Mc Bodegas Los Libertadores Va

PROYECTO CLCULO ESTRUCTURAL

REVISION BODEGAS CONDOMINIO LOS LIBERTADORES

MEMORIA DE CLCULO REV A (consulta cliente)

NOVIEMBRE 2012

ING. CALCULISTAS: LUIS BELMAR FLORES JAIME RODRIGUEZ BELMAR

Santiago

REVISION BODEGAS CONDOMINIO LOS LIBERTADORES REV A 1 31

INDICE

1.- INTRODUCCION 2.- OBJETIVOS Y ALCANCES 3.- MODELAMIENTO 4.- RESULTADOS 5.- CONCLUSIONES


1. INTRODUCCIN

Producto del terremoto de febrero del 2010, se generaron diversos daos en distintas estructuras

ubicadas en la zona central del pas. Producto de importante evento ssmico, se efectuaron un gran

nmero de revisiones estructurales, las cuales permitieron determinar cules fueron las principales

causales del colapso de las estructuras.


2. OBJETIVOS Y ALCANCES

La presente memoria de clculo tiene como objetivo la verificacin de los elemntos principales que

conforman la estructura Bodegas Condominio Los Libertadores, mediante el software SAP2000.

Para lograr el objetivo planteado se desarrolla el siguiente alcance:

Estudio de planos de referencia.

Definicin de Normas aplicables.

Definicin de sector a modelar y tipo de modelo a desarrollar.

Definicin de Materiales y cargas.

Modelamiento Fsico de la estructura.

Modelamiento de cargas.

Clculo de factor de Utilizacin mediante utilidad del software de anlisis.


3. MODELAMIENTO

3.1 Edificio

En la presente memoria se analizan los elementos estructurales de la nave principal, los cuales se

encuentran dispuestos en el siguiente ordenamiento por ejes:

Ancho del edificio es de 126 m determinado por ejes 10, 11, 12, 13, 14, 15 y 16, con un largo de 66 m

determinado por ejes A, B, C, D y E.

3.2 Planos de referencia

Los antecedentes utilizados para la modelacin de la estructura principal, han sido extrados de los

planos del proyecto Bodega Condominio Los Libertadores" codigo 08-49, de Canales, Perreta y

Asociados, de Agosto del 2008:

Estos son:

PE-04 PE-05

3.3 Materiales y propiedades

Acero Refuerzo

A63-42T Tensin de fluencia 4.200 Kg/ cm2

Tensin de ruptura 6.300 Kg/cm2

Modulo de Young 2.100.000 Kg/ cm2

Hormigon

H35 f'c 350 Kg/ cm2

3.4 Normas aplicables

NCh 2369 of. 03 Diseo ssmico de estructuras e instalaciones industriales.,INN.

NCh 1537 of. 86 Diseo estructural de edificios. Cargas permanentes y sobrecargas de

uso.,INN.

NCh 432 of. 71 Calculo de la accin del viento sobre las construcciones.,INN.

ACI 318-05 "Cdigo de diseo de hormign armado", American Concrete Institute.


NCh 430 of. 08 Hormign armado, requisitos de diseo y clculo, INN.

3.5 Solicitaciones consideradas.

3.5.1 Peso Propio: Se considera el peso propio de la estructura modelada, adems de todos aquellos

elementos, estructurales o no, que actan en forma permanente sobre la estructura.

Cargas permanentes:

Peso propio estructura

Peso propio cubiertas techo

Peso propio costaneras

Los pesos considerados para los diferentes materiales son:

Acero 7.850 Kg /m3

Hormign Armado 2.500 Kg /m3

Cubierta E-Kover 15 Kg /m2

Cubierta lateral 350 Kg /m2

Costaneras Hormigon 180 Kg/m2

3.5.2 Sobrecarga de Techo: De acuerdo con NCh 1537 la sobrecarga de techo es de 100 Kg/m2, la que

se reduce por rea tributaria y pendiente, mediante los siguientes factores:

CA = 1 para A 20 m2 CA = 1 - 0.008A para 20 m2 A 50 m2; y CA = 0.6 para A 50 m2 C = 1 2.33tg() aplicable cuando tg() 0.3

Efectuando una evaluacin para los distintos tramos de la estructura, se tiene:

Todos los tramos tienen similar rea, A = 21 x 16.5 = 346 m2 y tg() = 0.04 por lo tanto CAC = 0.6x0.9= 0.544, luego se considera CAC =0.544 y la sobrecarga de techo a considerar es de 54,4


kg/m2.

