Resumen Metalica ubb

BIG Ingenieros Ltda.

Apuntes Diseño en Acero

Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

DISEÑO en ACERO

B A

RF RF

EAI CBG

CBG CBG

01-2005 06-2004

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Revisión

Preparo

Revisó

Aprobó

Fecha

Observación


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ALCANCES DE LAS BASES La presente base de cálculo contiene criterios de diseño, tipo de materiales a usar, cargas consideradas y combinaciones de cargas necesarias para el cálculo de la estructura así como las normas y método de análisis.

I. DESCRIPCION DEL PROYECTO En esta base se considera una estructura industrial, en base a perfiles metálicos de alma llena.

II. LISTADO DE NORMAS A UTILIZAR -

Las normas y códigos que se aplicarán en el diseño de la estructura son: Norma Chilena de Construcción de Acero para Edificios NCh 427. Norma sísmica para Edificios NCh 433 of 96. Norma de Viento NCh 432 of 71 (Cálculo de la acción del viento sobre las construcciones). Norma de Nieve NCh 431 of 76 (Construcción, sobrecargas de nieve) Norma de Sobrecarga permanente y Sobrecarga de Uso NCh 1537 of 86. Diseño Sísmico de estructuras e instalaciones industriales NCh 2369. AISC Manual of American Instituto of Steel construction. ASTM American Society for Testing Materials. AWS American Welding Society.

III. MATERIALES Acero Todos los elementos estructurales que conforman esta estructura (vigas, columnas, diagonales, costaneras, etc.) se diseñarán con:

- Proyectos de gran envergadura ( mineros, celulosas, industriales, etc. ) ASTM - A 36 ( Acero importado )



2

f y  2530 (Kg / cm ) 2

fu  4080 (Kg / cm ) ASTM - A572 ( Acero importado ) 

2

f y  3518 (Kg / cm ) 2

fu  4573 (Kg / cm )

En general las maestranzas en Chile manejan un “stock” de acero ASTM-A 36 y en menor cantidad ASTM A 572.

- Proyectos menores ( talleres menores, galpones livianos, etc. ) A 42-23 ( Acero nacional / Huachipato ) El acero A 42-23 esta cuestionado para ser utilizado en estructuras sismorresistentes



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Pernos

Pernos de Conexión Alta Resistencia : ASTM A325 o ASTM A490 De estos los mas usados en Chile son los pernos ASTM A325

Pernos de anclaje : A 42-23 ( Acero nacional ) : Fy = 2300 [Kg/cm2] , Fu = 4200 [Kg/cm2] A 37-20 ( Acero nacional ) : Fy = 2000 [Kg/cm2] , Fu = 3700 [Kg/cm2] ASTM A-36 ( Acero importado ) : Fy = 2530 [Kg/cm2] , Fu = 4080 [Kg/cm2] a) El acero A 37-20 prácticamente no es usado en la actualidad. b) Existe una tendencia en la actualidad a utilizar pernos de anclaje ASTM A 36.

Cubiertas de techo y laterales Se usa cubiertas de techo y laterales tipo:  INSTAPANEL PV4 de 0,5 mm de espesor.  KR-18 DE 0.5mm Hormigón - Para el emplantillado se usa hormigón simple H5. - Para las fundaciones y losa se usará H25 con un 90% de nivel de confianza. Acero de refuerzo para el Hormigón Se usa acero tipo A44-28H

IV. SOLDADURAS Se utiliza soldadura al arco manual, con electrodos E 70 XX (según AWS) para A 36, A572 y A42-27 E70 : Electrodo de Tensión de Ruptura de 70000( psi ) =70 ksi= 50kgf/mm2 (E50=XX, Según NCH) V. SUELO DE FUNDACION Según mecánica de suelos.

VI. METODO DE ANALISIS En general las estructuras de acero pueden ser diseñadas por alguno de los dos métodos que se indican: - ASD : Allowance Steel Desing / Método de Tensiones Admisibles ( AISC 1989 ) - LRFD : Load and Resistance Factor Desing / Método de Factores de Cargas y Resistencia ( AISC 2001 ) Debe observarse que el AISC ha introducido el método LRFD no con el propósito especifico de obtener ventajas económicas inmediatas, sino porque ayuda a proporcionar una confiabilidad mas uniforme para todas las estructuras de acero, independiente de las cargas. En el método ASD se usa el mismo factor de seguridad para las cargas muertas y para las vivas , en tanto que en el método LRFD se usa un factor de carga o de seguridad mucho menor para las cargas muertas ya que están se pueden determinar con mayor exactitud que las vivas. En consecuencia, la comparación del peso que se obtiene para una estructura diseñada con ambos métodos depende necesariamente de la relación entre cargas vivas y muertas.



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Puede demostrarse que para valores pequeños de la relación de la carga viva a la muerta, digamos menores a 3, se tendrán ahorros en el peso del acero al usar el método LRFD de aproximadamente 1/6 en columnas y miembros en tracción y de cerca 1/10 en vigas. Por otra parte, si se tiene una relación ,muy grande entre tales cargas, no habrá prácticamente diferencia en los pesos resultantes al usar ambos métodos de diseño. En Chile si bien es cierto en la actualidad el método mas utilizado en las Oficinas de Ingeniería es el ASD, el método LRFD se esta posicionando dentro del ambiente de la ingeniería, muestra de ello es que la ultima edición del Manual de Diseño ICHA ( 2001 ) esta basado en dicho método. VII. CARGAS DE DISEÑO PESO PROPIO Acero estructural : 7850 Kg/m3 Hormigón Armado : 2500 Kg/m2 KR-18 GALVACER : 4.7 Kg/m2 Instapanel PV4 e=0.5 mm: 4.8 Kg/m2 Puente grúa : 2000 Kg

Peso propio de costaneras ( de techo y laterales ) El peso de la estructura ( perfiles) es asumido en general por los software de diseño , es el caso por ejemplo del programa Ram Avansse.

SOBRECARGAS 

Carga de Viento (Qv)

La presión básica de viento Pb se calcula en función de la velocidad del viento: V =120 Km/hr

P básica= 70 Kg/m2

Según la norma NCh 432 of71, la fuerza de viento por unidad de superficie se obtiene multiplicando la presión básica por un factor de forma C. Para construcciones cerradas se tienen los siguientes valores de la constante C:

(1.2*sen-0.4)*QV

0.8*QV

Inclinación de techumbre = 20% aprox.

0.4*QV

0.4*QV

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

Carga de Sismo (Qs) Los parámetros se obtendrán de dos normas: Según la NCh 2369

Análisis Sísmico Estático Equivalente el cual establece que el corte basal está dado por : Qs=CIP Donde C

: coeficiente sísmico y se obtiene de la expresión 2 .75 * Ao  T '  C    g *R T *

Ao R T’,n T*  I P

-

n

0 .4

 5      

: aceleración efectiva máxima del suelo : factor de reducción : parámetros relativos al tipo de suelo de fundación : período del modo con mayor masa trasnacional equivalente en la dirección de análisis : razón de amortiguamiento : coeficiente de importancia relativo al edificio : peso total del edificio a nivel basal

Categoría del edificio: C2 (obras normales con fallas menores, reparación rápida y sin pérdidas importantes de producción) Coeficiente de importancia: I=1.00 Zonificación sísmica: según ubicación geográfica Tipo de suelo: Según mecánica de suelos Edificio industrial de 1 piso, con puente grúa y arriostramiento continuo de techo: R=5 Razón de amortiguamiento : =3% luego el coeficiente sísmico toma como máximo valor Cmax=0.23

Según norma NCh 433: - Para zona III : Ao=0.4g - Para suelo I : n=1.0 ; T’=0.2 

Cargas de Nieve (Qn) Según la norma NCh 431 of76, se considerará una carga uniformemente distribuida por ser el ángulo de inclinación menor a 30º. La carga se obtendrá a partir de la densidad de la nieve y su altura: 

Qn  n  h  0.1251  0.125 T / m

2

Cargas de Montaje (Qm) Según NCh 1537 of 86, se considera una carga en las costaneras de 100 Kg, en el punto más desfavorable.

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Sobrecarga de uso (SC) Techo: Según la NCh 1537: SCt=1 KPa=100 Kg/m2 permitiéndose una reducción de

este

valor a

2

QSC  30Kg / m según párrafo 7.2 de la norma. Oficinas: Para la nave destinada al uso de oficinas y según la norma NCh 1537: A1: Area de archivos y bibliotecas: SCA1=4 KPa=400 Kg/m2 A2: Area de oficinas : SCA2=5 KPa=500 Kg/m2 

Cargas de Operación (QOP) QOP1= 15000 Kg QOP2= 20000 Kg



Cargas de Impactos (I) Se considerarán para cada puente grúa los impactos transversales, longitudinales y verticales del siguiente modo: Impacto vertical: IV 1  0.25  (W1  C1 )  4250Kg Impacto longitudinal: Impacto transversal:

IV 2  0.25  (W2  C2 )  5500Kg I L1  0.10  (W1  C1 )  1700Kg IL 2  0.10  (W2  C2 )  2200Kg IT 1  0.20  (W1  C1 )  3400Kg IT 2  0.20  (W2  C2 )  4400Kg

Donde: W: Peso del puente grúa C : Capacidad de levante

ESTADOS DE CARGAS pp sc Qvx Qsx Qvz Qsz Qm Qn QOP IV IL IT

: : : : : : : : : : :

Peso propio de la estructura Sobrecarga Viento en dirección x Sismo en dirección x Viento en dirección z Sismo en dirección z Cargas de Nieve Cargas de Montaje Cargas de Operación Cargas de Impactos vertical Cargas de Impactos longitudinal Cargas de Impactos transversal

: VIII. COMBINACIONES DE CARGA La combinación de las solicitaciones sísmicas con las cargas permanentes y sobrecargas de uso debe hacerse usando las siguientes reglas de superposición (NCh 433, NCh 1537 y NCh 2369)



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1. PP + SC 2. PP + Qm 3. PP + Qn 4. PP + SC + IV + QOP 5. PP + SC + IL + QOP 6. PP + SC + IT + QOP 7. 0.75 ( PP + QSX ) 8. 0.75 ( PP + QSZ ) 9. 0.75 ( PP + QVX ) 10. 0.75 ( PP + QVZ ) 11. 0.75 ( PP + 0.25SC + I V + QOP + QVX ) 12. 0.75 ( PP + 0.25SC + I V + QOP + QVZ ) 13. 0.75 ( PP + 0.25SC + I L + QOP + QVX ) 14. 0.75 ( PP + 0.25SC + I L + QOP + QVZ ) 15. 0.75 ( PP + 0.25SC + I T + QOP + QVX ) 16. 0.75 ( PP + 0.25SC + I T + QOP + QVZ ) 17. 0.75 ( PP + 0.25SC + I V + QOP + QSX ) 18. 0.75 ( PP + 0.25SC + I V + QOP + QSZ ) 19. 0.75 ( PP + 0.25SC + I L + QOP + QSX ) 20. 0.75 ( PP + 0.25SC + I L + QOP + QSZ ) 21. 0.75 ( PP + 0.25SC + I T + QOP + QSX ) 22. 0.75 ( PP + 0.25SC + I T + QOP + QSZ )

IX. DIMENSIONES MÍNIMAS, TENSIONES Y DEFORMACIONES ADMISIBLES Dimensiones mínimas Atiesadores: 4mm Elementos principales: 5mm Elementos secundarios: 3mm Tensiones admisibles Compresión y flexión 0.6fy Corte 0.4fy Tracción 0.6fy Aplastamiento 1.2fu Deformaciones admisibles Costanera techo L/200 Costanera muro L/120 Columnas L/200 Marcos deformación vertical H/250

Marcos deformación horizontal L/250 Vigas enrejadas L/700



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X. ESTRUCTURACIÓN -

En el diseño de la estructura se considerarán como hipótesis: el acero presenta rigidez axial infinita (indeformable axialmente); las cargas de viento y de sismo actúan tanto longitudinalmente como transversalmente (direcciones x e y)pero no actúan simultáneamente debido a que una siempre será despreciable frente a la otra; por último las cargas de impacto longitudinal, transversal y vertical no pueden actuar simultáneamente.

Un edificio puede diseñarse a base de perfiles de alma llena para los elementos principales, tales como columnas y puntales. Para las columnas se utilizarán perfiles HN, y para los puntales, perfiles tipo IN. Además se incluirán costaneras con perfiles tipo C, para sostener la cubierta. Se distribuyen de forma simétrica torres de arriostramiento en el sentido longitudinal formadas por marcos y por diagonales tipo XL. Es posible el identificar torres arriostradas, las cuales están destinadas a controlar las deformaciones laterales. Los arriostramientos están compuestos por diagonales, las cuales se encuentran rotuladas en sus extremos (unión con otro elemento), de manera de permitir una mejor distribución de los esfuerzos. Cabe destacar que las diagonales trabajan muy bien a tracción dado las características del acero. Se ha intentado con el diseño que las diagonales formen un ángulo de 45 con la viga. La nave principal presentará marcos transversales con columnas empotradas en la base. Las uniones dentro de los marcos transversales corresponderán a uniones rígidas. Los marcos longitudinales tendrán condiciones de apoyo rotuladas y poseen 3 torres de arriostramientos en cruz. Las diagonales presentes trabajan a compresión y tracción, es por esta razón que se consideran rotuladas.

