Contenido1.ENUNCIADO DEL PROBLEMA.12.FORMULARIO.13.DATOS.4Esquema general:4Datos:44.CALCULOS PREVIOS AL DISEO.54.1.ENTABLADO.5Esquema general:5Modelo estructural:5Clculo del espesor:64.2.LARGUEROS.7Modelo estructural:7Calculo de la separacin entre armaduras (s):85. ARMADURA.10Modelo estructural:10Anlisis de carga:10Datos de entrada:12Anlisis estructural14Salida de datos:166.Diseo de los elementos de la armadura21Cordon superior (barras 1-8):22CORDON INFERIOR (BARRAS 9-13):24BARRAS 14 1524BARRAS 16 1725BARRAS 18 1925BARRAS 20 2125BARRAS 22-2326BARRAS 24 27267.DISEO DE UNIONES.27Calculo de la capacidad de un perno:28Separaciones mnimas entre pernos:28DISTRIBUCION DE PERNOS POR NODO308.CUANTIFICACION DE MATERIAL339.CONCLUSIONES.3410.ANEXOS34

Diseo armadura de techo tipo Howe1. ENUNCIADO DEL PROBLEMA.Disear la armadura de techo tipo HOWE de 14 metros de luz y altura mxima de 4.5 m. La armadura deber proyectarse para soportar largueros de 4x10 dispuestos en los puntos de divisin del cordn superior. Los largueros a su vez recibirn un entablado, una cubierta de placa de fibrocemento cuyo peso es igual a 15 Kg/m2. Adems, se debe considerar una sobrecarga de cubierta de 120 Kg/m2 la accin del viento para una velocidad de 100 Km/h. Se utilizaran uniones con pernos de 7/16 y planchas metlicas de 3/16 de espesor. La madera a utilizar pertenece al Grupo B.Calcular el espesor del entablado necesario, por requisitos de deformacin, flexin, cortante y aplastamiento para las cargas gravitacionales. No considerar componente axial.2. FORMULARIO.Tabla 1. Esfuerzos admisibles y mdulo de elasticidad para maderas del grupo andino.PropiedadesKg /cm2ABC

950007500055000

13000010000090000

210150100

14511080

402815

15128

14510575

Tabla 2. Valores de Ck segn grupo y elemento.GrupoPrincipalSecundario

A17.98120.056

B18.34320.195

C18.42022.466

Tabla 3. Deformaciones admisibles.Tipo de cargaSin cielo rasoCon cielo raso

Carga total=(L/250)=(L/300)

Sobrecarga=(L/350)=(L/350)

Frmulas a utilizarse:(I) Corte: (II) Flexin: (III) (IV) Traccin: (V) Aplastamiento: Deformacin:(VI) Para vigas simplemente apoyadas con carga uniformemente distribuida: (VII) Para vigas continuas con carga uniformemente distribuida: (VIII) qd = 1.8*qm + qv

Flexin biaxial:(IX) Deformacin: (X) Flexion:

(XI) Corte o cizallamiento: Compresin:(XII) Esbeltez para secciones rectangulares: (XIII) Columnas cortas: (XIV) Columnas intermedias: (XV) Columnas largas: Capacidad admisible de pernos:(XVI) (XVII) (XVIII) (XIX) Nota: La capacidad se incrementa en un 25% cuando las uniones se realizan con planchas metlicas.

Peso propio armadura:(XX) Pt = 2.4*S*L + 1.2*S*L2 (Jacoby)Viento:(XXI) (XXII)

Barlovento:(XXIII) Cd = 0.03* 0.9Cd 0.9 Presin(XXIV) Cd =0.07* 2.1Cd -0.7 SuccinSotavento:(XXV) Cd = -0.6

3. DATOS.Esquema general:

Datos: q cubierta = 15 Kg/m2 q sobrecarga = 120 Kg/m2 V viento = 100 Km/h Peso especfico madera grupo B = 1000 Kg/m3 E min = 75000 Kg/cm2 E prom = 100000 Kg/cm2 fm = 150 Kg/cm2 fc = 110 Kg/cm2 fc = 28 Kg/cm2 fv = 12 Kg/cm2 ft = 105 Kg/cm2 Vigas y columnas articuladas: k = 1

4. CALCULOS PREVIOS AL DISEO.4.1. ENTABLADO.Esquema general:

*Se toma un ancho arbitrario de 1m.*Debido a que la separacin entre las piezas del entablado es nula, se concluye que es un elemento secundario.