3.5.3 Viento: Se ocupa la presin bsica de viento indicada en el CD7, resultando el siguiente perfil de

Presiones:

Fuente: NCh 1537 , seccin 6.4, Vientos de Chuquicmata.

Factor de forma C, segn NCh 432, para una estructura cerrada:

3.5.4 Sismo: Se realiza un anlisis ssmico esttico, considerando el coeficiente mximo entregado por

la norma NCh 2369, en la cual se define el corte ssmico basal como:

Q = Cmax I Psis.

Altura sobre el nivel del suelo (m)

Presin bsica del viento (Kg/m2)

0 70 4 70 7 95 10 106 15 118 20 126 30 137 40 145


Coeficiente ssmico segn NCh 2369:

Coeficiente de importancia C2 I = 1

NCh 2369 of 2003 (4.3.2)

Zona ssmica Zona 2

Aceleracin efectiva mxima, A0 = 0,3g

NCh 2369 of 2003 (Tabla 5.2)

Parametros relativos al tipo de suelo de fundacin, T = 0,62 s

NCh 2369 of 2003 (Tabla 5.3 y 5.4) n = 1,8

Tipo 3

Periodo fundamental de vibracin T*

Factor de modificacin de la respuesta, R = 5

NCh 2369 of 2003 (Tabla 5.6)

Razon de amortiguamiento, = 0,03 Estructura prefabricada union humeda

Valor mximo del coeficiente ssmico, Cmax = 0,173

NCh 2369 of 2003 (Tabla 5.7)

Evaluando para 0.68 < T < 3 C < Cmax = 0,173

Para T < 0,68 C > Cmax

I*C=0.173

4,0

*0 05,0*'*

**75,2

n

TT

RgAC


En consecuencia se utilizar este coeficiente, quedando el corte basal ssmico como Q = 0.173 Psis.

3.6 Geometra de la estructura

Dimensiones generales


3.7 Modelamiento Fsico

3.7.1 Consideraciones de modelacin

El modelo de la estructura se realiza mediante el programa de anlisis SAP2000, utilizando elementos

uniaxiales, y respetando la geometra mostrada en planos.

Se ha determinado utilizar para la modelacin del edificio, la totalidad de la estructura, desde eje A

hasta el E en el sentido longitudinal, y desde el eje 10 hasta el 16 en sentido transversal.

En la modelacin de la estructura se hacen las siguientes consideraciones:

Los apoyos de las columnas sobre las zapatas, por no considerar la continuidad de la armadura de la

columna hacia la zapata, se considera como un apoyo simple; para considerar el efecto de la forma de

la fundacin sobre la columna, se considera un apoyo lateral sobre la columna a 1 metro del apoyo

basal. Producto de la disposicin de la armadura sealada en planos, el apoyo de la columna en la

zapata, no se puede considerar como empotramiento.


3.7.2 Modelo propiamente tal.

Realizado el modelo de la estructura, se tiene lo siguiente:

Nmero de nodos: 141

Nmero de elementos: 129

Isomtrico modelo. Modelo con elementos con su geometra real.

Isomtrico modelo. Modelo con elementos rotulados en sus extremos (solo arriostramientos).


3.8 Cargas aplicadas

3.8.1 Peso Propio (PP)

El peso propio de la estructura principal se incorpora automticamente por el programa de anlisis.

El peso propio de cubierta y costaneras se aplica en forma distribuida en los elementos principales, y

corresponden a los siguientes valores:

Elemento Tipo Peso un Costanera Hormigon 180 Kg/mCubierta EKover 15 Kg/m2

Techo

Ejes AnchoTributario

Cost. Cost. CubiertaArea

Cubierta Longitud Cost. Cubierta

Vigas [m] [un] [Kg] [m2] [Kg] [m] [Kg/m] [Kg/m]AE 8.25 8 11880 173 2599 21 566 124BCD 16.5 8 23760 347 5198 21 1131 248

Isomtrico modelo. Carga de Cubierta.