1) APOYOS DE LA ESTRUCTURA La condición de apoyo de la estructura depende “entre otras consideraciones” las que se indican : 1.1) Suelos de Baja Capacidad de Carga Para suelos con poca Capacidad de Carga se suele utilizar apoyo fijos ( rolutados ), con el fin de entregar solo eventuales cargas de compresión ( o tracción ) y corte a las fundaciones.

ESRUCTURA CON APOYO FIJO



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1.2) Suelos de Buena Capacidad de Soporte Para suelos con buena Capacidad de Carga se suele utilizar apoyos empotrados, con el fin de aprovechar las características del suelo.

ESRUCTURA CON APOYO EMPOTRADO

1.3) Control de Deformaciones El caso de los galpones que poseen puente grúa, con el fin de controlar las deformaciones laterales provenientes de los impactos transversales, se suele utilizar apoyos empotrados. Obviamente que esta elección esta condicionada a los estudios de suelos respectivos que avalen que la solución es técnicamente factible.

GALPON CON APOYO EMPOTRADO

2) ESTRUCTURACION DE MARCOS ARRIOSTRADOS CONCENTRICOS 2.1) Marco Arriostrado en X Por lo general es muy esbelto y tiene gran capacidad a tracción y poca al pandeo de compresión. Puede ser un diseño económico para cargas laterales, pero permite concentración de deformaciones inelásticas, y la disipación de energía es pobre durante un sismo grande.

ARRIOSTRAMIENTO EN X



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2.2) Marco Arriostrado en K Produce cedencia en las columnas durante una carga sísmica severa. Una diagonal esta en compresión mientras que la otra esta en tracción. La diagonal en compresión se pandea mucho antes que el arriostramiento en tracción llegue a la cedencia. El pandeo introduce grandes cortantes y momentos flectores en las columnas. Como resultado el arriostramiento en K esta prohibido en las regiones sísmicamente mas activas. ARRIOSTRAMIENTO EN K

2.3) Marco Arriostrado en V invertido Produce cedencia de la viga durante una severa excitación sísmica, mientras que el arriostramiento en K causa la cedencia en la columna. La flexión en las vigas con arriostramientos en V o V invertida induce deformaciones en los pisos durante un terremoto mayor, pero provee disipación adicional de energía, que puede mejorar la respuesta sísmica durante terremotos grandes.

ARRIOSTRAMIENTO EN V

ARRIOSTRAMIENTO EN V INVERTIDA



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2.4) Marco Arriostrado en diagonal Actúa a tensión para cargas laterales en una dirección, y a compresión para dichas cargas en a otra dirección. Es de uso menos frecuente.

ARRIOSTRAMIENTO DIAGONAL

3) ESTRUCTURACION DE MARCOS DE MOMENTO 3.5) Marcos resistente a momento Son algo flexibles. Aunque tales pórticos pueden ser dúctiles, la ductilidad se puede perder si ciertos requerimientos de diseño no se satisfacen. Posee resistencia y rigidez estable durante grandes y repetidas deformaciones inelásticas, las cuales proveen gran disipación de energía.

MARCO RESISTENTE A MOMENTO



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4) CERCHAS DE TECHO 4.1) Cercha con diagonales traccionadas Conocida también como cercha “Tipo Pratt” : a) Esta configuración es una de las mas usadas. Los elementos diagonales se encuentran traccionados bajo cargas normales verticales, de tal forma que se aprovecha al máximo la capacidad axial del perfil (no existen problemas de pandeo por compresión). c) En general los elementos verticales (montantes) CERCHA CON DIAGONALES EN TRACCION se encuentran comprimidos bajo cargas normales verticales. d) El cordón superior en compresión tiene cargas mayores que el cordón inferior en tensión en el cuarto central bajo cargas normales verticales. e) La cercha “Tipo Pratt “ tiene la desventaja que al ser usada en estructuras abiertas se pueden producir cargas inversas, como son por ejemplo las cargas de succión provenientes del viento, lo que puede producir compresión en los elementos mas largos de la cercha.

4.2) Cercha con diagonales en compresión Conocida como “ Howe Truss “ o “ English Truss “ : a) Esta cercha puede ser ventajosa para techos ligeros que pueden ser afectados por vientos de succión. b) En adición a lo expuesto en a), la cuerda en tensión tiene cargas mayores que el cordón en compresión, en el cuarto central, bajo cargas verticales normales de compresión.

CERCHA CON DIAGONALES EN COMPRESION

4.3) Cerchas “ Fink Truss”. Conocida como “ Fink Truss “ : a) Ofrece la alternativa mas económica en términos de peso de estructura de acero para espacios grandes y techos muy inclinados.

CONFIGURACION ESPECIAL CERCHA


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5) ESTRUCTURA DE TECHO 5.1) Diagonales estructura de techo

A

B

La norma sísmica Nch 2369 establece que la estructura de techo debe proveer cierta continuidad asimilándose a un “ diafragma rígido “, por ejemplo :

C

D

E

F

G 1

2

3

4

5

5

7

8

5.2) Diagonales entre cerchas Con el fin de dar estabilidad longitudinal a las cerchas de piso, entre ellas se instalan “ diagonales en X “ que permiten que no se produzca el efecto domino ( caída en secuencia de cerchas ).



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COSTANERAS DE TECHO DETERMINACIÓN DE LAS CARGAS  Cargas permanentes a) Peso propio de la costanera: Q pp 2

b) Peso propio de la cubierta PV-4 : QPL  5.54 Kg / m , que corresponde a las planchas de 0,6 mm de espesor. 

Sobre cargas de uso Se considera una sobrecarga trasmitida mínima QSC  1KPa , pudiendo reducirse según norma del siguiente modo: C= 1 2.33 tg  1 2.33 tg11.3  0.534 (20% inclinación) CA= 1 debido a que el área tributaria a la costanera de 6 m separada a 2 m es de: A  20 m2 Resultando una carga reducida:

Q 

SC reducida

 Q  C  C  100  0.534 1  53.4 Kg / m2 t



A

Cargas eventuales

Las costaneras no se ven afectadas por cargas sísmicas, por lo tanto, las cargas eventuales que afectan a la costanera sólo son las cargas de viento que actúan sobre la cubierta del edificio y además la carga de nieve que actúa sobre el techo (esta última no corresponde para este caso). a) La presión básica de viento Pb se calcula en función de la altura, H, esto es: Según la NCh 432 of71 el efecto de esta presión básica sobre el techo es el siguiente:

techo



Altura (m) 18

Pbásica (Kg/m2) 122.8

Carga de montaje Se considera una carga puntual QM  100 Kg aplicada en el centro de la costanera.

ESPACIAMIENTO ENTRE COSTANERAS Se considerará un espaciamiento entre costaneras de 2m (distancia apta según recomendaciones del fabricante de la plancha de techo) Se recomienda como máximo utilizar espaciamiento de 1.7 mts., por un tema

de montaje de techumbre

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DISEÑO DE COSTANERAS DE TECHO Propiedades de la sección utilizada

Se usará un perfil canal cuyas propiedades para el diseño están dadas por el Manual de Diseño de Estructuras de Acero ICHA:

H  200 mm

; Wx  96.7 cm

B  75 mm

; I y  85.5 cm

e  5 mm A  16.7 cm2

;

3

5

4

Wy  15.1 cm ; i  2.97 cm

3

200

a

4

I x  967 cm ; it  0.188 cm pperfil  13.1 Kg / m 75

Clasificación de la sección

Según Tabla 13 y tabla 14 de NCh 427 se tiene: Elementos no atiesados:

Elementos atiesados:

535 b   13    e  e C Fy h b 1860    36     e  e C Fy b



535 3518 1860

 9.02 ( b  B  2  e )  31.36 ( h  H  2  e )

3518

Esbeltez máxima

b   60    e máx h  :  246    t máx

Elemento no atiesado: Elemento atiesado

b b b    esbelta      e  c e  e máx h h h     esbelta      e c e  e máx 

Como no hay carga axial actuando sobre el perfil no es necesario calcular la carga máxima que resiste en compresión. Estados de carga a) Estado Peso Propio de la costanera : PP  Q PP  QPL  s   13,1 5,54  2   24.18 Kg / m b) Estado Sobrecarga : SC  QSC reducida  s  53.4  2  106.8 Kg / m

(1.2*sen-0.4)*Q

c) Estado Montaje : M  100 Kg d) Estado Viento Barlovento:

V

0.4*QV

Vbar  1.2sen  0.4 Pb  s  40.49 Kg / m

e) Estado Viento Sotavento :

Vsot  0.4  Pb  s  98.24 Kg / m

0.8*Q

0.4*Q



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VERIFICACIÓN EJE FUERTE La costanera se modela como una viga simplemente apoyada de longitud L=8m. La inclinación del techo produce un efecto de flexión biaxial sobre la costanera.

Combinaciones de carga y determinación de momentos máximos

a) C1 : Acción de Pesos Propios y Sobrecarga = (PP  SC)

 PP  SC  

M 1 máx

L2

cos  577.98 Kg  m

8

b) C2 : Acción del Viento Barlovento = 0.75  (PP  Vbar )

 L2 L2  M 2 máx  0.75 PP  cos  Vbar    56.63 Kg  m 8 8   c) C3 : Acción del Viento Sotavento = 0.75PP  Vsot   L2 L2  M 3 máx  0.75 PP  cos  Vsot    251.53 Kg  m 8 8   d) C4 : Acción de la carga de Montaje = PP  M   L2 L  M 4 máx  PP   M  cos  253.79 Kg  m 8 4   Luego, el momento de diseño está dado





 M dis  máx M 1 máx , M 2 máx , M 3 máx , M 4 máx  577.98 Kg  m

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Análisis de pandeo lateral torsional

Se dispondrá de dos colgadores por costanera, ubicados una distancia L/3 el uno del otro, a modo de dividir la costanera en tres tramos iguales. Por lo tanto, la distancia entre arriostramientos laterales del ala comprimida será:

L  m

L

N  1



600

 200 cm

donde N: número de colgadores por costanera.

3 Por lo tanto se tendrá 3 tramos iguales L1  L2  L3  200 cm con simetría de cargas en los tramos L1 y L3.

Cálculo de Lc (distancia máxima en que no se producirá inestabilidad) Cm : coeficiente de momento que toma en cuenta el efecto de los diferentes gradientes de momento en el pandeo lateraltorsional. Según fórmula 6 del ICHA (Pag. 119) Diagrama de momento para carga uniformemente distribuida:

 M1  C  1.75 1.0  0.  5 m   M2 

Tramo 1 y 3

Ka 

1

 M1  2  2.3  3   M 2 

Cm  1.75  0.756

Cm 1 Kt   0.571 C

 2730  i 1370000  i  a t Lc  max  ;   max180,84;128,12  180.84 cm K F K  F   a  t y y

m

Lm  Lc  reducción de tensiones admisibles Esbeltez por Alabeo:

Esbeltez por Torsión:

 

 

a

K a  Lm

 50.91

K t  Lm

t

ia

Esbeltez de Euler:

 607.45

it

2 2 E

e 

Fy

 108.55

Cálculo de la tensión admisible de compresión por flexión



Por resistencia al Alabeo:

Como 0.425  e  a  0.95   e  F

A mc

2 1  1  a     1 F.S.  1.8   e  

 F  2058.73 Kg / cm2  y 



Por resistencia a la Torsión:

Como

0.65  E Fy

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 t

 Fm c  T

0.65  E 1.67  t

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 1345.57 Kg / cm2

Luego, la tensión admisible de compresión por flexión será el mayor valor entre la resistencia al alabeo y la resistencia a la torsión:  F  max F A ; F T  2058.73 Kg / cm2



diseño

mc

mc



Cm  1  K a  1 ; K t  1 ; L  max136,7;73,21  136.7 cm 2

Tramo 2

Usando la metodología para la sección anterior c

Lm  Lc  reducción de tensiones admisibles a  67.34 ; t  1063.83 ; e  108.55 Cálculo de la tensión admisible de compresión por flexión

 Por resistencia al Alabeo: Como 0.425      0.95   e



a

e

 F

A

mc

 1843.89 Kg / cm2

Por resistencia a la Torsión:

Como

0.65  E Fy



 F t

 768.32 Kg / m 2

T

mc

diseño



f

La tensión de trabajo por flexión está dada por:

F

 1843.89 Kg / cm2

diseño x

Verificación para el conjunto

La tensión que resiste el perfil es:

 F



mx

 mín F

tramo1

diseño x

Mdiseño

 597.7 Kg / m 2

Wx ; F tramo 2  mín2058.8 ;1843.32  1843.89 Kg / cm2



diseño x

Se verifica que fm x  Fdiseño OK

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Aprobó: C. Belmar

VERIFICACIÓN EJE DEBIL Se realiza el mismo procedimiento anterior considerando que no existe un ala comprimida que se pandee, por lo que no se reduce la tensión admisible. Combinación de carga

Acción de Pesos Propios y Sobrecarga = (PP  SC) Se tiene una viga con apoyos intermedios (debido a los colgadores) con vanos iguales, por lo que es posible aproximar la distribución de momentos con la ecuación:

M máx 

1 10

PP  SC 

L2

3 F

sen  30.8 Kg  m

diseño y

fm y 



M dis  M máx  30.8 Kg  m

 0.6F  2110.8 Kg / cm2 Y

M diseño



211080

Wy

 203.97 Kg / cm2

15.1

VERIFICACION INTERACCIÓN

fm x

fm y



Fdiseño x

597.7



Fdiseño y

1843.89



203.97

 0.42  1,05

 OK

2110.8

VERIFICACIÓN DEFORMACIONES Se hace la verificación sólo para el eje fuerte. Para vigas con carga uniformemente distribuida la flecha máxima está dada por:



 adm



 real

L



600

 3 cm

200 200 5  M diseño  L2 48  E  I x

 1.07 cm



 real

 La sección elegida es adecuada para el diseño.