Modelo estructural:

(Viga continua)Dnde: qpp = 1000*e*1*cos(32.73) = 841.2278*e Kg/m (Carga peso propio)qv = 120*1*cos(32.73) = 100.947 Kg/m (Carga viva) qm = 15*1*cos(32.73) = 12.618 Kg/m (Carga muerta)

Clculo del espesor:

a) Por requisitos de deformacin:Deformacin por carga total:De (VII):

De tabla 3:

Igualando 1 y 2: e= 3.2 cm.Deformacin por sobrecarga:

De tabla 3:

Igualando 3 y 4: e = 3.49 cm.Se adoptara: e = 4 cm.b) Por requisitos de flexin:Verificando el valor obtenido anteriormente:qt = 133.63 Kg/mMmax = q*L2/10 = 81.2 Kg*mDe (II) y (III):

c) Por requisitos de cortante:

De (I):

d) Por requisitos de aplastamiento:

De (V):

4.2. LARGUEROS.Modelo estructural:

Dnde:

Componentes de cargas en los ejes X y Y:Eje Y: Eje X: Calculo de la separacin entre armaduras (s):

a) Por requisitos de deformacin biaxial:Deformacin total:Mediante la frmula (VI) y (VIII) se obtiene:

De la tabla nmero 3:

Utilizando la ecuacin (IX) y reemplazando las expresiones anteriores se obtiene:S = 3.4 mDeformacin por sobrecarga: Mediante la frmula (VI Y VIII) se obtiene:

De la tabla nmero 3: Utilizando la ecuacin (IX) y reemplazando las expresiones anteriores se obtiene:

Por tanto se adopta el menor valor, s= 3.4 m. y se verifica para los dems requisitos.

b) Por requisitos de flexin biaxial:

Las componentes de la carga q:En el eje X: En el eje Y:

Momentos flectores:

Reemplazando las expresiones anteriores en la ecuacin (X):

c) Por requisitos de cortante:

Seleccionando el valor ms grande de las cortantes calculadas, se reemplaza en la ecuacin (XI)

5. ARMADURA.

Modelo estructural:Anlisis de cargaDatos: S = 3.4 [m] (separacin entre armaduras). L= 17 [m] (luz de la estructura). = 2.465 [m] (separacin entre nodos del cinturn superior). = 120 [] (velocidad del viento). = 30.47 (inclinacin de la armadura).1) Peso propio armadura: Utilizando la formula Jacoby (XX):

2) Carga por cubierta:

3) Carga por sobrecarga:

4) Carga por entablado:

5) Carga por largueros:

6) Carga por viento:

Utilizando la ecuacin (XXI) para hallar la carga del viento, resulta:

Barlovento: (Ecuacin XXIII) (Presin)Utilizando la ecuacin (XXII) se obtiene:

Sotavento: (Succin)Utilizando la ecuacin (XXII) se obtiene:

NODOPESO PROPIO (PP)FACTOR (K)PP TOTAL (PP*K)CUBIERTA (CU)FACTOR (K)CU TOT (CU*K)ENTABLADO (E)FACTOR (K)E TOT (E*K)LARGUEROS (L)FACTOR (K)L TOT (L*K)CARGA MUERTA

A164.730.582.37125.720.562.86335.240.5167.62114.241114.24427.09

B164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

C164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

D164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

E164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.242228.48854.17

F164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

G164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

H164.731164.73125.721125.72335.241335.24114.241114.24739.93

I164.730.582.37125.720.562.86335.240.5167.62114.241114.24427.09

Datos de entrada:

Tabla 4: Resumen de cargas aplicadas en el nodo.

SOBRECARGA (CV)FACTOR (K)CARGA VIVA (S*K)VIENTO-BARLOVENTO (VB)FACTOR (K)VB TOT (VB*K)VB VERT (VB*COS32)VB HORIZ (VB*SEN32)VIENTO-SOTAVENTO (VS)FACTOR (K)VS TOT (VS*K)VS VERT (VS*COS30.47)VB HORIZ (VB*SEN30.47)VIENTO VERTVIENTO HORIZ

0.5419.050.54.1053.542.0800003.542.08

117.084.16-00007.084.16

117.084.1600007.084.16

117.084.1600007.084.16

10.54.1053.542.080.5-174.59-150.4888.53146.9490.61

1000.000.001-300.96177.06-300.96177.06

1000.000.001-300.96177.06-300.96177.06

1000.000.001-300.96177.06-300.96177.06

0.5419.05000.000.000.5-150.4888.53-150.4888.53

Tabla 4.1: Resumen de cargas aplicadas en el nodo

Nota: Por razones de clculo, la convencin de signos adoptada para la direccin de las cargas es, negativo hacia arriba y positivo hacia abajo.