Isomtrico modelo. Carga de Costaneras.

3.8.2 Sobrecarga de Techo (SC techo)

Sobrecarga techo general 54,4 [Kg/m2]

EJEAncho

Tributario SobrecargadetechoAE [m] [Kg/m]AE 8.25 449BCD 16.5 897


Isomtrico modelo. Sobre carga de techo.

3.8.3 Viento (V+X, V+Y)

Viento +X, Techumbre:

Ejes AnchoTributario

q Angulo V+X VX

AE [m] [Kg/m2] [] [Kg/m] [Kg/m]Tramo1 8.25 104 2.3 302 343BCD Tramo1 16.50 104 2.3 604 686

Viento +X, Lateral:

Ejes AltoTributario

q V+X

[m] [Kg/m2] [Kg/m]10 4.5 102 36716 4.5 102 184


Isomtrico modelo. Viento en +X.

Viento +Y, Lateral.

Ejes AltoTributario

q V+Y

[m] [Kg/m2] [Kg/m]E 4.5 102 367A 4.5 102 184


Isomtrico modelo. Viento en +Y.

3.8.4 Sismo (SX, SY, SZ)

El programa de anlisis SAP2000 calcula automticamente las masas, a partir de los pesos y cargas que

se definen como asociadas al peso ssmico. Entregando el coeficiente ssmico mximo y la direccin de

anlisis, el programa aplica este coeficiente a las masas y obteniendo as los esfuerzos ssmicos para

cada elemento.

3.9 Combinaciones de cargas

Las combinaciones de cargas se construyen a partir de los estados bsicos de carga definidos

previamente, que son:

PP Peso propio de estructura (modelada y no modelada), terminaciones, etc. SC t Sobrecarga de techo V Viento S Sismo +x Sentido transversal +y Sentido longitudinal


Las combinaciones para la verificacin de elementos en rotura o LRFD son:

LRFD PP SC t V +x V +y S +x S +y

LRFD1 V+X 1.2 1.6 0.8 LRFD1 V+Y 1.2 1.6 0.8 LRFD2 V+X 1.2 0.5 1.6 LRFD2 V+Y 1.2 0.5 1.6 LRFD3 V+X 0.9 1.6 LRFD3 V+Y 0.9 1.6 LRFD4 S+X 1.2 1.4 LRFD4 S+Y 1.2 1.4 LRFD5 S+X 0.9 1.4 LRFD5 S+Y 0.9 1.4


4. RESULTADOS

Los resultados del modelo indican que los elementos que presentan menor refuerzo de acero que el

requerido son las vigas y los puntales. A continuacin se presenta el clculo detallado de cada uno de

los elementos componentes de la estrucutura, se excluye el anlisis de los arriostramientos por no tener

toda la informacin necesaria.

4.1 Clculo del refuerzo en vigas.

El momento mximo obtenido en el modelo es de -146 tm (momento que requiere refuerzo superior en

el elemento) en el extremo de la viga, y de +70 tm (momento que requiere refuerzo inferior en el

elemento) en la parte central del elemento.

Clculo armadura a flexin VIGAParmetrosHormigon f'c = 350 Kg/cm2Acero fy = 4200 Kg/cm2Altura viga d = 102 cmAncho viga b = 40 cm

Acero max Asmax = 109.3 cm2Acero min Asmin = 14.5 cm2Limite inferior Asmin Asmin > 13.6 cm2Momento ultimo Mu = 146.0 t-mAcero requerido As = 40.7 cm2

Considerando que la cantidad de acero requerido es considerablemente menor que el limite inferiorse considerara el limite inferior como la cantidad de acero requerida aumentada en un tercio.

Limite inferior Asmin Asmin = 54.2 cm2

Refuerzo superior, extremo vigas

Luego, la cantidad mnima de refuerzo de acero a colocar en la parte superior y extremos de la viga

debe ser de 54.2 cm2, la cantidad sealada en planos es de 9.8 cm2.