 OK admisible

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DISEÑO DE COLGADORES 

Colgadores de Techo

 Luz   ; donde n es el número de costaneras de Techo 2 cos  s 1  1  s    tan     L 3  

n

Si N = 1  T  2.448(PP  SC)sen 

L

i

Si N = 2  T  1.1(PP  SC)sen 

L

R

T

2

i

3 L Si N = 3  T  1.25(PP  SC)sen  i 4 Luego tenemos que la reacción total es

;donde N es el número de colgadores

R  (n 1) Ti  Kg

Cálculo del diámetro del tensor

30 Luz  30 m  Para  1  8.65  n  9  2  0.98  2     6 como N = 2 T  1.1(24.18  106.8)  0.196   56.48(Kg) i 3 luego R  (9  1)  56.48  451.84Kg n

si min  8  8  si 8  min  10  10  si min  10  12



 min

4  451.84 0.6  3518  

;donde min 

4R 0.6Fy

 0.522 cm    8mm

 cm

R

T

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DISEÑO DE COLUMNAS DE VIENTO Determinación de cargas. Considerando la altura de la columna tenemos que: P  120.72 Kg m 2 básica

Qppc  12.1Kg m QPL  5.54 Kg m

costaneras 2

Plancha de Instapanel qy

A

B

B

A

s 6m

x PV y

PH y

L

L

L

x

Eje y-y :

Eje x-x :

q y  QPL  s  QPP  23.18 Kg / m 2 A  q y L  20.09 Kg 15 11 B q L  55.25 Kg y 30 PCOLG  2  n  B  1104.92 Kg PV  2  A  40.18 Kg n  PV q   24.06 Kg / m V

qH  0.75 0.8  Pb  L  470.81 Kg / m qH  H 2 M max   16412.96 Kg  m 8 q H R  H  3931.25 Kg H 2

H

Una vez elegido el perfil, se podrá calcular la reacción vertical dada por:

RV  (qV  qpp col )  H  PCOLH

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Aprobó: C. Belmar

Prediseño Los requerimientos mínimos aproximados serán:

Wreq   adm 

M máx



0.6F y

L 5q H L4  200 384EI XX

1641296 0.6  3518 

 777.57 cm3

I XX  27192.1 cm4

Sección elegida: Perfil HN 35x124 acero A572

H  35 cm

B  35 cm

t  1 cm

A  157 cm2

I XX  37300 cm

4

e  1.8 cm

IYY  12900 cm

W  2130 cm3

W  735 cm3

iX  15.4 cm

iY  9.04 cm

ia  10.3 cm

it  1.8 cm

X

4

Y

Verificación Pandeo Local Elementos no atiesados b 17,50 b/e 9,72 (b/e)c 13,66 Tipo perfil Compacto

Elementos atiesados h 31,40 h/e 31,40 (h/e)c 35,74 Tipo perfil Compacto

En ambos casos se verifica que no existe Pandeo Local, por lo tanto no hay reducción de área en los elementos atiesados ni reducción de tensiones en los elementos no atiesados. Qa  Qs  1  Q  Qa  Qs  1 Cálculo de tensión crítica de pandeo x

y

KX  LX iX

KY  LY iY

108,442

184,735

e

2 2 E Q  FY 108,546

máx

Tipo Pandeo

máx X ; Y  máx  e 184,735

Elástico

Se cumple que: Fcrítico > Ftrabajo máx < 200

 OK

Fcrítico (Kg/m2) 2

12  2 E 23  máx 316,848

Ftrabajo (Kg/m2)

RV A 22,786

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Verificación a la Flexión Para la configuración del galpón industrial Lm (cm) Cm Ka Kt Lc alabeo Lc torsion LC (cm)

1670 1,00 1,00 1,00 474,08 700,96 700,96

(kg/m2)

Mmáx (Kgm)

FAmc

FTmc

Fdiseño

16412.9

472.11

880.99

880.99

Ftrabajo

Ftrab
770.56

 OK

Verficación de Interacción: Galpón Industrial

Ftrab C/Fdiseño C 0.0719

Ftrab f/Fdiseño f 0.875

Interacción

Interacción < 1.05  OK

0.947

Verificación de Deformaciones: Galpón Industrial

Dreal (cm)

Dadm (cm)

Dreal < Dadm

6.087

8.35

 OK

El perfil cumple con los requisitos máximos de solicitación y deformación.



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DISEÑO DE PLACAS COLABORANTES VIGAS COMPUESTAS ACERO – HORMIGON CON CUBIERTA DE TABLEROS DE ACERO FORMADO. I. DEFINICIONES BASICAS Una viga compuesta es aquella cuya resistencia depende de la interacción mecánica entre dos o más materiales. Con mucha frecuencia, en la construcción de edificios y puentes, se aplica el término “viga compuesta” a una sección de acero sobre la que se ha construido un piso de hormigón o un tablero de puente. El hormigón se adhiere con firmeza a la sección de acero por medio de conectores de corte cuidadosamente diseñados, de manera que el hormigón y el acero actúen en conjunto como viga Te. Cuando no existe unión entre la viga de acero y el piso o tablero de hormigón, ocurrirá un deslizamiento entre los materiales, y resultará una sección que no es compuesta. En realidad siempre habrá un pequeño deslizamiento debido a las deformaciones desiguales en los pernos de cortante, el hormigón y la viga de acero, pero para fines prácticos se puede despreciar este deslizamiento en el diseño compuesto.

II) HIPOTESIS Y REQUISITOS ESPECIALES DE DISENO 2.1) Hipótesis de diseño El sistema de vigas de acero con placas colaborantes consiste en el trabajo conjunto entre ambos elementos, mediante un enlace adecuado viga-placas colaborantes, de modo que resistan las solicitaciones de flexión originadas por las cargas verticales. A) Las vigas de acero se dimensionaran para resistir, sin ayuda del hormigón, todas las cargas verticales aplicadas con anterioridad al fraguado del hormigón (a menos que estas sean soportadas temporalmente mediante alzaprimado) y actuando en conjunto con la losa para resistir la totalidad de las cargas verticales (peso propio y sobrecarga de uso) después de su fraguado, sin exceder la tensión máxima de diseño 0.66Ff, donde Ff es la tensión de fluencia del acero. B) La tensión de trabajo por flexión producida por las cargas una vez que ha fraguado el hormigón se calculará basándose en las propiedades de la sección compuesta. No se considerarán las tensiones de tracción en el hormigón. 2.2) Requisitos especiales Existen requisitos especiales para secciones compuetas conformadas por tableros de acero formados, los cuales están indicados en la especificación ASD15. Algunos de estos se dan a continuación: - La altura de las costillas esta limitada a un valor máximo de 3”. - Los conectores de cortante de deben tener diámetros mayores de 3 / 4” y estos deben prolongarse por lo menos 1 ½” por encima del tablero de acero. - La losa de concreto sobre el tablero de acero debe tener un espesor mínimo de 2”.



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III.- VENTAJAS Y DESVENTAJAS DE LA CONSTRUCCION COMPUESTA La losa de los pisos compuestos actúa no solamente como una losa para resistir las cargas vivas, sino que también como una parte integrante de la viga. En realidad, trabaja como una gran “cubreplaca” del ala superior de la viga de acero, aumentando la resistencia de la viga. Una ventaja particular de los pisos compuestos es que aprovechan la alta resistencia del hormigón a la compresión, haciendo que toda o casi toda la losa trabaje a compresión, al mismo tiempo que un mayor porcentaje del acero trabaja a tensión ( también ventajoso ) cosa que debe procurarse en estructuras de acero, pues finalmente el acero necesario para las mismas cargas y claros será menor ( o mayores claros para secciones iguales ).Las secciones compuestas tienen mayor rigidez y menores deflexiones que los elementos separados. Otra ventaja es la reducción de la altura de vigas obtenido mediante el comportamiento compuesto, dejando alturas libres entre pisos mayores. Esto a su vez lleva consigo una disminución en los costos de protección contra el fuego. Otro punto importante es la velocidad de montaje frente a las construcciones comunes, dado el ahorro que significa en tiempo y recursos económicos de los moldajes, puesto que el mismo “deck” reemplaza la función de estos. Una desventaja de la construcción compuesta es el costo de preparación e instalación de conectores de fuerza cortante. IV.- ALZAPRIMAS Después de haber montados las vigas de acero, se instala el “deck” y posteriormente se vierte el hormigón, y por tanto, las vigas resistirán el peso del “deck” y del hormigón fresco y las otras cargas propias del proceso de construcción, o bien, para resistir estas carga se “alzaprima” temporalmente. La mayoría de las especificaciones indica que después que el hormigón ha adquirido un 75% de su resistencia a los 28 días , la sección ya trabaja como compuesta y todas las cargas aplicadas desde este instante son resistidas por tal sección. Cuando se utiliza alzaprima los puntales solo resisten las cargas de hormigón fresco y las otras cargas de construcción. Los puntales no soportan en realidad el peso de las vigas de acero a menos que se les de a estas una contraflecha inicial (lo cual no es practico). Sin embargo decisión “común” es utilizar vigas de acero mas pesadas sin “alzaprima” por las sgtes. razones: - Independientemente de razones económicas, el uso de puntales es una operación delicada, sobre todo donde su asentamiento (hundimiento) es posible, como es frecuente en el caso de construcción de puentes. - Otra desventaja es que después de que el hormigón se endurece y el apuntalamiento se retira, la losa participara de la acción compuesta para resistir las cargas muertas. La losa será sometida a compresión por estas cargas permanentes y tendrá un flujo plástico y contracción considerables, paralelos a las vigas. El resultado será una gran disminución del esfuerzo de la losa con el correspondiente aumento en los esfuerzos del acero. La consecuencia probable es que, de cualquier modo, la mayor parte de la carga muerta será soportada por las vigas de acero y la acción compuesta servirá en realidad solo para las cargas vivas, como si no se hubiera utilizado apuntalamiento.

V.- ANCHOS EFECTIVOS DE VIGA COLABORANTE Se presenta un problema al estimar que porción de la losa actúa como parte de la viga compuesta. Si las vigas se encuentran relativamente cerca una de otra, los esfuerzos de flexión en la losa se distribuirán en forma bastante uniforme en la zona de compresión. Sin embargo, si la distancia entre estas es grande, los esfuerzos variaran mucho y se distribuirán en forma no lineal a través del patín. Las especificaciones abordan este problema reemplazando la losa real por una losa efectiva menos ancha, pero con esfuerzo constante. Se supone que esta losa equivalente soporta la misma compresión total de la losa real. El ancho efectivo “Bh” se determina como se indica a continuación.


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El menor valor entre: Bhi = Menor { L/4 , ( S1+ S2 )*0.5 , 16*( h + eh ) + Bv } Bhb = Menor { L/12 , S1/2 , S2/2 , 16*( h + eh ) + Bv } Bhb

Bhi

Vigadeacero

Bhb

Vigadeacero

S1

Vigadeacero

S2

L : Espacio entre apoyos de la viga S1, S2 : Espacio entre vigas adyacentes h : Altura total de la losa colaborante eh : Altura del hormigón desde pliegue de placa a tope superior Bhi, Bhb : Anchos colaborantes VI) CONECTORES DE CORTE 6.1) Tipos de conectores

Los mas usados en los diseños actuales de los mostrados en la figura son los Studs ( pernos de corte ) y las Channel ( Canales ). En edificios industriales y comerciales son usados con frecuencia los “stds”. En los puentes de vigas de acero con acción colaborante es común el uso de “channel”. 6.2) Calculo de esfuerzos de corte El cortante desarrollado en el eje neutro será de compresión o tensión, despreciando el hormigón en la zona de tensión. Como es difícil hallar el eje neutro y tener en cuenta los esfuerzos de trabajo, el AISC/ASD y la AASHTO permiten calcular el cortante horizontal que ha de ser resistido en la superficie de contacto del acero y el hormigón, como el menor entre los siguientes valores: Vh1 = As * Fy / 2 Vh2= 0.85 * f’c * ( b * t ) / 2 , donde se usa el factor 2 para reducir el cortante último a un valor de trabajo. Fy : Tensión de fluencia del acero de la viga f’c : Resistencia a compresión a los 28 días del hormigón b : Ancho colaborante considerado en el cálculo t : Altura de la sección de hormigón



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6.3) Calculo de Pernos de Corte ( Stud ) El número de pernos, según las especificaciones del AISC, esta dado por: N1 = Vh / q q: Resistencia de un conector de corte ( Ver Tabla Nº1 ) El cálculo del número de pernos de cortante requeridos supone un espaciamiento uniforme de ellos ( en general por pares ) desde el punto de cero a máximo momento. VII) ESTRUCTURACIONES 7.1) Configuración normal : Las vigas secundarias ( viguetas ) estan rotuladas en sus extremos unidas a las vigas principales perimetrales. Esta estructuración se caracteriza pues las viguetas se orientan paralelas a una de las direcciones de las vigas principales.

.

7.2) Configuración de Tablero : Las viguetas se ubican de tal forma de no recargar ninguna de las direcciones de vigas principales obteniéndose de esta forma alturas de vigas perimetrales ( principales ) mas uniformes .