Anlisis estructuralCombinaciones de carga segn UNIFORM BUILDING CODE (reglamento de construcciones uniformizadas):Dnde: Cm = Carga muerta Cvp = Carga viva de piso Cvt = Carga viva de techo Cn = Carga de nieve Cw = Carga de viento Cs = Carga de sismoLas combinaciones de carga que se analizaron fueron: (1a) Cm + Cvp + Cvt (1b) Cm + Cvp + Cn (2a) Cm + Cvp + Cw (2b) Cm + Cvp + Cs (3) Cm + Cvp + Cw + Cn/2 (4) Cm + Cvp + Cw/2 + Cn (5) Cm + Cvp + Cn + CsDe las cuales:Cvp = 0Cn = 0Cs = 0Por lo tanto se tienen las siguientes combinaciones: (1a) Cm + Cvt (1b) Cm (2a) Cm + Cw (4) Cm + Cw/2

Tabla 5: Resumen de cargas segn combinaciones.CARGAS EN NODOS POR COMBINACIONES DE CARGA

NODO11b2a vert.2a horiz.4 vert4 horiz

A481.95257.28268.937.28263.103.64

B912.49463.15486.4514.56474.807.28

C912.49463.15486.4514.56474.807.28

D912.49463.15486.4514.56474.807.28

E963.9514.56409.7580.05462.1540.03

F912.49463.15230.23145.55346.6972.77

G912.49463.15230.23145.55346.6972.77

H912.49463.15230.23145.55346.6972.77

I481.95257.28140.8272.77199.0536.39

6. Diseo de los elementos de la armaduraModelo estructural adoptado para cada barra:Compresin:

Traccin:

NOTA: Convencin de signos: (+) Compresin (-)Traccin.

Calculo de la dimensin mnima: Traccin: Compresin: NOTA: (Para todas las barras)

Cordon superior (barras 1-8):DATOS

Longitud (m)2.36

P (kg)6041.56

= 4.72 cm. Asumiendo columna larga: De (XV): De donde d = 10.81 cm 11 cm.Verificando: Seccin: 11x11Clculo cantidad de pernos mxima a soportar la compresin:Para todas las vigas: orificio = (1/16 + 7/16) * 2.54 = 1.27 cm.

= 53.63 Kg/cm2 De donde: n = 0.60 Por tanto, la seccin elegida no soporta ni un perno, se debe aumentar la seccin a 14 x 14.Para esta seccin:

10 < < ckDe (XIV): = 83.83 Kg/cm2

De donde: n = 6.97 = 6 pernos Seccin adoptada: 14 cm x 14 cm = 6 x 6Para las siguientes barras se disea a partir del siguiente procedimiento, tomando en cuenta que la base para todos los miembros ser la misma. Para barras sometidas a traccin:1) Calcular 2) Se obtiene h a partir de:

3) Verificacin del nmero mximo de pernos:

Para barras sometidas a compresin:1) Calcular 2) Se asume el tipo de columna (corta, intermedia o larga)3) Se calcula h mediante la ecuacin:

4) Verificar si la columna corresponde al grupo elegido.5) Verificar No de pernos mximos mediante:

CORDON INFERIOR (BARRAS 9-13):Datos:P = -5117.37 Kg.L = 2.67m.1) = 3.34 cm.2) h = 3.48 cm 4cm. (debido al espaciamiento mnimo se toma una seccin de altura 5 cm.)3) n = 1.2 = 1 perno BARRAS 14 15Datos:P= 752.16 Kg.L= 1.42 m.1) = 2.842) Columna larga.3) h = 3.53 cm 5 cm. 4) = 28.4 larga.5) n= 2.55 = 2 pernos

BARRAS 16 17Datos:P = -730.27 Kg.L= 2.83 m.1) = 3.54 cm.2) h = 0.62 cm. 3.54 4 cm. Finalmente se adopta 5 cm, por razones constructivas.3) n = 3.55 = 3 pernos. BARRAS 18 19Datos:P = 1522.97 Kg.L= 2.83 m.1) = 5.66 cm.2) Columna larga.3) h = 7.07 cm 9 cm.4) = 31.44 larga.5) n = 3.66 = 3 pernos BARRAS 20 21Datos:P = -663.16 Kg.L = 2.67 m.1) = 3.34 cm.2) h = 0.56 3.34 4 cm. Finalmente se adopta 5 cm, por razones constructivas.3) n = 3.58 = 3 pernos.