Clculo armadura a flexin VIGAParmetrosHormigon f'c = 350 Kg/cm2Acero fy = 4200 Kg/cm2Altura viga d = 102 cmAncho viga b = 40 cm




Refuerzo inferior, centro vigas

Luego, la cantidad mnima de refuerzo de acero a colocar en la parte inferior y central de la viga debe

ser de 25 cm2, no aparece en planos la cantidad de acero utilizado.

4.2 Clculo del refuerzo en puntales.

El momento mximo obtenido en el modelo es de -64 tm (momento que requiere refuerzo superior en

el elemento) en el extremo del puntal, y de +33 tm (momento que requiere refuerzo inferior en el

elemento) en la parte central del elemento.


Clculo armadura a flexin PUNTALParmetrosHormigon f'c = 350 Kg/cm2Acero fy = 4200 Kg/cm2Altura viga d = 102 cmAncho viga b = 40 cm




Refuerzo superior, extremo PUNTAL

Luego, la cantidad mnima de refuerzo de acero a colocar en la parte superior y extremos del puntal

debe ser de 22.8 cm2, la cantidad sealada en planos es de 10.2 cm2.

Clculo armadura a flexin PUNTALParmetrosHormigon f'c = 350 Kg/cm2Acero fy = 4200 Kg/cm2Altura viga d = 102 cmAncho viga b = 40 cm




Refuerzo inferior, extremo PUNTAL

Luego, la cantidad mnima de refuerzo de acero a colocar en la parte inferior y central del puntal debe


ser de 11.6 cm2, no aparece en planos la cantidad de acero utilizado.

4.3 Verificacin del refuerzo en columnas.

COLUMNA PA (ELEMENTO N34) DE 0,00 M. A 4,75 M. CAPACIDAD A FLEXOCOMPRESIN

ANCHO (b) 70 (cm) As= 36.95 (cm2)ALTO (h) 70 (cm) As1= 9.82 (cm2)RECUBRIMIENTO (r) 3 (cm) As2= 12.32 (cm2)f'c 350 (Kg/cm2) As3= 9.82 (cm2)fy 4200 (Kg/cm2) As= 36.95 (cm2)

2Mu= 100.72 (Ton*m)Pu= 54.3 (Ton)

r rh

Nota: La armadura debe ser simtrica

P b

As As3 As2 As3 As

Estribo

d1= 3.00 cmd2= 24.33 cmd3= 0.00 cmd4= 45.67 cmd5= 67.00 cm

USARAs= 36.95 (cm2) 6fe28

As1= 9.82 (cm2) 2fe25As2= 12.32 (cm2) 2fe28As3= 9.82 (cm2) 2fe25As= 36.95 (cm2) 6fe28

Ag= 105.86 (cm2)

Refuerzo Max. Ast= 392.00 (cm2)Refuerzo Min. Ast= 49.00 (cm2)


Mu-Pu

-400

-200

0

200

400

600

800

1000

1200

0 50 100 150 200

Pu (Ton)

Mu (Ton*m)

Curva Interaccin

Luego, la armadura propuesta resiste solicitaciones de esfuerzos de flexo-compresin; podemos sealar que la columna trabaja a traccin. COLUMNA PA (ELEMENTO N40) DE 4,75 M. A 9,50 M.

CAPACIDAD A FLEXOCOMPRESIN


2Mu= 90.36 (Ton*m)Pu= 52.25 (Ton)

r rh


P b

As As3 As2 As3 As

Estribo


USARAs= 22.14 (cm2) 2fe28+2fe25

As1= 9.82 (cm2) 2fe25As2= 9.82 (cm2) 2fe25As3= 9.82 (cm2) 2fe25As= 22.14 (cm2) 2fe28+2fe25

Ag= 73.74 (cm2)



Mu-Pu

-400

-200

0

200

400

600

800

1000

1200

0 50 100 150

Pu (Ton)

Mu (Ton*m)

Curva Interaccin

Luego, la armadura propuesta resiste solicitaciones de esfuerzos de flexo-compresin; podemos sealar que la columna trabaja a traccin.