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Aprobó: C. Belmar

VIII. UNIONES VIGA – VIGA ( UNIONES DE CIZALLE ) A continuación se muestran las uniones mas típicas usadas en las uniones vigas secundarias ( viguetas ) y vigas principales. Estas como se indico en los puntos anteriores se encuentran rotuladas en ambos extremos. 8.1) Conexión viga-viga con clip mixto

8.2) Conexión viga-viga con clip apernado

8.3) Conexión viga-viga con placa extrema



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DISEÑO DE VIGA MONORRIEL Diseñar una viga monorriel de 12 (m) de longitud apoyada en tres puntos equidistantes, que deberá soportar una carga de levante de 17500 (Kg) y un carro de 500 (Kg).

Determinación de cargas. Las únicas cargas que actúan en esta viga están son las provenientes de su peso propio, de la carga de levante y del carro. Además debe verificarse el efecto de una carga por impacto longitudinal equivalente al 15% de la carga de levante más el peso del carro. Por lo tanto, el diseño de la viga monorriel es similar al de las columnas de viento y se realiza como sigue. PLEVANTE  17500 Kg PCARRO  500 Kg QppVIGA  100 Kg m

Peso estimado de la viga.

Es necesario buscar para cada caso en particular la ubicación del carro que produce el mayor momento en la viga. Para el caso de una viga de dos tramos de continuidad la posición de la carga puntual que produce mayor momento es el centro de uno de los tramos como se muestra en el siguiente esquema.

Para el caso de la carga longitudinal producto del impacto, la posición de la carga no tiene influencia, ya que la carga de distribuye de manera constante en la viga.

Fecha: 02/2005



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Aprobó: C. Belmar

Para la condición de carga mostrada el momento máximo (obtenido del RAM) se produce en el punto de aplicación de la carga y su valor es:

M max  27907 Kg  m

Prediseño Los requerimientos mínimos aproximados serán:

Wreq 

Mmáx 0.6Fy



2790700

 1838.4 cm3 0.6  2530

Sección elegida: Perfil IN 40x95.5

H  40 cm

B  25 cm

t  0.6 cm

A  122 cm2

I XX  38500 cm

4

IYY  5210 cm

W  1920 cm3

W  417 cm3

i X  17.8 cm

iY  6.54 cm

ia  7.36 cm

it  1.25 cm

X

e  2 cm

4

Y

Verificación Pandeo Local Elementos no atiesados b b/e (b/e)c

12,50 6,25 10,83 No hay pandeo local

Elementos atiesados h h/e (h/e)c

36 60 42.15 Existe pandeo local

En los elementos no atiesados se verifica que no existe Pandeo Local, por lo tanto Qs  1. Para el alma existe pandeo local, por lo tanto, Qa  0.958 .

Q  Qa  Qs  0.958

Fecha: 02/2005



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Cálculo de tensión crítica de pandeo

x

y

KX  LX iX

KY  LY iY

33.71

91.74

e

máx

Fcrítico (Kg/cm2)

Tipo Pandeo

máx X ; Y  máx  e

2 2 E Q  FY 128

91.74

2 1      1    max    Q  F f FS  2   e  

1



INELASTICO

953.32

Con RV  0.15  (17500  500)  2700(Kg ) Se cumple que: Fcrítico > Ftrabajo máx < 200

 OK

Verificación a la Flexión Para la configuración mostrada Lm (cm) Cm Ka Kt Lc alabeo Lc torsion LC (cm)

Fdiseño

600 1,00 1,00 1,00 399 677 677

(kg/m )

(kg/m )

27907

1518

1453.5

2

Ftrab
Ftrabajo

Mmáx (Kgm)

2

 OK

Verficación de Interacción:

Galpón Industrial

Ftrab C/Fdiseño C 0.0232

Ftrab f/Fdiseño f 0.958

Interacción

0.98

Interacción < 1.05  OK

Verificación de Deformaciones:

Galpón Industrial

Dreal (cm)

Dadm (cm)

Dreal < Dadm

0.98

1.2

 OK

Ftrabajo (Kg/cm2)

RV A 22.13


Fecha: 02/2005


Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

Dadm=L/500 El perfil cumple con los requisitos máximos de solicitación y deformación.

Verificación de Flexión Local

Si suponemos cada una de las cuatro ruedas del carro como una carga puntual ubicada en el extremo exterior de el ala, y la carga aplicada en cada punto igual a P/4, con P=18000 (carga de levante + carro), se tiene: P  4500(Kg) 4 B  25(cm) e  2(cm) Para la sección de ancho B: B  e3 I XX   16.67 (cm4 ) 12 

M

W XX 

I XX y



16.67

 16.67 (cm3 ) con

1

P B   56250(Kg  cm)

MAX

4 M2   MAX  3374 Kg 2  TRABAJO  cm  WX  F  0.75  Fy  1898 Kg DISEÑO cm2   FDISEÑO  FTRABAJO NO CUMPLE F

Por lo tanto, debe buscarse otro perfil que tenga un espesor de ala mayor. Reduciendo las fórmulas anteriores se tiene: 

M MAX

WXX 

P

B

8 B  e2

F

TRABAJO

F TRABAJO

6 

3P

F

4

1



e2

DISEÑO



13500

e2 13500  e   7.113 0.75  FY 2



e  2.67 (cm)

Por lo tanto, el perfil deberá tener un espesor de alas igual a 28 (mm).

y 

B 2



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

De los perfiles ICHA de tipo IN el más liviano con espesor de ala igual a 28 (mm) es IN 45x157, que por tener mayor altura y por lo tanto inercia, cumple con los requisitos de tensiones y deformaciones, además de la verificación de flexión local del ala. ANÁLISIS ESTRUCTURAL DE UN GALPÓN INDUSTRIAL

Columna spg

Diagonal vertical

Diagonal central

Puntal vertical

Diagonal K

Columna Columna

Puntal techo

Diagonal techo

Viga techo

Se consideraron 10 marcos transversales con uniones rígidas, y arriostramientos en el sentido longitudinal. El efecto de la viga carrilera junto con las cargas que transmite del puente-grúa, se modeló usando pequeños cachos rígidos de 30 cm, localizados junto a cada columna estructural.



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

A partir de este modelo y considerando las solicitaciones calculadas en entregas anteriores, se realizaron 93 combinaciones de carga (las más representativas) con las cuales se diseñaron los elementos estructurales.



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

DETERMINACIÓN DE ESTADOS DE CARGA PESO PROPIO Elementos:

 5.54 Kg / m2 Costaneras de techo : q  13.1 Kg / m Costaneras laterales : q  13.1 Kg / m Columnas de viento : q  124 Kg / m Cubierta Instapanel : q

Puente Grúa :

Viga puente grúa

:

q20T  473.36 Kg / m

q15T  400.664 Kg / m

Viga testera

:

q 20 T  78.186 Kg / m

q15T  70.336 Kg / m

Viga carrilera

:

q20T  165.64 Kg / m

q15 T  142.87 Kg / m

Cargas distribuidas equivalentes: Se supone que las masas de las costaneras, colgadores y paneles se distribuyen linealmente sobre el marco transversal de acuerdo a la expresión:

q Costaneras:

q 

Techo:

T

q 

Lateral:

nqa L nqa

L

L

 

15 13.1 6 26.51 8 13.1 6

nqa L

 44.474 Kg / m

 49.125 Kg / m

12.8

se considerará que en los marcos de los bordes solo actúa la mitad de la carga, por lo tanto:

qTb  22.237 kg / m qLb  22.237 kg / m Colgadores (  8 ,  10 ): Techo: Lateral:

q  2  0.62  2  2.48 Kg / m q  2  0.39  2  1.56 Kg / m

Cubierta:

qp  5.54  6  33.24 Kg / m

Fecha: 02/2005



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Peso Propio Total (no incluye peso de los perfiles ni puente-grúa) TABLA 1 Techo q (Kg/m) 33.24 44.474 2.48 80.194

cubierta costanera colgadores Total

Lateral q (Kg/m) 33.24 49.125 1.56 83.925

Peso Propio Puente Grúa: Para 20T

TABLA 2 Peso (Kg/m)

L (m)

Carga (Kg)

473.355 78.186 165.64 50

26 3 6 26

12307.23 234.558 993.84 1300 22000

Peso (Kg/m)

L (m)

Carga (Kg)

400.664 70.336 142.87 50

26 3 6 26

10417.264 210.08 852.22 1300 17000

Viga Puente Grúa Viga Testera Viga Carrilera Baranda+Pasillo Izaje+Huinche

Para 15T

TABLA 3 Viga Puente Grúa Viga Testera Viga Carrilera Baranda+Pasillo Izaje+Huinche

SISMO Se considera la acción del sismo como masas concentradas en los nodos de la estructura.

F2z F2x

F1z m2

F1x m1 m4

F4x F4z

F3z F3x

m3 F5x

m5

F5z

Las masas corresponden al peso propio de los elementos multiplicadas por el coeficiente sísmico dado por la norma NCh2369. En primer lugar se calcularán los pesos laterales que se localizarán en los hombros de cada marco transversal; dado por los elementos no estructurales



Fecha: 02/2005

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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Masas producto de los pesos no estructurales A partir de las cargas distribuidas sobre columnas laterales y vigas de techo dadas por la TABLA 1, y usando la longitud de estos elementos estructurales, se obtiene la carga total (no estructural) que actuará como masa sísmica. Esta se calcula con la expresión:

QTotal  q  L Donde L es la longitud, en el caso de las columnas exteriores: 12.8 y

TABLA 4 Techo q (Kg/m) 80.194 26.51x2 4251.88

q(Kg/m) Largo (m) QTotal (Kg)

del techo: 26.51 por paño.

Lateral q (Kg/m) 83.925 12.8 1074.24

Para el caso de las cargas de techo producidas por las solicitaciones de la Nieve, se debe realizar una repartición de cargas sobre la estructura de la techumbre. Para encontrar esta distribución se calcularon los esfuerzos debido a los pesos de los elementos estructurales

m2

resultando:

m1

m3

21.5%

57%

21.5%

Para el caso de la nieve se tiene una carga total de:

qnieve  125 kg / m

2



Qnieve  125  6  750 kg / m  Qnieve Total  750  26.51 2  39765 kg

De los resultados de la TABLA 5 se puede calcular las cargas totales que actuarán sobre los hombros y cumbreras del galpón utilizando la repartición de cargas obtenidas anteriormente. Las cargas distribuidas en cada viga de un paño del techo está dada por:

Nieve No estruct. lateral No estructural techo Total Luego

Peso (Kg) 39765 1074.24 4251.88

TABLA 5 Carga izquierda Carga central m1 (Kg) m2 (Kg) 8549.475 22666.05 1074.24 914.15 2423.57 10537.89 25089.62

Carga derecha m3 (Kg) 8549.475 1074.24 914.15 10537.89

m1  1053.89 Kg ; m2  25089.02 Kg ; m3  1053.89 Kg

Además deben agregarse los pesos del puente-grúa ubicados a una altura de 11m sobre el nivel del suelo.

Fecha: 02/2005



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Como criterio, se consideró que la viga carrilera es un continuo a lo largo del galpón, por lo que se toma el peso por longitud tributaria a cada columna, que en este caso son 6 m (separación entre marcos transversales). Entonces, en todos los marcos transversales debe agregarse el peso de la carrilera como masa sísmica.

m2 m1

m  m  993.84 Kg 4

m3

5

m6  m7  852.22 Kg

m4

m5

m6

m7

Se ha considerado que la localización más desfavorable de los puente-grúa es considerarlos alineados en un marco transversal, por lo que todos los marcos transversales deben estar diseñados para resistir esta posibilidad. Dentro del conjunto de marcos que componen el galpón debe elegirse aquel que posea la ubicación más desfavorable. Los marcos que no presentan arriostramientos laterales son más desfavorables, y a medida que los marcos se acercan a los extremos del galpón esta condición se acentúa. Por lo tanto, se eligió el marco más extremo sin arriostrar (exceptuando los marcos transversales del borde debido a que estos están sometidos a menor carga). Luego, para el marco elegido se considerará una masa sísmica que contenga el aporte del puente-grúa

TABLA 7 20 T Peso (Kg) Viga Puente Grúa Viga Testera Viga Carrilera Baranda+Pasillo Izaje+Huinche Total

12307.23 234.558 993.84 1300 22000

15 T

m4 (Kg)

m5 (Kg)

6153.62 234.558 993.84 650 11000 19032.02

6153.62 234.558 993.84 650 11000 19032.02

Peso (Kg) 10417.264 210.08 852.22 1300 17000

m6 (Kg)

m7 (Kg)

5208.63 210.08 426.11 650 8500 14995.82

5208.63 210.08 426.11 650 8500 14995.82

Estas solicitaciones deben multiplicarse por el coeficiente sísmico, que como se mostró en la primera entrega su valor es 0.23 con lo que queda:

de

m4  m5  4377.36 Kg m6  m7  14995.82 Kg Las cargas mencionadas deben localizarse en dirección de los sismos; es decir, en dirección transversal y longitudinal del

Fz2

galpón.