BARRAS 22-23Datos:P = 737.03 Kg.L = 1.42 m.1) = 2.84 cm.2) Columna larga.3) h = 3.5 4 5 cm.4) = 28.4 larga.5) n = 2.58 pernos = 2 pernos. BARRAS 24 27Datos:P = -2252.82 Kg.L = 2.83 m.1) = 3.54 cm.2) h = 1.92 cm 3.54 4 cm. Finalmente se adopta 5cm, por razones constructivas. 3) n = 2.73 = 2 pernos.

A continuacin se representa cada elemento con su respectiva seccin de diseo hallada mediante los procedimientos anteriores.Tabla 7: Secciones de diseo para los diferentes elementosELEMENTOSECCION

16 x 6

26 x 6

36 x 6

46 x 6

56 x 6

66 x 6

76 x 6

86 x 6

92 x 6

102 x 6

112 x 6

122 x 6

132 x 6

142 x 6

152 x 6

162 x 6

172 x 6

184 x 6

194 x 6

202 x 6

212 x 6

222 x 6

232 x 6

242 x 6

252 x 6

262 x 6

272 x 6

7. DISEO DE UNIONES.Medio adoptado:

Calculo de la capacidad de un perno:Procedimiento: L = 14 cm. d = 7/16 = 1.11 cm. L/d = 12.61 = 1.67 = 3 = 0.55 gr/cm3De (XVIII):

Interpolando se obtiene: = 0.294 = 0.535De (XVI):

De (XVII):

Eligiendo el menor:P 1 perno = 597.71 * 1.25 = 747.14 Kg. (Factor de 25% para planchas metlicas)Separaciones mnimas entre pernos:

Dnde: 2d = 2.22 cm. 4d = 4.44 cm. 5d = 5.55La cantidad de pernos en cada miembro de las uniones se calcula mediante:

Dicha cantidad est sujeta a cambios dependiendo de la distribucin de los pernos, la cual ser verificada posteriormente. Tabla 8: Numero de pernos por nodo y miembro.Nodo - miembroNo. de pernos

A 19

A 97

B 28

B 142

C 37

C 161

C 183

C 201

D 47

D 221

E 264

J 106

K 243

Nota: Se calcularon las uniones para la mitad de la cercha debido a que es simtrica, es decir se tienen las mismas cargas y secciones en la otra mitad.

DISTRIBUCION DE PERNOS POR NODO

F (A-1) = 9*0.94*747.14 = 6320.8 Kg > 6041.56 KgF (A-9) = 10*0.73*747.14 = 5454.12 Kg > 5117.37 Kg.

F (B-2) = 8*1*747.14 = 5977.12 Kg. > 5608.75 Kg.F (B-14) = 2*1*747.14 = 1494.28 Kg. > 752.16 Kg.

F (C-16) = 1*1*747.14 = 747.14 Kg > 730.27F (C-18) = 3*1*747.14 = 2241.42 Kg > 1522.97F (C-20) = 1*1*747.14 = 747.14 Kg > 663.16F (C-3) = 7*1*747.14 = 5229.98 Kg > 5158.29

F (D-4) = 7*747.14 = 5229.98 Kg > 4718.79 KgF (F-22) = 747.14 Kg > 737.03 Kg

F (E-26) = 4*1*747.14 = 2988.56 Kg > 2252.82 Kg.

F (J-10) = 10*1*747.14 = 7471.4 Kg > 4421.67 Kg.

F (K-24) = 3*1*747.14 = 2241.42 Kg > 1538.91 KgF (K-11) = 5*1*747.14 = 3735.7 Kg > 2972.02 Kg8. CUANTIFICACION DE MATERIALPara calcular la cantidad de madera en pies cuadrados se adopt el siguiente modelo:

Tabla 9: Calculo de seccin para vigas de madera.VigasTipo vigab cm.b cm.Longitud cm.Cant.Volumen cm3Area pies2