CAPACIDAD A CORTE

ANCHO 70 (cm) Fuerza axial (Nu)= 105100 (kg)ALTURA UTIL 70 (cm) Corte (Vu)= 12200 (kg)ALTURA 64 (cm) Momento (Mu)= 12200 (kgxm)f'c 350 (Kg/cm2) (Traccion ==> Nu




2Mu= 83.5 (Ton*m)Pu= 35.6 (Ton)

r rh


P b

As As3 As2 As3 As

Estribo



As1= 22.14 (cm2) 2fe25+2fe28As2= 12.32 (cm2) 2fe28As3= 22.14 (cm2) 2fe25+2fe28As= 36.95 (cm2) 6fe28

Ag= 130.5 (cm2)


Mu-Pu

-600-400-200

0200400600800

10001200

0 50 100 150 200Pu (Ton)

Mu (Ton*m)

Curva Interaccin

Luego, la armadura propuesta resiste solicitaciones de esfuerzos de flexo-compresin; podemos sealar que la columna trabaja a traccin. COLUMNA PB (ELEMENTO N62) DE 2,00 M. A 9,00 M.




2Mu= 54.82 (Ton*m)Pu= 42.01 (Ton)

r rh


P b

As As3 As2 As3 As

Estribo



As1= 12.32 (cm2) 2fe28As2= 12.32 (cm2) 2fe28As3= 12.32 (cm2) 2fe28As= 36.95 (cm2) 6fe28

Ag= 110.86 (cm2)


Mu-Pu

-400

-200

0

200

400

600

800

1000

1200

0 50 100 150 200

Pu (Ton)

Mu (Ton*m)

Curva Interaccin

Luego, la armadura propuesta resiste solicitaciones de esfuerzos de flexo-compresin; podemos sealar que la columna trabaja a traccin.


CAPACIDAD A CORTE

ANCHO 70 (cm) Fuerza axial (Nu)= 105100 (kg)ALTURA UTIL 70 (cm) Corte (Vu)= 12200 (kg)ALTURA 64 (cm) Momento (Mu)= 12200 (kgxm)f'c 350 (Kg/cm2) (Traccion ==> Nu


4.4 Verificacin del dimensionamiento de zapatas.

El diseo de fundaciones se realiza por el mtodo de tensiones admisibles. RESULTADOS DE REACCIONES, EN ZAPATA DE PILAR TIPO PA TABLE:JointReactions

Joint OutputCase CaseType F1 F2 F3Text Text Text Tonf Tonf Tonf

50 COMB1vx Combination 27.08 0.00 45.24 inferior50 COMB2vy Combination 27.36 5.80 51.72 inferior50 COMB3sx Combination 82.70 0.00 54.71 inferior50 COMB4sy Combination 27.52 51.34 51.73 inferior136 COMB1vx Combination 36.96 0.00 0.00 superior136 COMB2vy Combination 38.65 6.98 0.00 superior136 COMB3sx Combination 104.92 0.00 0.00 superior136 COMB4sy Combination 38.84 62.01 0.00 superior

FUNDACION PROPUESTA: EN PILAR PA


VERIFICACIONDEDIMENSIONAMIENTOCOMBINACIONCOMB3sx

h= 0.80 mP= 54.71 tonM22= 122.69 tonmM11= 0.00 tonmB= 4.60 mL= 4.60 mW22= 16.22 m3W33= 16.22 m3Ph= 42.32 ton

= 2.98 (ton/m2) 12 (ton/m2) NOCUMPLE= 2.98 (ton/m2) 12 (ton/m2) NOCUMPLE

= 1.74559 4.54251

u/L= 99% TrabajaaCompresin

M2

P

M3

B

Lh

Se debe verificar conexin de viga de fundacin entre zapatas Si: M1=M2 M1+M2 = 245,4 (ton-m) (Consideracin ms desfavorable) I12 = BH3/12 + BH3/12 + BvLv3/12 = 45,9 (m4) W12= 39,5 (m3) 12 = 6,21 +5,35 = 11,56 < 12 (ton/m2). Por lo tanto las dimensiones de la zapata del pilar pa cumple.