Fx2 Fz1

Fz3

Fx1 Fx4 Fz4

Fx3 Fx5 Fz5

Fx6 Fz6

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

VIENTO LATERAL Se considerará el efecto del viento lateral en los dos sentidos transversales. De la entrega anterior se obtuvieron las cargas de barlovento y sotavento para costado y techo del galpón. Para el techo:

P  122.8 Kg / m2 b

f)

Estado Viento Barlovento:

g)

Estado Viento Sotavento :

Vbar  1.2 sen   0.4 Pb  s  121.47 Kg / m Vsot  0.4  Pb  s  294.72 Kg / m

Para las columnas:

(1.2*sen-0.4)*QV

0.4*QV

P  112.72 Kg / m

2

b

h)

Estado Viento Barlovento:

i)

Estado Viento Sotavento :

Vbar  1.2 sen   0.4 Pb  s  541.056 Kg / m 0.8*QV

0.4*QV

Vsot  0.4  Pb  s  270.528 Kg / m

-121.47 (Kg/m)

294.72 (Kg/m)

Caso 1: Viento lateral desde la izquierda 541.056 (Kg/m) 270.528 (Kg/m)

294.72 (Kg/m)

-121.47 (Kg/m)

Caso 2: Viento lateral desde la derecha 270.528 (Kg/m)

541.056 (Kg/m)

Fecha: 02/2005



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

VIENTO LONGITUDINAL Las cargas de viento se transmiten a las vigas de techo a través de las columnas de viento, por lo que debe calcularse el aporte que cada columna de viento realiza. Como se muestra en la figura se debe calcular la carga distribuida sobre cada columna de viento, y de ella, la mitad se reparte al techo y la mitad al suelo.

q

Pb  A L

;

R

s

q L 2

Se considerará 2 valores para la presión básica, uno usado para la carga lateral y otro para las cargas de techo. Sus valores son:

P

b lateral

P

b techo

L

 112.72 Kg / m2

L

L

 122.8 Kg / m 2

Considerando 3 columnas de viento en cada vano del marco transversal se tiene: Pb (Kg/m2) C1 C2 C3 C4 C5 Total

112.72 122.8 122.8 122.8 122.8

41.6 91.65 100.1 108.55 117

A (m2)

12.8 14.1 15.4 16.7 18

L (m) 366.34 798.2

q (Kg/m)

R (Kg)

5627.31 6146.14 6664.97 18438.42

Estos cálculos son para un paño de techo Estos valores deben ser multiplicados por el factor de forma que será 0.8 en el caso del sotavento y 0.4 en el caso del barlovento.

IMPACTOS El efecto de los impactos se considerará para el caso en que los puente-grúa están alineados con una columna. Debe analizarse distintas posiciones del carro puente-grúa a modo de considerar la condición más desfavorable para cada elemento estructural. Por esta razón se consideraron:

Caso A: ambos carros en la extrema izquierda

Caso B: ambos carros en el centro

Caso C: ambos carros en la extrema derecha

Para cada tipo de impactos se estudiarán los tres casos. Como se calculó en la entrega anterior los impactos que actúan sobre la estructura son:



Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

P20 T  0.25  20000 0.25  1250 Kg

P15T  0.25 15000 0.25  937.5 Kg

Capacidad de izaje de 15 T:

Impacto Longitudinal:

P20 T  0.2  20000 0.5  2200 Kg


P15 T  0.2 15000 0.5  1700 Kg

Capacidad de izaje de 15 T: 

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Impacto Vertical: Capacidad de izaje de 20 T:



Fecha: 02/2005



Impacto Transversal:

P20 T  0.1 20000 0.5  1100 Kg


P15T  0.115000 0.5  850 Kg


Se analizarán las reacciones que llegan a las columnas a partir de las siguientes expresiones:

a  Cargas móviles: R1  P 2   L 

;

R2 

P

P a L

P

a R1

20 T Impacto Vertical Longitudinal Transversal

R2

15 T

P20 T (Kg)

R1 (Kg)

R2 (Kg)

P15 T (Kg)

R3 (Kg)

R4 (Kg)

1250 2200 1100

2427.88 4273.07 1650

72.11 126.92 550

937.5 1700 850

1820.91 3301.92 1275

54.09 98.08 637.5

Finalmente se tiene: 

Impacto Vertical:

R1

R3 R2

Caso A

R1 R4

R3

R2

R1 R4

Caso B

R2

R3 R4

Caso C



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Impacto Longitudinal

R1

R2 R3

R4

R2 R1

Caso A



Fecha: 02/2005



R4 R3

R2 R1

R4 R3 Caso C

Caso B

Impacto Transversal:

R1

R1

R3 R2

R4

R3 R4

R2

Caso A

R1

Caso B

COMBINACIONES DE CARGA Se consideraron los siguientes estados de carga: pp : peso propio de los elementos estructurales. cp : cargas permanentes producto del peso de las costaneras, cubierta y colgadores. pg : peso de los componentes del puente-grúa (viga puente-grúa, testera, carrilera, huinche). Ni : carga de nieve. Vi: viento lateral desde la izquierda. Vf : viento frontal. V1: impacto vertical, caso A. V2: impacto vertical, caso B. V3: impacto vertical, caso C. L1: impacto vertical, caso A. L2: impacto vertical, caso B. L3: impacto vertical, caso C. T1: impacto vertical, caso A. T2: impacto vertical, caso B. T3: impacto vertical, caso C. sx : carga sísmica en dirección transversal al galpón. sy : carga sísmica en dirección longitudinal al galpón.

R2

R3 R4 Caso C



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

COMBINACIONES A1 : ( pp + Ni + cp + pg + V1 ) A2 : ( pp + Ni + cp + pg + V2 ) A3 : ( pp + Ni + cp + pg + V3 ) A4 : ( pp + Ni + cp + pg + L1 ) A5 : ( pp + Ni + cp + pg + L2 ) A6 : ( pp + Ni + cp + pg + L3 ) A7 : ( pp + Ni + cp + pg + T1 ) A8 : ( pp + Ni + cp + pg + T2 ) A9 : ( pp + Ni + cp + pg + T3 ) B0 : 0.75 ( pp + cp + pg + Vi ) B1 : 0.75 ( pp + cp + pg + Vf ) B2 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + V1 ) B3 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + V2 ) B4 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + V3 ) B5 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + L1 ) B6 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + L2 ) B7 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + L3 ) B8 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + T1 ) B9 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + T2 ) C0 : 0.75 ( pp + Vi + cp + pg + T3 ) C1 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + V1 ) C2 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + V2 ) C3 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + V3 ) C4 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + L1 ) C5 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + L2 ) C6 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + L3 ) C7 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + T1 ) C8 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + T2 ) C9 : 0.75 ( pp + Vf + cp + pg + T3 ) D0 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + V1 ) D1 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + V2 ) D2 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + V3 ) D3 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + L1 ) D4 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + L2 ) D5 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + L3 ) D6 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + T1 ) D7 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + T2 ) D8 : 0.75 ( pp + Ni + sx + cp + pg + T3 ) D9 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + V1 ) E0 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + V2 ) E1 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + V3 ) E2 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + L1 ) E3 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + L2 ) E4 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + L3 ) E5 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + T1 ) E6 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + T2 )

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Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

E7 : 0.75 ( pp + Ni + sz + cp + pg + T3 ) E8 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + V1 ) E9 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + V2 ) F0 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + V3 ) F1 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + L1 ) F2 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + L2 ) F3 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + L3 ) F4 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + T1 ) F5 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + T2 ) F6 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vi + cp + pg + T3 ) F7 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + V1 ) F8 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + V2 ) F9 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + V3 ) G0 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + L1 ) G1 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + L2 ) G2 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + L3 ) G3 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + T1 ) G4 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + T2 ) G5 : 0.75 ( pp + Ni/2 + Vf + cp + pg + T3 ) G6 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + V1 ) G7 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + V2 ) G8 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + V3 ) G9 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + L1 ) H0 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + L2 ) H1 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + L3 ) H2 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + T1 ) H3 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + T2 ) H4 : 0.75 ( pp + Vi/2 + Ni + cp + pg + T3 ) H5 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + V1 ) H6 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + V2 ) H7 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + V3 ) H8 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + L1 ) H9 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + L2 ) I0 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + L3 ) I1 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + T1 ) I2 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + T2 ) I3 : 0.75 ( pp + Vf/2 + Ni + cp + pg + T3 )

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Aprobó: C. Belmar

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

VERIFICACION DE DISEÑO COLUMNA PERFIL:

HN 35x232

DIMENSIONES SECCION TIPO Y DE LA SECCION DE APOYO

Altura total viga

H  35 cm

Ancho total de alas de la viga

B  35 cm

Espesor de alas de viga

e  3.5 cm

Espesor de planchas del alma

t  1.8 cm

PROPIEDADES DE LA SECCION 2

Area de la sección total

Areat  295 cm

Inercia en el eje X

I xx  64300 cm

Inercia en el eje Y

I yy  25000 cm

Módulo resistente en X

Wx  3680 cm

Módulo resistente en Y

Radio de giro en Y

Wx  1430 cm ix  14.8 cm i y  9.2 cm

Radio de giro por alabeo

ia  10.9 cm


it  3.5 cm

Peso propio de la columna

q P  232 Kg / m

Radio de giro en X

4 4

3

3

CARGAS ACTUANTES

M x  39000 Kg  m M y  0 Kg  m

Vx  5455 Kg V y  0.45 Kg

N  51618 Kg

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA

D7  0.75  ( pp  Ni  sx  cp  pg  T 2) TENSIONES ADMISIBLES A LA FLEXION 

Clasificación de la sección Utilizando la tabla 13 al 19 del manual ICHA se tiene:

810 810 b     5  13.656 No hay Pandeo Local e e Fy 3518  e C h H  2e  b  8300 8300      13.65656.25   139.936 No hay Pandeo Local t t Fy 3518  e C

b Ala:

Alma:



B2

La sección es compacta. 

Reducción de tensiones

Cm  1



1

Ka 

1

Kt 

;

1

1

Cm

Cm La distancia máxima en que no se producirá inestabilidad es:

 2730  i 1370000  i  a t Lc  max  ;  max501.697;1362.99  1392.99 cm  K a  Fy

K t  Fy 

En este caso la distancia entre arriostramientos es igual a la distancia total: Lm=5.5 m Lm  Lc  No existe Pandeo lateral-torsional  No se necesita reducir tensiones admisibles, por lo que la tensión admisible por flexión dada por la Tabla 15 de la NCh 427, caso C es:

F

mX

Tensiones de trabajo en eje X-X :

F

mY



f mX

Tensiones de trabajo en eje Y-Y :



f mY



fm x Fm adm x



fm y Fm adm y

F

MX WX MY

m adm

 0.6  F  2110.8 Kg / cm2 Y

 1059.783 Kg / cm2  0 Kg / cm2

WY  0.502  1,05

TENSIONES ADMISIBLES AL CORTE

 OK

Fecha: 02/2005



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Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

Como se tiene una viga sin atiesadotes del alma, tanto en el eje X-X como en el eje Y-Y, la tabla 22 del manual ICHA da la tensión admisible por corte como:

F

VX

F

F

VY

V adm

 0.4  F  1407.2 Kg / cm2 Y

Tensión de Trabajo

A

 50.4 cm2

;

Tensiones de trabajo en eje X-X :

Cx

A



f Vx

 245 cm2

;

Tensiones de trabajo en eje Y-Y :

Cy



f Vy





fV x FVadm x fV y FVadm y

 0.07  1,05

 0  1,05

Vx ACx Vy

 108.234 Kg / cm2  0 Kg / cm2

ACy

 OK

 OK

TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION f  C

Con 

N

 174.976 Kg / cm2

Ag

K X  KY  1 Eje Fuerte (X-X) :

  X



Eje Débil (Y-Y)

:

  Y

KX L iX KY  L

 Para L=18 m :

  121.622 X

 Para L=5.5 m :

  59.783 Y

iY Luego

 máx  máx X , Y   121.622 E 

2 2 E

 108.549 (sección compacta Q=1) QFY 3 5 3    1        1.971 Y el factor de seguridad será : FS    3 8   E  8   E  Como máx  E  200 se tiene Pandeo Inelástico, por lo que la tensión crítica se calculará por medio de Por otro lado la Esbeltez de Euler está dada por:



F C

F

fC



Fadm

Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

2 1  1      1    FY  731.056 Kg / cm2   FS 2   E   

 0.239  1.05  OK

VERIFICACION DE INTERACCION Interacción Flexión-Corte

fm x

fm y



Fm adm x



Fm adm y

fC Fadm

 0.5021 1,05  OK

Interacción Flexión-Compresión

fm x

fm y



Fm adm x



Fm adm y

fVx FVadmx

 0.7414  1,05  OK

VERIFICACION DEFORMACIONES Se hace la verificación sólo para el eje fuerte. Para vigas con carga uniformemente distribuida la flecha máxima está dada por:



 adm

L 200



550

 2.75 cm  OK

200


Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

COLUMNA SOBRE PUENTE GRUA PERFIL:

HN 30x128


Altura total viga

H  30 cm


B  30 cm


e  2.2 cm


t  1.2 cm



Areat  163cm

Inercia en el eje X

I xx  27200 cm

Inercia en el eje Y

I yy  9900 cm


Wx  1820 cm

4

4

3

3

Radio de giro en Y

Wy  660 cm ix  12.9 cm i y  7.8 cm


ia  9.05 cm


it  2.2 cm


q P  128 Kg / m

Módulo resistente en Y Radio de giro en X

CARGAS ACTUANTES

M x  20055 Kg  m M y  547.43 Kg  m

ESTADO DE CARGA

Vx  326.71Kg V y  2477.8 Kg

N  10202 Kg

Fecha: 02/2005



50 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

D6  0.75  ( pp  Ni  sx  cp  pg  T1) TENSIONES ADMISIBLES A LA FLEXION Elementos no atiesados b b/e (b/e)c

Elementos atiesados

15 6.82 13.566

h h/e (h/e)c

No hay Pandeo Local

25.6 21.33 139.936

No hay Pandeo Local

La sección es compacta.