1 - 86" x 6"14142368370048156.82

9-102 1/2" x 6" 51426723738015.84

112 1/2" x 6" 51453413738015.84

12-132 1/2" x 6" 51426723738015.84

14-152 1/2" x 6" 5141422198808.42

16-172 1/2" x 6" 51428323962016.79

18-194" x 6"91428327131630.22

20-212 1/2" x 6" 51426723738015.84

22-232 1/2" x 6" 5141422198808.42

24-272 1/2" x 6" 51428347924033.58

TOTAL317.63

En la siguiente tabla se indica la cantidad de pernos necesarios para realizar las uniones, mediante placas metlicas. Adems se indica el rea neta necesaria para la construccin de las placas.Tabla 10: Elementos de unin.NODONo. de placasNo. unionesA perno cm2No. pernosNo. pernos totAbruta cm2A neta cm2A neta m2

A-I221.271938676.652610.080.261008

B-H221.271938826.123207.960.320796

C-G221.2719381065.254164.480.416448

D-F221.271530646.182508.520.250852

E211.2722221515.752975.620.297562

J-M221.272346835.093223.520.322352

K-L221.272142936.863640.760.364076

N-O221.27918424.881653.80.16538

Total pernos272Area total2.398474

9. CONCLUSIONES. El diseo de la armadura tipo FINK, fue satisfactoria debido a que logro cumplir con los requisitos establecidos como ser: las cargas que afectan a la estructura y la menor cantidad de material necesaria para obtener un costo total mnimo. Debido a que la esbeltez de una columna sometida a compresin es mayor a la de una columna sometida a traccin, se considera que los esfuerzos de compresin son ms crticos por lo tanto en cuanto al diseo, la seccin debe ser mayor.

La cantidad necesaria de pernos que resulta del clculo terico de: Puede ser modificada en caso de no cumplir con requisitos constructivos. Las uniones empernadas cumplen con los requisitos de espaciamiento y resistencia al cizallamiento teniendo la mnima cantidad de pernos en la estructura.

10. ANEXOS

PERSONAL

Fecha Actual: 16-Dec-12 5:35 PMSistema de unidades: MtricoNombre del archivo: C:\Program Files\Bentley\Engineering\RAM Advanse\Data\Practica 1\proyecto maderas.adv

Resultados del Anlisis

Envolvente de esfuerzosNota.-ec es el estado de carga crticoEnvolvente de esfuerzos para :1a=Cm+Cvt1b=Cm2a=Cm+Cw4=Cm+0.5Cw

MIEMBRO 18EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-381.681b0.791a0.001a0.001a0.001a3.961aMin-752.151a-0.672a0.001a0.001a0.001a1.212a50%Max-381.681b0.791a0.001a0.001a0.001a3.401aMin-752.151a-0.672a0.001a0.001a0.001a1.682a100%Max-381.681b0.791a0.001a0.001a0.001a2.841aMin-752.151a-0.672a0.001a0.001a0.001a1.461b

MIEMBRO 19EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a8.591aMin370.501b0.932a0.001a0.001a0.001a3.432a50%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a4.401aMin370.501b0.932a0.001a0.001a0.001a2.112a100%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a0.792aMin370.501b0.932a0.001a0.001a0.001a0.111b

MIEMBRO 20EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-772.931b-0.071b0.001a0.001a0.001a0.511aMin-1522.961a-0.272a0.001a0.001a0.001a0.092a50%Max-772.931b-0.071b0.001a0.001a0.001a0.731aMin-1522.961a-0.272a0.001a0.001a0.001a0.371b100%Max-772.931b-0.071b0.001a0.001a0.001a0.941aMin-1522.961a-0.272a0.001a0.001a0.001a0.481b

MIEMBRO 21EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max663.111a-1.162a0.001a0.001a0.001a0.362aMin336.371b-3.861a0.001a0.001a0.001a-0.821a50%Max663.111a-1.162a0.001a0.001a0.001a4.331aMin336.371b-3.861a0.001a0.001a0.001a1.922a100%Max663.111a-1.162a0.001a0.001a0.001a9.481aMin336.371b-3.861a0.001a0.001a0.001a3.472a

MIEMBRO 22EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-373.961b6.471a0.001a0.001a0.001a0.731aMin-736.991a2.022a0.001a0.001a0.001a-0.342a50%Max-373.961b6.471a0.001a0.001a0.001a-1.772aMin-736.991a2.022a0.001a0.001a0.001a-3.851a100%Max-373.961b6.471a0.001a0.001a0.001a-3.202aMin-736.991a2.022a0.001a0.001a0.001a-8.431a

