vigas Plate comportamiento de, 138 conexiones y empalmes, la clasificación 137 secciones transversales, 142 profundidad y amplitud de brida, 136 dibujo diseño, 160, 167 ejemplo de diseño, 153 de diseño para BS 5950, 142 de brida para soldaduras web, 153, 137 cargas capacidad de momento, 143 profundidad óptima, 144 tensiones, 138 utiliza y de la construcción, 135 diseño web, 145, 155, 161 placas pandeo elástico, 138
140 Index Portal, 353 las disposiciones del código, 356, 367 diseño de la columna, 359 estabilidad de la columna, 373 construcción, 353 longitudes eficaces, 357 diseño elástico, 356 ejemplo elástica, 360 fundaciones, 355 análisis plástico, 367 de diseño de plástico, 367 ejemplo plástico, 380 diseño de viga, 360 estabilidad viga, 374 sistemas de retención, 373 Programa descargo de responsabilidad, 334 para el diseño base de la columna, 330 pa r a el dise ño de la co lumna , 3 26 pa r a el dise ño de viga de a cero , 3 20 muestra de ejecución para el diseño de la columna, 329 muestra plazo de la base de la columna, 333 muestra racha de viga de acero, 324 perfil, 322, 326, 331 fuentes consideraciones de escritura, 319 Purlins cold rolled, 123 design examples, 125 design to BS 5950, 123 for fl at roof, 121, 125 for slooping roof, 121 in steel workshop, 303 loading, 120 tipos y usos, 120 Techo correas, 120 armaduras, 171, 293 de arriostramie nto Cortar en vigas, 81 reducida capacidad de momento, 83 área de web, 83 Rieles Láminas arreglo, 127 laminado en frío, 129
Slenderness factor, 78, 79, 110 limitante, 202 modifi cado, 110 factores modifi cadores, 109 de relación, 109, 190, 196, 209 web sin rigidizar, 86 de Estabilidad para portales estabilidad de la columna estabilidad 373 cabrio, 374 influir en la estabilidad, 372 Acero secciones, 338 clasificación de secciones de columnas, 226 diagramas tensióndeformación, 8 propiedades estructurales, 8 secciones de acero secciones asimétricas, 70 urbanizadas secciones, 13 perfi les laminados en frío, 13 secciones compuestas, 12 proporciones limitantes, 68, 188 propiedades, 14 rolled and formed sections, 11 unsymmetrical, 74 Stiff eners resistencia al rodamiento, 149 comprobación de pandeo, 148 resistencia al pandeo, 148 diseño, 146 intermedio, 147, 157, 163 de soporte de carga, 146, 148, 158, 164 rigidez mínima, 147 espacios, 145, 147 Fuerza la compresión, 193 factor de, 22 para el acero en el diseño, 22 de material para el diseño, 21 Subraya vigas de flexión, 67, 69, 70, 71, 73 bolas, 86 pandeo, 85 viga de placa, 138 reduction factor, 202 residual, 192 shear, 81, 82 momento de tensión ans, 174, 175 Estructural análisis, 317
I n de x 1 41 Acción de campo Tensión FOF web bajo cizallamiento, 142 Web de diseño de la placa, 161 miembros de tensión cargado axialmente, 179 consideraciones de diseño, 172 ejemplos de diseño, 181 de área efectiva, 180 conexiones finales, 173 comportamiento estructural, 174 usos y tipos, 171 con momentos, 180 Lazos área efectiva, 272 Torsión conjunta, 50 Torsional consant, 109 índice, 79, 109 restricciones, 76 Trincheras análisis, 278 análisis, 267 acordes con momento, 272 conexiones, 273 cargas muertas e impuestas, 306, 268 de deflexión para la construcción industrial, 275 articulaciones, diseño, 274 cargas, 276 cargas sobre, 266 miembros de diseño, 269, 282, 313 miembros con la inversión de la carga, 272 redundante y cruz-apoyado, 269 rígidas articuladas, 268 tipos y usos, 265 Tipos, 353 estabilidad para portales, 373 estabilidad de la columna.
Web la resistencia del cojinete, 86 pandeo y el cojinete, 104, 1 1 I, 118 resistencia al pandeo, 84 Uniones soldadas conexiones del soporte, 56 de conexión de corte directo, 53 ejemplos, 53 conexión de torsión, 55 Soldadura proceso, 45 tipos de soldaduras, 45 Welds cracks and deflects, 46 design of butt welds, 49 design of fillet welds, 47 design strength, 48 filete y soldaduras a tope, 46, 343 de resistencia de las soldaduras de filete, 49 símbolos, 344 prueba, 47 Cargas, 18, 187, 224, 228, 230, 237, 240, 291, 295 del viento de datos, 304 coeficientes de fuerza, 297 en la armadura de techo, 277 en el marco de acero, 307, 309 de presión del viento coeficientes, 308 dinámico, 308 on roof and walls, 308 Workshop steelwork basic design loading, 303 computer analysis, 304 design example, 302
Estructur al Diseño para limitar Teoría del Estado
El BS5950 Código de estado límite regula el uso estructural de estructuras de acero en la construcción en la construcción a la vez simple y continuo. Este libro describe la teoría y del código de requisitos de diseño para las conexiones comunes estructurales, elementos y marcos de construcción a través de un curso de aprendizaje estructural. Ejemplos reales de aplicaciones prácticas de un utilizan en todo, incluso con ilustraciones llenas de bocetos y detalla los principios y un diseño completo marco de la construcción de un techo de celosía buildin con grúa. El libro contiene varios capítulos que explican las aplicaciones informáticas para el diseño de acero, dando Para esta segunda edición, el libro se ha actualizado para cumplir con el código recientemente revisado de prácticas para calientes - perfiles laminados. Además, un nuevo capítulo en el diseño del portal se ha incluido para cubrir este importante tipo de sola - estructura de pisos. Ambos se dan métodos elásticas y plástica. Este libro seguirá proporcionando una guía indispensable para los estudiantes de ingeniería estructural y civil y para los ingenieros y diseñadores en la industria.
ISBN 0-795060440-
U T T E R W O R T H H E I N E M A N N 9
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