Lm  Lc

Pandeo Lateral-Torsional Lm (cm) 180 Cm 1 Ka 1 Kt 1 Lc alabeo 416.546 Lc torsion 856.737 LC (cm) 856.737 No existe Pandeo lateral-torsional

Fm adm x (Kg)

2110.8

Fm adm y (Kg) fmx (Kg) fmy (Kg)

2110.8 300 1.75 0.76 < 1.05  OK

fmx /Fm admx+fmy/Fm admy TENSIONES ADMISIBLES AL CORTE Acx (cm2)

30.72

Acy (cm2)

132.000

fVx (Kg) fVy (Kg)

10.635

FV admx (Kg) FV adm. (Kg)

1407.2

18.77

fVx /Fm admx fmy/Fm admy

1407.2

0.00756 < 1.05  OK 0.0133 < 1.05  OK

TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION

Qa  Qs  1  Q  1 Lx (m) Kx x

12.8 1 99.225

max e

F.S.

Ly (m) Ky

y 99.225 108.549 < 200  OK 1.914

1.8 1 23.077

Fecha: 02/2005



Fcrit (Kg) fc (Kg) fc/Fc VERIFICACION DE INTERACCION

Preparo: E.A.I

51 de 93

Aprobó: C. Belmar

1070.139 62.589 0.0585 < 1.05  OK

Interacción Flexión-Corte

fm x



Fm adm x

fm y



Fm adm y

fC Fadm

 0.5747  1,05  OK


fm x



Fm adm x

fm y



Fm adm y

fVx FVadmx

 0.6198 1,05  OK

VERIFICACION DEFORMACIONES Se hace la verificación sólo para el eje fuerte. Para vigas con carga uniformemente distribuida la flecha máxima está dada por:





adm

L



600

 3 cm  OK 200 200 real  admisible  OK


Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

52 de 93

Aprobó: C. Belmar

VIGA DE TECHO PERFIL:

HN 50X192


Altura total viga

H  50 cm


B  50 cm


e  1.6 cm


t  1.4 cm



Areat  226 cm

Inercia en el eje X

I xx  106000 cm

Inercia en el eje Y

I yy  3300 cm


Wx  4230 cm

4 3

3

Radio de giro en Y

Wy  1330 cm ix  21.6 cm i y  12.2 cm


ia  14 cm


it  1.6 cm


q P  192 Kg / m


4

CARGAS ACTUANTES

M x  81300 Kg  m M y  19.269 Kg  m

Vx  16060 Kg V y  5.72 Kg

N  1713.6 Kg



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

53 de 93

Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA

A7  ( pp  Ni  cp  pg  T1) TENSIONES ADMISIBLES A LA FLEXION Elementos no atiesados b b/e (b/e)c

Elementos atiesados

25 15.63 13.656

h h/e (h/e)c

No hay Pandeo Local



46.8 33.43 139.936

No hay Pandeo Local

Pandeo Lateral-Torsional Lm (cm) 662.87 Cm 1 Ka 1 Kt 1 Lc alabeo 644.381 Lc torsion 623.081 LC (cm) 644.381 Existe Pandeo lateral-torsiona, se debe reducir tensiones

Pandeo Lateral-Torsional a 47.35 t 414.29 FA mc (Kg) 2097.433 Ft mc (Kg) 1972.912 Fdiseño (Kg) 2097.433 A partir de esta carga de diseño se obtiene la interacción de flexión del mismo modo que para las otras secciones. Fm adm x (Kg)

2097.433

Fm adm y (Kg)

2097.433

fmx (Kg) fmy (Kg) fmx /Fm admx+fmy/Fm admy

1922.459 1.449 0.917 < 1.05 OK

TENSIONES ADMISIBLES AL CORTE Acx (cm2) Acy (cm2)

65.52 160

fVx (Kg) f (Kg)

245.116 0.04

FV admx

1407.2

fVx /Fm admx

0.174 OK

FV admy

1407.2

fmy/Fm admy

0.000025 OK

Vy

Fecha: 02/2005



54 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION

Qa  Qs  1 

Q1 26.51 1 122.731

Lx (m) Kx x

Ly (m) Ky

y

max e

122.731 111.977 < 200 OK 1.917 717.894 62.589

F.S. Fcrit (Kg) fc (Kg) fc/Fc

6.6287 1 54.334

0.0106 < 1.05 OK

VERIFICACION INTERACCION Interacción Flexión-Corte

fm x

fm y



Fm adm x



Fm adm y

fC Fadm

 0.9173 1,05  OK


fm x

fm y



Fm adm x



Fm adm y

fVx FVadmx

 0.9278 1,05  OK

VERIFICACION DEFORMACIONES Se hace la verificación sólo para el eje fuerte. Para vigas



 adm

L 200



663

 3.315 cm  OK

200


con carga uniformemente distribuida se tiene:

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

DIAGONAL VERTICAL Y CENTRAL PERFIL:

TL 12.5x36.7


Altura total viga

H  12.5 cm


B  25 cm


e  1.0 cm

Separación

d  0 cm

PROPIEDADES DE LA SECCION

Radio de giro en Y Peso propio de la columna

q P  36.7 Kg / m

Radio de giro en X

CARGAS ACTUANTES

2

Areat  46.7 cm ix  3.89 cm i y  5.29 cm


N  11475 Kg

55 de 93

Aprobó: C. Belmar

Fecha: 02/2005



56 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA

E2  0.75  ( pp  Ni  sz  cp  pg  L1) TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION Elementos no atiesados

Elementos no atiesados

b b/e (b/e)c

h h/e (h/e)c

11.50 11.50 13.656 No hay Pandeo Local



Qa  Qs  1 Lx (m) Kx x

4.609 1 118.503

max e


 Q 1 Ly (m) Ky

y 174.282 108.549 < 200  OK 1.917 356.016 245.717 0.6902 < 1.05  OK

9.2195 1 174.282

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

DIAGONAL TECHO PERFIL:

TL 15x44.5


Altura total viga

H  15 cm


B  30 cm


e  1.0 cm

Separación

d  0 cm



q P  44.5 Kg / m

Radio de giro en X

CARGAS ACTUANTES

2



N  4011.3 Kg

57 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

58 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA

E5  0.75  ( pp  Ni  sz  cp  pg  T1) TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION Elementos no atiesados


b b/e (b/e)c

h h/e (h/e)c

14 14 13.656 Hay Pandeo Local

14 14 13.656 Hay Pandeo Local

La sección es esbelta.

b Q  1.417  0.00051 F  09893 (Tabla 5 ICHA) 5  y s  e  Lx (m) Kx x

8.9409 1 190.232

max e


Ly (m) Ky

y 190.232 109.132 < 200  OK 1.917 298.817 70.746 0.23675 < 1.05  OK

 Q 1

4.4705 1 70.847

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

DIAGONAL VERTICAL K PERFIL:

TL 8x14.1


Altura total viga

H  8 cm


B  16 cm


e  0.6 cm

Separación

d  0 cm



q P  14.1 Kg / m

Radio de giro en X

CARGAS ACTUANTES

2

Areat  18 cm ix  2.49 cm i y  3.38 cm


N  6773.4 Kg

59 de 93

Aprobó: C. Belmar

Fecha: 02/2005



60 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA



b b/e (b/e)c

h h/e (h/e)c



La sección es compacta

Qs  1 Lx (m) Kx x

3.4986 1 140.506

max e



Q1 Ly (m) Ky

y 140.506

F.S.

108.549 < 200  OK 1.917

Fcrit (Kg) fc (Kg) fc/Fc

547.750 376.30 0.6869 < 1.05  OK

3.4986 1 103.509

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

PUNTAL VERTICAL Y DE TECHO PERFIL:

HN 15x25.52


Altura total viga

H  15 cm


B  15 cm


e  0.8 cm


t  0.6 cm



qP  25.52 Kg / m

Radio de giro en X

CARGAS ACTUANTES

2



N  4581.6 Kg

61 de 93

Aprobó: C. Belmar

Fecha: 02/2005



62 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

ESTADO DE CARGA


Elementos atiesados

b b/e (b/e)c

h h/e (h/e)c




Qs  Qa  1 Lx (m) Kx x

6 1 92.976

max e



Q1 Ly (m) Ky

y 161.249

F.S.

108.549 < 200  OK 1.917

Fcrit (Kg) fc (Kg) fc/Fc

415.89 140.886 0.3387 < 1.05  OK

6 1 161.249



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

RESUMEN DE DISEÑO



Columna

: HN 35x232



Columna spg

: HN 30x128



Viga de techo

: HN 50x192



Diagonal Vertical

: TL 12.5x36.7



Diagonal Central

: TL 12.5x36.7



Diagonal Techo

: TL 15x44.5



Diagonal K

: TL 8x14.1



Puntal Vertical

: HN 15x25.52



Puntal techo

: HN 15x25.52

63 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

64 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO DE PLACA BASE Y PERNOS DE ANCLAJE Consideraciones 

Las fuerzas de compresión en las alas de la columna deben distribuirse por medio de una placa al medio soportante tal que las tensiones de aplastamiento estén bajo los valores admisibles.



La unión o anclaje de la placa base a la fundación es importante en el análisis del marco transversal para determinar su rigidez y grado de empotramiento, evaluar las características momento-giro del anclaje en su totalidad, incluyendo su placa base, pernos de anclaje y la base de hormigón.

I. PARA COLUMNAS DE VIENTO DE NAVE INDUSTRIAL

Solicitaciones de la columna:

P  1577.52 Kg V  3931.25 Kg

Por lo tanto, La placa base está sometida a las cargas: Axial: P  1577.52 Kg Corte: V

 3931.25 Kg RV

Análisis de Esfuerzo Axial A) DATOS PERFIL:

HN 35x124

Altura total viga

H  35 cm


B  35 cm


e  1.8 cm


t  1cm

B) SUPUESTOS DE ANÁLISIS -

RH

Se asume que las columnas están cargadas en el centro. La carga axial P se distribuye uniformemente en un área A:

A  0.8  B  2  n  0.95  H  2  n)  bh

C) CÁLCULO DEL AREA DE LA PLACA Del Manual ICHA (Tabla 18-1) se obtienen dimensiones recomendadas:

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

65 de 93

Aprobó: C. Belmar

b  55 mm ; h  60 mm  A  b  h  3300 cm2 0.8  B  2  n  mm  n  13.5 mm 0.95  B  2  m  mm  m  13.375 mm

n

 m diseño óptimo

D) VERIFICACIÓN DE LA PRESIÓN DE CONTACTO La presión de contacto está dada por:

P

P



A

2

1577.52

 0.478 Kg / cm2

3300

A1  3300 cm  0.35  f

Utilizando la expresión: F C

' C

Donde:

A1

 0.7  f ' C

A

FC : capacidad de soporte o presión admisible entregado por el hormigón. A : Area de la placa base. A1 : Area del pedestal de hormigón. f ' : resistencia a la compresión del hormigón a 28 días. C

Usando un hormigón H-25 se tiene un

f '  174 kg / cm2 C

, y considerando que ambas áreas son iguales, se tiene

finalmente:

F  0.35  f '  60.9 Kg / cm2 C

C

2

Se debe verificar que:

P  FC  0.478 Kg / cm  60.9Kg / cm

2

 OK

E) CÁLCULO DEL ESPESOR DE LA PLACA REQUERIDO Se supone una placa con sección de ancho unitario y con altura e que debe resistir un momento flector por unidad de longitud M, el cuál se calcula mediante el análisis de las 2 posibles fallas en la placa: falla de borde y falla en el centro. i. Falla de borde Se usa un modelo de viga en voladizo de ancho unitario y altura e.

e



M 1 máx

món



M 1 máx

ii.

Falla de centro

1 12

P  m2

0.4B 0.95H

1577.522  42.758 Kg  cm / cm

2

Se usa un modelo con empotramiento a lo largo del alma, simple apoyo a través de las alas y libre en el otro extremo.

M 2 máx  2

1

66 de 93

Preparo: E.A.I

Aprobó: C. Belmar

P  n2

1  B t  n  13.519 cm  3 2 1  3.2   

donde:

Fecha: 02/2005





;



B t

 0.541 2H  2e

M 2 máx  43.68 Kg  cm / cm

Luego, el momento de diseño estará dado por:



M  máx M

Se debe cumplir que:

Fadm 

;M

1máx

2 máx

 43.68 kg  cm / cm

M w 2

w  e 6 2  0.75  FY  (acero A-572, FY  3518 Kg / cm )

Usando: módulo resistente a flexión: tensión admisible:

Fadm



e mín 

6M 0.75  FY

 0.32 cm

Análisis de Esfuerzo Cortante A) DATOS

 3931.25 kg

-

Columna rotulada soportando un corte de V

-

Se utilizarán 2 pernos de acero A42-23 cuya tensión admisible al corte es de

Fuerza de un perno:

R  i

V

.

F  0.4  F  920 Kg / cm 2 . V

Y

 1965.625 Kg

n

B) CÁLCULO DEL DIÁMETRO DE LOS PERNOS La resistencia al corte de cada perno es V1

 A  FV , siendo A el área de corte del perno, y se debe cumplir que: R V  R  A  i  2.137 cm2 1 i req FV

 Usar 2 pernos de  

3 / 4" cuya área es de cm2.