MIEMBRO 15EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max2252.751a18.931a0.001a0.001a0.001a27.421aMin1143.221b7.012a0.001a0.001a0.001a11.072a50%Max2252.751a18.931a0.001a0.001a0.001a1.142aMin1143.221b7.012a0.001a0.001a0.001a0.311b100%Max2252.751a18.931a0.001a0.001a0.001a-8.792aMin1143.221b7.012a0.001a0.001a0.001a-26.221a

MIEMBRO 14EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max1538.911a-4.662a0.001a0.001a0.001a-5.262aMin781.071b-9.791a0.001a0.001a0.001a-10.521a50%Max1538.911a-4.662a0.001a0.001a0.001a3.351aMin781.071b-9.791a0.001a0.001a0.001a1.342a100%Max1538.911a-4.662a0.001a0.001a0.001a17.211aMin781.071b-9.791a0.001a0.001a0.001a7.932a

MIEMBRO 16EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max2252.751a-6.242a0.001a0.001a0.001a-9.312aMin332.562a-18.931a0.001a0.001a0.001a-26.221a50%Max2252.751a-6.242a0.001a0.001a0.001a0.601aMin332.562a-18.931a0.001a0.001a0.001a-0.482a100%Max2252.751a-6.242a0.001a0.001a0.001a27.421aMin332.562a-18.931a0.001a0.001a0.001a8.352a

MIEMBRO 24EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-106.492a6.471a0.001a0.001a0.001a0.731aMin-736.991a1.992a0.001a0.001a0.001a0.361b50%Max-106.492a6.471a0.001a0.001a0.001a-1.012aMin-736.991a1.992a0.001a0.001a0.001a-3.851a100%Max-106.492a6.471a0.001a0.001a0.001a-2.422aMin-736.991a1.992a0.001a0.001a0.001a-8.431a

MIEMBRO 23EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max663.111a3.861a0.001a0.001a0.001a9.481aMin90.802a1.502a0.001a0.001a0.001a3.362a50%Max663.111a3.861a0.001a0.001a0.001a4.331aMin90.802a1.502a0.001a0.001a0.001a1.362a100%Max663.111a3.861a0.001a0.001a0.001a-0.431bMin90.802a1.502a0.001a0.001a0.001a-0.821a

MIEMBRO 17EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max1538.911a9.791a0.001a0.001a0.001a17.211aMin233.482a2.482a0.001a0.001a0.001a4.592a50%Max1538.911a9.791a0.001a0.001a0.001a3.351aMin233.482a2.482a0.001a0.001a0.001a1.082a100%Max1538.911a9.791a0.001a0.001a0.001a-2.442aMin233.482a2.482a0.001a0.001a0.001a-10.521a

MIEMBRO 25EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-228.042a0.362a0.001a0.001a0.001a0.722aMin-1522.961a-0.151a0.001a0.001a0.001a0.271b50%Max-228.042a0.362a0.001a0.001a0.001a0.731aMin-1522.961a-0.151a0.001a0.001a0.001a0.212a100%Max-228.042a0.362a0.001a0.001a0.001a0.941aMin-1522.961a-0.151a0.001a0.001a0.001a-0.312a

MIEMBRO 26EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a8.591aMin103.992a1.002a0.001a0.001a0.001a2.982a50%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a4.401aMin103.992a1.002a0.001a0.001a0.001a1.562a100%Max730.241a2.961a0.001a0.001a0.001a0.221aMin103.992a1.002a0.001a0.001a0.001a0.111b

MIEMBRO 27EstacinAxialecCorte V2ecCorte V3ecTorsinecM22ecM33ec[Kg][Kg][Kg][Kg*m][Kg*m][Kg*m]0%Max-110.592a0.791a0.001a0.001a0.001a3.961aMin-752.151a-1.002a0.001a0.001a0.001a0.462a50%Max-110.592a0.791a0.001a0.001a0.001a3.401aMin-752.151a-1.002a0.001a0.001a0.001a1.182a100%Max-110.592a0.791a0.001a0.001a0.001a2.841aMin-752.151a-1.002a0.001a0.001a0.001a1.461b

Fuerzas internas en placasNotas.-F11 es la fuerza paralela al eje local 1F33 es la fuerza axial paralela al eje local 3F13 es la fuerza cortante en el plano de la placaM33 es flexin alrededor del eje local 3M11 es flexin alrededor del eje local 1M13 es el momento de alabeoV12 y V23 son las fuerzas cortantes transversalesVea grficamente los ejes locales de placasConvencin de signos