16,5

Viga de Fundacin


RESULTADOS DE REACCIONES, EN ZAPATA DE PILAR TIPO PB TABLE:JointReactions

Joint OutputCase CaseType F1 F2 F3Text Text Text Tonf Tonf Tonf

5 COMB1vx Combination 2.9862 5.4594 49.2369 inferior5 COMB2vy Combination 0.2101 5.4233 55.4182 inferior5 COMB3sx Combination 45.9568 5.5076 56.1247 inferior5 COMB4sy Combination 0.3445 57.6758 52.3056 inferior111 COMB1vx Combination 3.5949 7.6547 0 superior111 COMB2vy Combination 0.2153 5.1481 0 superior111 COMB3sx Combination 56.0977 7.7042 0 superior111 COMB4sy Combination 0.3715 66.9397 0 superior

FUNDACION PROPUESTA: EN PILAR PB


VERIFICACIONDEDIMENSIONAMIENTOCOMBINACIONCOMB3sx

h= 0.80 mP= 56.12 tonM22= 64.21 tonmM11= 9.46 tonmB= 4.60 mL= 4.60 mW22= 16.22 m3W33= 16.22 m3Ph= 42.32 ton

= 1.28 (ton/m2)


5. CONCLUSIONES

Los resultados obtenidos de la presente consultoria indican que para los elementos puntales y vigas, se

subdimensiono la cantidad de armadura requerida para resistir los esfuerzos producto del sismo de

diseo, los valores se encuentran muy por debajo de lo estimado en el presente clculo. Por lo cual es

acertado sealar que la falla que se produjo en las uniones viga-columna y puntal-columna para el

evento sismico de febrero del 2010, fue por falta de refuerzo de acero para soportar el momento

negativo en la unin, esto considerando que la ejecucin de la unin fue en base a lo sealado en los

planos.

Para el dimensionamiento de los elementos, se considera que la columna no esta empotrada, sino que el

apoyo de estas trabaja como un par de fuerzas que tranfieren un momento menor a las fundaciones, y

estos a la vez producen mayores momentos (y desplazamientos) en la parte superior de la estructura,

esto es mayores esfuerzos en las uniones viga-columna y puntal-columna en comparacin con el

criterio de empotramiento, el clculo de Canales, Perreta y Asociados considero la unin de la base de

la columna a la zapata como un empotramiento, lo cual no es correcto al no existir continuidad del

refuerzo proveniente de la columna y hacerla solidaria con la zapata, luego para la seccin en traccin

de la columna, no existe refuerzo que permita a la zapata restringir el movimiento de la columna, por lo

cual esta tendera a girar.

No obstante lo sealado anteriormente, para las columnas y zapatas, el dimesionamiento de las

secciones y refuerzos es correcto.

En los planos no se presenta el detalle de los estribos utilizados en la construccion de las vigas y

puntales.

Referente a los arrisotramientos, si bien estos no se verificarn por falta de informacin , podemos

sealar que su ubicacin no es la mas recomendable para transmitir las cargas sismicas a los puntos

duros de la estructura. La ubicacin de los arriostramientos determinan el calculo de los elementos

vigas y puntales frente a la interaccion de esfuerzos por carga axial, momento flector y carga lateral

aportada por el arriostramiento.

La modelacin aqu efectuada se ha realizado siguiendo los criterios de diseo contenidos en las

distintas normas nombradas en este informe, tomando como referencia la geometra de la estructura y

las secciones de los elementos estructurales considerados en el proyecto original. A partir de esto se han


definido las solicitaciones y se ha efectuado la verificacin de los elementos determinando entre otros

parmetros las cantidades de refuerzos de acero para cada elemento. Respecto de sto, las principales

diferencias con el proyecto ejecutado radica en que los esfuerzos que solicitan los elementos son

ampliamente mayores que las determinadas en la memoria de clculo que se tuvo a la vista, esto

obviamente afecta en la cantidad de refuerzo de los elementos, las que segn lo presentado en este

informe difieren en los elementos ms exigidos de la estructura.

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