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

67 de 93

Aprobó: C. Belmar

C) VERIFICACIÓN DEL POSIBLE DESGARRAMIENTO DEL BORDE DEL PEDESTAL DE HORMIGÓN Usando un pedestal de hormigón

:

an

d

 50  183  50 mm  OK

2 La resistencia admisible al desgarramiento es: Para

V 1  (0.29  a  0.74) 

f '  174 Kg / cm 2 se tiene: C

V1  2622.2 Kg V1  Ri  OK

f C' 350



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

II. PARA COLUMNA EMPOTRADA NAVE INDUSTRIAL Antecedentes Generales

El momento M aplicado a la columna se puede expresar como una fuerza compresora PC aplicada a una distancia e del centro de columna. Si multiplicamos por el espesor de borde, en las cuales las tensiones están aplicadas, resulta una distribución de fuerza en el espesor de la columna. Esta fuerza es transferida a la placa base. Esta distribución asume que los bordes de la columna están directamente soldados a la placa base. En el caso de pernos de anclaje se tiene transmisión de esfuerzos a través de ellos para el caso

e 

h 6

A) METODOLOGÍA DE ANÁLISIS Supuesto: reacción R  T  PCestá aplicada al plano del ala y existe una distribución triangular de presiones.

B) DATOS Solicitaciones de la columna:

P  51618 Kg V  5455.3 Kg M  39500 Kg ex  0.77 cm

PERFIL HN35X232 (COLUMNA GALPÓN INDUSTRIAL)

Altura total viga

H  35 cm


B  35 cm


e  3.5 cm


t  1.8 cm

C) COMPRESIÓN MÁXIMA DEL HORMIGÓN

 F 0 V

como

R

,

1 2

R  T  PC , (3  u)  b  f c



fC 

2  (T  PC ) 3u b

 61.56 kg / cm

2

68 de 93

Aprobó: C. Belmar

f C  FC ,

Se debe cumplir

Fecha: 02/2005



donde

Preparo: E.A.I

69 de 93

Aprobó: C. Belmar

fC : tensión en compresión max. del hormigón FC : tensión admisible del hormigón

Tomando momento c/r al tercio central del triángulo de presiones, donde actúa la resultante R :

M  0.475  H  PC H  T  a  M  P  0.95 0  T   80833 kg  C  2  a  e a con a  H   50  38.25 mm ; u   19.13 mm 2 2  T  80833 Kg  R  132450.7 Kg

 M 0 ,

Tomando los valores que recomienda el Manual ICHA para las dimensiones b y h de la placa:

b  7.5 mm ; h  7.5 mm  A  b  h  5625cm2 y suponiendo

A  6400 cm2 se tiene: 1

F

 0.35  f

C



f 

'

A1

 0.7  f '  86.61 Kg / cm2

C 2  (TA PC )

3u b

C

Luego,

C

 61.56 Kg / cm2

f C  FC  OK

D) CÁLCULO DEL ESPESOR DE LA PLACA La sección crítica se encuentra en el ala comprimida, y se modela del siguiente modo: u

M  e

4 9

 fC u

2

;

6

Se debe cumplir que:

fC

w 

e2

Fadm 

M w 2

tensión admisible:

Fadm  0.75  FY  (acero A-572, FY  3518 Kg / cm ) 

e mín 

24  f C  u 2 9  0.75  F

 4.77 cm

Y

Se usará una placa de x x de e=48 mm

E) DISEÑO DE PERNOS DE ANCLAJE Se usarán pernos A490, que tienen una tensión admisible de tracción de:

f  0.6  F  1600Kg / cm 2 t

Y



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

El esfuerzo de tracción T debe ser asumido por los pernos. Así, cada perno tomará una carga de

T1  Areq  0.6FY  T A  50.52 cm2 req

Usando 3 pernos de diámetro  se tiene: A

TOTAL

 2"

 60.8 cm 2 ATOTAL  Areq  OK  Usar 3 pernos de  

El diámetro del agujero de la placa base es:

dh  d  c  63.5  0.5  64 mm =

Diseño gancho Para 

 2"

2" cuya área es de 20.27 cm2.

: b  200 mm e  3.2 mm gancho  330 mm tubo  3" t  175 mm

70 de 93

Aprobó: C. Belmar

T1 

T n

 26944.23



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

71 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO UNION VIGA-VIGA (Con doble clip apernado apernado) Puntal Techo HN 15x25.52 - Viga Techo HN 50x192 (Nave Industrial)

VIGA DE TECHO PERFIL:

HN 50x192

DIMENSIONES SECCION TIPO

Altura total viga Ancho total de alas de la viga Espesor de alas de viga Espesor de planchas del alma

H  50 cm B  50 cm e  1.6 cm t  1.4 cm

PUNTAL VERTICAL Y DE TECHO PERFIL:

HN 15x25.52



H  15 cm B  15 cm e  0.8 cm t  0.6 cm



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

Solicitación Fuerza de corte estimada en base a porcentaje de cálculo pre-establecido: Viga Ha : Va 

(%)  ta  (H a  2  ea )  0.4Fya  8485.416 Kg Viga Hb : Vb  (%)  tb  (H b  2  eb )  0.4Fyb  69149.808 Kg % de cálculo = 75 %

Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno

: Aplastamiento : A490

d p  34 ' ' Diámetro del agujero : d h  d p  c  3/ 4 1/16  2.06 cm 2 Tensión adm. del perno : F  1600 Kg / cm V 1 2 Fuerza adm. al corte : Va  2     d p  FV  9120.735 Kg 4 Espacio mínimo entre pernos: smin  3 d p  5.72 cm Espacio elegido entre pernos: s  6 cm Diámetro del perno

:

Número de Pernos: Criterio por resistencia de pernos:



N 1(min)

V

 0.9

Va

Criterio por aplastamiento alma de viga Ha :

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u V N   1.4 2(min) F p  ta  d p

Criterio por aplastamiento alma de viga Hb :

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u V N 3(min)   0.29 2  Fp  tb  d p

N (min)  maxN1(min) ; N 2(min) ; N 3(min)   1.4  Número elegido de pernos: N  2  Número mínimo de pernos:

72 de 93

Aprobó: C. Belmar

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

73 de 93

Aprobó: C. Belmar

Cálculo espesor de ángulo: Considerando un perfil ángulo ICHA de 100x100x10 mm tenemos las siguientes dimensiones Ancho total de ala

ba  8cm

Ancho total de ala

bb  8cm

t

bb

t  0.8cm

Espesor de ala

ba g

g  4.5cm

Gramil

Distancia al borde libre mínima:

LVa min  1.5  d p  2.86 cm

Distancia al borde libre elegida:

LVa  3 cm

Largo del ángulo:

La(max)  Ha  2  ea  13.4 cm La(min)  0.5  La(max)  6.7 cm La  (N 1)  s  2  LVa  12 cm La(min)  La  La(max)  cm  OK Criterio fluencia en sección bruta:

t1(min) 

0.5V

0.4  Fy  La

 0.251 cm

Criterio corte en sección neta:

t 2(min) 

0.5 V

0.3 Fu  (La  N  dh )

 0.393 cm

Criterio por falla de bloque de cizalle en la viga Ha:

t

3(min)



0.5 V

0.3LVa  (N 1)(s  d h)  0.5  d h 0.5 (b a  g)  d h/ 2Fu

 0.309 cm


t

4(min)



0.5 V

0.3LVa  (N 1)(s  d h)  0.5  d h 0.5 (b b  g)  d h/ 2Fu

Criterio por aplastamiento:

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u 0.5 V t   0.203 cm 5(min) Fp  d p  N

t (min)  maxt1(min) ;t 2(min) ;t 3(min)   0.393 cm  Espesor elegido de ángulos: t  0.8 cm  Espesor mínimo de ángulos:

 0.309 cm



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

74 de 93

Aprobó: C. Belmar

Requerimientos AISC:

6 mm  t p  16 mm  OK Para distancia al borde : L  min12  t ;152 mm 9.6 cm

Para el espesor

:

Va max

p

 OK



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

75 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO UNION VIGA-COLUMNA (Con doble clip apernado apernado) Puntal Vertical HN 15x25.52 - Columna HN 35x232 (Nave Industrial)

PUNTAL VERTICAL HN 15x25.52

PERFIL:

DIMENSIONES SECCION TIPO Altura total viga Ancho total de alas de la viga Espesor de alas de viga Espesor de planchas del alma

H  15 cm B  15cm e  0.8cm t  0.6 cm

COLUMNA PERFIL:

HN 35X232



H  35 cm B  35cm e  3.5 cm t  1.8cm

Solicitación Fuerza de corte estimada en base a porcentaje de cálculo pre-establecido:

Va  (%)  ta  (H a  2  ea )  0.4Fya  8485.416 Kg Viga Hb : Vb  (%)  tb  (H b  2  eb )  0.4Fyb  53192.16 Kg Viga Ha :

% de cálculo = 75 %

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

76 de 93

Aprobó: C. Belmar

Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno

: Aplastamiento : A490

d p  34 ' ' Diámetro del agujero : d h  d p  c  3/ 4 1/16  2.06 cm 2 Tensión adm. del perno : F  1600 Kg / cm V 1 2 Fuerza adm. al corte : Va  2     d p  FV  9120.735 Kg 4 Espacio mínimo entre pernos: smin  3 d p  5.72 cm Espacio elegido entre pernos: s  7 cm Diámetro del perno

:

Número de Pernos: Criterio por resistencia de pernos:

V



N 1(min)

 0.9

2 Va

Criterio por aplastamiento alma de viga :

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u V N   1.4 2(min) F p  ta  d p

Criterio por aplastamiento alma de columna :

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u V N 3(min)   0.23 2  Fp  tb  d p

N (min)  maxN 1(min) ; N 2(min) ; N 3(min)   1.4  Número elegido de pernos: N  2  Número mínimo de pernos:

Cálculo espesor de ángulo: Considerando un perfil ángulo ICHA de 100x100x10 mm tenemos las siguientes dimensiones Ancho total de ala

ba  8cm

Ancho total de ala

bb  8cm

t

Espesor de ala Gramil

bb

t  0.8 cm g  4.5cm

ba g

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

Distancia al borde libre mínima:

LVa min  1.5  d p  2.86 cm

Distancia al borde libre elegida:

LVa  3 cm

77 de 93

Aprobó: C. Belmar

Largo del ángulo:

La(max)  H a  2  ea  13.4 cm La(min)  0.5  La(max)  6.7 cm La  (N 1)  s  2  LVa  13 cm La(min)  La  La (max)

 OK

Criterio fluencia en sección bruta:

t1(min) 

0.5 V

0.4  Fy  La

 0.237 cm

Criterio corte en sección neta:

t 2(min) 

0.5V

0.3 Fu  (La  N  d h )

 0.360 cm


t

3(min)



0.5 V

0.3LVa  (N 1)(s  d h)  0.5  d h 0.5 (b a  g)  d h/ 2Fu

 0.284 cm


t

4(min)



0.5 V

0.3LVa  (N 1)(s  d h)  0.5  d h 0.5 (b b  g)  d h/ 2Fu

 0.284 cm

Criterio por aplastamiento:

F  1.2  F  5487.6Kg / cm2 p

t 5(min) 

u

0.5V  cm Fp  d p  N

t (min)  maxt1(min) ;t 2(min) ;t 3(min)   0.349cm  Espesor elegido de ángulos: t  0.8 cm  Espesor mínimo de ángulos:

Requerimientos AISC: Para el espesor

:

Para distancia al borde

:

6 mm  t p  16 mm  OK L  min12  t ;152 mm 9.6 cm Va max

p

 OK

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

78 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO CONEXION DE DIAGONAL APERNADA Diagonal TL 12.5x36.7 (Nave Industrial) DIAGONAL VERTICAL TL 12.5x36.7

PERFIL:


H  12.5 cm B  25 cm e  1.0 cm d  0 cm

Altura total viga Ancho total de alas de la viga Espesor de alas de viga Separación


2

Radio de giro en Y



q P  36.7 Kg / m

Area de la sección total Radio de giro en X

Cargas de Diseño

T  0.75 0.6  f y  Ag  73930.77 Kg Cálculo número de pernos ESPACIAMIENTO ENTRE PERNOS:

smin  3 d p  7.62 cm



s  8 cm

Lvamin  1.5  d p  3.81 cm



Lva  3.9cm

NÚMERO DE PERNOS

N  1

T

2 Va

(cizalle doble)



N  4.56 1

Nota: En el caso de perfiles XL se considera cizalle simple



N 6



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

79 de 93

Aprobó: C. Belmar

Verificación gusset Aplastamiento del gusset:

fp 

T

eg  N  d p

 4851.10 Kg / cm2

Fp  1.2  Fu  5487.6 Kg / cm

2

f p  Fp

 OK

Nota: En el caso de perfiles XL se debe verificar Tracción y desgarramiento del gusset

Ta  T

Tdesg  2  0.3 Fu  eg (N 1)  s  LVa  (N  0.5)  dh  0.5  Fu  eg  (St  dh ) Ta  Tdesg Verificación perfil diagonal Aplastamiento del perfil:

fp 

T

2e N d p

 4851.1 Kg / cm2

Fp  1.2  Fu  5487.6 Kg / cm

2

f p  Fp

 OK

TRACCIÓN Y DESGARRAMIENTO DEL PERFIL:

Ta 

T

 36965.385 Kg 2 Tdesg  0.3  Fu  e N 1 s  LVa  N  0.5 dh  0.5  Fu  e b  g  0.5  dh  67419.74Kg Ta  Tdesg

 OK

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

80 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO EMPALME DE COLUMNA (Cizalle doble, con 2 corridas de pernos en alas) Columna HN 35x232 (Nave Industrial) COLUMNA PERFIL:

HN 35x232

DIMENSIONES SECCION TIPO Y DE LA SECCION DE APOYO Altura total viga

H  35 cm


B  35 cm


e  3.5 cm


t  1.8 cm

PROPIEDADES DE LA SECCION Area de la sección total

Areat  295 cm

Inercia en el eje X

I xx  64300 cm

Inercia en el eje Y

I yy  25000 cm


Wx  3680 cm

4 4

3

3

Radio de giro en Y

Wx  1430 cm ix  14.8 cm i y  9.2 cm


ia  10.9 cm


it  3.5 cm


qP  232 Kg / m


Propiedades de acero Tensión de fluencia (kg/cm2): 2

2

Tensión de rotura (kg/cm ) :

F  3518 kg / cm2 y

F  4573 kg / cm2 u

Solicitación Carga de tracción sobre las alas

:

Tala  0.6  Fy  B  e  258573 kg



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

Carga de corte sobre el alma

:

V  0.4  Fy  (H  2e)  t  70922.88 kg

Carga de tracción sobre el alma

:

Talma  0.6  Fy  (H  2e)  t  106384.32 kg

CONEXIÓN DE PLANCHAS CONECTADAS A LAS ALAS Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno

: Aplastamiento : A490 (hilo incluido en el plano de corte)

Diámetro del perno

:d

Diámetro del agujero

:

p

 1 1 8" '

Espacio mínimo entre pernos

d h  d p  c  3.016 cm 2 : F  1600 Kg / cm V 1 2 : Va     d p  FV  10260.83 Kg 4 : smin  3 d p  8.58 cm

Distancia mínima al borde

:

Lva mín  1.5  dp  4.286 cm

Espacio elegido entre pernos

:

s  8.6 cm

Tensión adm. del perno Fuerza adm. al corte

Número de Pernos en alas:

81 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

Criterio por resistencia de pernos:

N1 

Tala

2 Va

 12.6 pernos

Criterio por aplastamiento del ala:

F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u Tala N2   4.71 pernos F p e  d p

N ala mín  maxN1 ; N 2   12.6  Número elegido de pernos: N  14 pernos  Número mínimo de pernos en alas:

Cálculo espesor de plancha superior: bps  30 cm ; bps  15 cm bps  B  OK Area neta An   mínAn ; An   mín(b  2dh);0.85  b  23.97 cm 1 2 ps ps e Criterio de fractura en sección neta:

ep1  0.5 Tala /(0.5  Fu  An)  2.36 cm Criterio fluencia en sección bruta:

e p 2  0.5 Tala /(0.6  Fy  bps )  2.04 cm Criterio de aplastamiento:

ep3  0.5 Tala /(Nala  dp 1.2  Fu )  0.59 cm e ps (mín)  maxe p1 ;e2 ;e3   2.36 cm  Espesor elegido de plancha : e  2.4 cm  Espesor mínimo de plancha:

Cálculo espesor de plancha inferior: An 

Area neta

 mínAn ; An   mín(b  dh);0.85 b

e

1

2

ps

Criterio de fractura en sección neta:

ei1  0.25 Tala /(0.5  Fu  An)  2.36 cm Criterio fluencia en sección bruta:

ei 2  0.25 Tala /(0.6  Fy  bps )  2.04 cm Criterio de aplastamiento:

ei3  0.25Tala /(Nala  dp 1.2  Fu )  0.59 cm

 11.98cm

ps

82 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

83 de 93

Aprobó: C. Belmar

ei (mín )  maxei1 ;ei 2 ;ei3   2.36 cm  Espesor elegido de plancha : e  2.4 cm  Espesor mínimo de plancha:

Verificación de desgarramiento en ala:   dh   N  N    Rd  2  0.3 L   ala  1  S   ala  0.5  dh  2  0.5  L   e  F  461922.7 kg  V2   1 1 u  Va  2 2 2            Tala  258573 kg Como Tala  Rd1  OK  El número de pernos y distancia es satisfactorio Verificación de desgarramiento en plancha exterior:    N  N   Rd  2  0.3 L   ala 1  S   ala  0.5  dh  0.5  S  dh  e  F   p u 2 1 4  Va   2   2      Rd2  461922.73 kg ; Tala  258573 kg Como Tala  Rd2  OK  El número de pernos y distancia es satisfactorio



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

84 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

CONEXIÓN DE PLANCHAS CONECTADAS AL ALMA Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno


Diámetro del perno

:d


:

p

 1 1 8" '



Espacio a usar

: s2


Espacio a usar Distancia mínima al borde

 9.3cm : s2  9.8cm : Lva mín  1.5  dp  4.286 cm

Número de Pernos en alma: Criterio por resistencia de pernos:

N1 

Talma

2 V a

 5.18 pernos


F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u Talma N2   3.77 pernos F p t  d p

N ala mín  maxN1 ; N 2   5.18 pernos  Número elegido de pernos: N  6 pernos  Número elegido de filas: N filas  3 filas  Número mínimo de pernos en alas:

Verificación de aplastamiento en planchas del alma: Espesor de la plancha del alma :

fp 

Talma 2  et  N alma  dp

et  1 cm

 3102.49 kg / cm2 Como:

f  1.2  F  5487.6 kg / cm2  OK p

u

 Las planchas resisten el aplastamiento

85 de 93

Aprobó: C. Belmar

Verificación de desgarramiento en alma:  Rd  2  0.3 L  N 1 S  N



3

 

Fecha: 02/2005



Va

filas

Preparo: E.A.I

86 de 93

Aprobó: C. Belmar

 N N 1 dh  0.5  alma 1  S   alma 1  dh  t  F      3 filas 2 u N  N    filas   filas  Rd3  106590.5 kg ; Talma  106384.3 kg Como Tala  Rd2  OK



 El número de pernos y distancia es satisfactorio Verificación de desgarramiento en planchas conectadas al alma:  N N  Rd  2  0.3 L  N 1 S  N  0.5 dh  0.5   alma 1  S   alma 1  dh  e  F       t u 4 Va filas 3 filas 2 N  N    filas filas     Rd4  59216.92 kg ; Talma / 2  53192.16 kg Como Tala / 2  Rd2  OK  El número de pernos y distancia es satisfactorio





Verificación de excentricidad del grupo de pernos: C : coeficiente adimensional que reduce la resistencia de un grupo de pernos bajo cargas excéntricas. Se obtiene de tablas XI a XVIII de Manual AISC, ASD.

c1  c2  c3  

V 2 V a

 3.456 V

dp  t 1.2  Fu V

 2.513

2  dp  e p 1.2  Fu

 2.261

C(req)  maxc1 ;c2 ;c3   3.456 

C

Como

C  C(req)  OK

Cantidad de pernos es satisfactoria

Fecha: 02/2005



Preparo: E.A.I

87 de 93

Aprobó: C. Belmar

DISEÑO EMPALME DE VIGA (Cizalle doble, con 2 corridas de pernos en alas) Viga IN 30x62.9 (Nave Oficinas) VIGA DE TECHO PERFIL:

IN 30x62.9

DIMENSIONES SECCION TIPO Y DE LA SECCION DE APOYO Altura total viga

H  30 cm


B  20 cm


e  1.8 cm


t  0.6 cm

PROPIEDADES DE LA SECCION Area de la sección total

Areat  87.8cm

Inercia en el eje X

I xx  15300 cm

Inercia en el eje Y

I yy  2400cm


Wx  1020cm

2

4

4

3

3

Radio de giro en Y

Wy  240 cm ix  13.2 cm i y  5.23


ia  5.95cm


it  1.20 cm


qP  62.9 Kg / m


Propiedades de acero Tensión de fluencia (kg/cm2):

F  3518 kg / cm2

Tensión de rotura (kg/cm2) :

F  4573 kg / cm2

y

u

Solicitación  0.6  Fy Wx /(H  e)  68749.65 kg

Carga de tracción sobre las alas

: Tala

Carga de corte sobre el alma

:

V  0.4  Fy  (H  2e)  t  22627.78 kg

Carga de tracción sobre el alma

:

Talma : no se considera



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

CONEXIÓN DE PLANCHAS CONECTADAS A LAS ALAS Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno


Diámetro del perno

:


:

d p  3 4" '




:

Lva mín  1.5  dp  2.858 cm


:

s  6 cm


Número de Pernos en alas: Criterio por resistencia de pernos:

88 de 93

Aprobó: C. Belmar



N1 

Tala 2 Va

Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

 7.54 pernos


F  1.2  F  5487.6 Kg / cm2 p u Tala N2   4.11 pernos F p e  d p

N ala mín  maxN1 ; N 2   7.54  Número elegido de pernos: N  8 pernos  Número mínimo de pernos en alas:

Cálculo espesor de plancha superior: bps  15 cm ; bps  7.5cm bps  B  OK An 

Area neta

 mínAn ; An 1

e

  mín(b ps  2dh);0.85  b ps 10.87 cm

2


ep1  0.5 Tala /(0.5  Fu  An)  1.38 cm Criterio fluencia en sección bruta:

ep 2  0.5 Tala /(0.6  Fy  bps )  1.09 cm Criterio de aplastamiento:

ep3  0.5 Tala /(Nala  dp 1.2  Fu )  0.41 cm e ps ( mín)  maxe p1 ;e2 ;e3   1.38 cm  Espesor elegido de plancha : e  1.4 cm  Espesor mínimo de plancha:

Cálculo espesor de plancha inferior:

An 

Area neta

 mínAn ; An

e

1

  mín(b ps  dh);0.85  b ps  5.44 cm

2


ei1  0.25 Tala /(0.5  Fu  An)  1.38 cm Criterio fluencia en sección bruta:

ei 2  0.25 Tala /(0.6  Fy  bps )  1.09 cm Criterio de aplastamiento:

ei3  0.25Tala /(Nala  dp 1.2  Fu )  0.41 cm

89 de 93

Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

90 de 93

Aprobó: C. Belmar

ei (mín )  maxei1 ;ei 2 ;ei3   1.38 cm  Espesor elegido de plancha : e  1.4 cm  Espesor mínimo de plancha:

Verificación de desgarramiento en ala:   dh   N  N    Rd  2  0.3 L   ala  1  S   ala  0.5  dh  2  0.5  L   e  F  461922.7 kg  V2   1 1 u  Va  2 2 2            Tala  258573 kg Como Tala  Rd1  OK  El número de pernos y distancia es satisfactorio Verificación de desgarramiento en plancha exterior:    N  N   Rd  2  0.3 L   ala  1  S   ala  0.5  dh  0.5  S  dh  e  F  320039.58 kg   p u 2 1 4  Va   2   2      Tala  258573 kg Como Tala  Rd2  OK  El número de pernos y distancia es satisfactorio



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

CONEXIÓN DE PLANCHAS CONECTADAS AL ALMA Cálculo del Número de Pernos Datos: Tipo de unión Tipo de perno


Diámetro del perno

:


:

d p  3 4" '




:


Lva mín  1.5  dp  2.858 cm : s  6 cm


Número de Pernos en alma: Criterio por resistencia de pernos:

N1 

V

2 Va

 2.48 pernos


F  1.2  F  Kg / cm2 p u V N2   3.61 pernos F p t  d p

N ala mín  maxN1 ; N 2   3.61 pernos  Número elegido de pernos: N  4 pernos  Número elegido de filas: N filas  2 filas  Número mínimo de pernos en alas:

Verificación de aplastamiento en planchas del alma: Espesor de la plancha del alma :

fp 

et  0.6 cm

V  2474.6 kg / cm2 2  et  N alma  dp 2 Si: f  1.2  F  5487.6 kg / cm  OK p

u

 Las planchas resisten el aplastamiento

Verificación de excentricidad del grupo de pernos:

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Aprobó: C. Belmar



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

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Aprobó: C. Belmar

C : coeficiente adimensional que reduce la resistencia de un grupo de pernos bajo cargas excéntricas. Se obtiene de tablas XI a XVIII de Manual AISC, ASD.

c1  c2  c3  

V 2 V a

 3.456 V

dp  t 1.2  Fu V

 2.513

2  dp  e p 1.2  Fu

 2.261

C(req)  maxc1 ;c 2 ;c3   3.456 

C

Como

C  C(req)  OK

Cantidad de pernos es satisfactoria



Fecha: 02/2005

Preparo: E.A.I

93 de 93

Aprobó: C. Belmar

BIBLIOGRAFÍA 1.-

Apuntes Estructuras Metálicas, Ubb.

2.-

Apuntes Diseño de Estructuras Metálicas, Udec.

3.-

Norma Chilena de Construcción de Acero para Edificios NCh 427 cR76.

4.-

Norma de Viento NCh. 432 of. 71 (Cálculo de la acción del viento sobre las construcciones).

5.-

Norma de Sobrecarga permanente y Sobrecarga de Uso NCh 1537 of 86.

6.-

Diseño Sísmico de estructuras e instalaciones industriales NCh 2369-2002.

8.-

AISC Manual of American Institute of Steel construction.

9.-

ASTM American Society for Testing Materials.

10.-

AWS American Welding Society.

11.-

ICHA, Manual de Diseño para Estructuras de Acero, Instituto Chileno del Acero 1976.

12.-

Manual de Diseño Placas Colaborantes PV6, ARMCO INSTAPANEL

Resumen Metalica ubb

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