Resumen Metalica Big

7/31/2019 Resumen Metalica Big

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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 1 de 93

Preparo: E. Ishihara Aprob: c.b.g.

DISEO en ACERO

B EI CBG 01-2005 Emitido para comentarios

A RF CBG 06-2004 Emitido para comentarios

Revisin Preparo Revis Aprob Fecha Observacin


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ALCANCES DE LAS BASESLa presente base de clculo contiene criterios de diseo, tipo de materiales a usar, cargas consideradas y

combinaciones de cargas necesarias para el clculo de la estructura as como las normas y mtodo de anlisis.

I. DESCRIPCION DEL PROYECTO

En esta base se considera una estructura industrial, en base a perfiles metlicos de alma llena.

II. LISTADO DE NORMAS A UTILIZAR

Las normas y cdigos que se aplicarn en el diseo de la estructura son:

- Norma Chilena de Construccin de Acero para Edificios NCh 427.- Norma ssmica para Edificios NCh 433 of 96.- Norma de Viento NCh 432 of 71 (Clculo de la accin del viento sobre las construcciones).- Norma de Nieve NCh 431 of 76 (Construccin, sobrecargas de nieve)- Norma de Sobrecarga permanente y Sobrecarga de Uso NCh 1537 of 86.- Diseo Ssmico 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

AceroTodos los elementos estructurales que conforman esta estructura (vigas, columnas, diagonales, costaneras, etc.)

se disearn con:

- Proyectos de gran envergadura ( mineros, celulosas, industriales, etc. )

ASTM - A 36 ( Acero importado ) )/(2530 2cmKgfy =

)/(4080 2cmKgfu =

ASTM - A572 ( Acero importado ) )/(3518 2cmKgfy =

)/(4573 2cmKgfu =

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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PernosPernos de Conexin Alta Resistencia : ASTM A325 o ASTM A490De 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 prcticamente 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 lateralesSe usa cubiertas de techo y laterales tipo:

INSTAPANEL PV4 de 0,5 mm de espesor. KR-18 DE 0.5mm

Hormign- Para el emplantillado se usa hormign simple H5.- Para las fundaciones y losa se usar H25 con un 90% de nivel de confianza.

Acero de refuerzo para el HormignSe usa acero tipo A44-28H

IV. SOLDADURASSe utiliza soldadura al arco manual, con electrodos E 70 XX (segn AWS) para A 36, A572 y A42-27

E70 : Electrodo de Tensin de Ruptura de 70000( psi ) =70 ksi= 50kgf/mm 2 (E50=XX, Segn NCH)

V. SUELO DE FUNDACIONSegn mecnica de suelos.

VI. METODO DE ANALISISEn general las estructuras de acero pueden ser diseadas por alguno de los dos mtodos que se

indican:

- ASD : Allowance Steel Desing / Mtodo de Tensiones Admisibles ( AISC 1989 )

- LRFD : Load and Resistance Factor Desing / Mtodo de Factores de Cargas y Resistencia ( AISC 2001 )

Debe observarse que el AISC ha introducido el mtodo LRFD no con el propsito especifico de

obtener ventajas econmicas inmediatas, sino porque ayuda a proporcionar una confiabilidad mas uniforme

para todas las estructuras de acero, independiente de las cargas.

En el mtodo ASD se usa el mismo factor de seguridad para las cargas muertas y para las vivas , en

tanto que en el mtodo LRFD se usa un factor de carga o de seguridad mucho menor para las cargas muertas

ya que estn se pueden determinar con mayor exactitud que las vivas. En consecuencia, la comparacin del

peso que se obtiene para una estructura diseada con ambos mtodos depende necesariamente de la relacinentre cargas vivas y muertas.


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Puede demostrarse que para valores pequeos de la relacin de la carga viva a la muerta, digamosmenores a 3, se tendrn ahorros en el peso del acero al usar el mtodo LRFD de aproximadamente 1/6 en

columnas y miembros en traccin y de cerca 1/10 en vigas. Por otra parte, si se tiene una relacin ,muy

grande entre tales cargas, no habr prcticamente diferencia en los pesos resultantes al usar ambos mtodosde diseo.

En Chile si bien es cierto en la actualidad el mtodo mas utilizado en las Oficinas de Ingeniera es el

ASD, el mtodo LRFD se esta posicionando dentro del ambiente de la ingeniera, muestra de ello es que la

ultima edicin del Manual de Diseo ICHA ( 2001 ) esta basado en dicho mtodo.

VII. CARGAS DE DISEO

PESO PROPIOAcero estructural : 7850 Kg/m3Hormign Armado : 2500 Kg/m2KR-18 GALVACER : 4.7 Kg/m2

Instapanel PV4 e=0.5 mm: 4.8 Kg/m2

Puente gra : 2000 KgPeso propio de costaneras ( de techo y laterales )

El peso de la estructura ( perfiles) es asumido en general por los software de diseo , es el caso por ejemplo del programa Ram

Avansse.

SOBRECARGAS Carga de Viento (Qv)

La presin bsica de viento Pb se calcula en funcin de la velocidad del viento:

V =120 Km/hr P bsica= 70 Kg/m2

Segn la norma NCh 432 of71, la fuerza de viento por unidad de superficie se obtiene multiplicando la presin

bsica por un factor de forma C. Para construcciones cerradas se tienen los siguientes valores de la constante C:

Inclinacin de techumbre = 20% aprox.

(1.2*sen-0.4)*QV 0.4*QV

0.4*QV0.8*QV


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Carga de Sismo (Qs)Los parmetros se obtendrn de dos normas:

Segn la NCh 2369

Anlisis Ssmico Esttico Equivalente el cual establece que el corte basal est dado por :

Qs=CIPDonde

C : coeficiente ssmico y se obtiene de la expresin

4.0

5

*

'

*

*75.2

=

n

T

T

Rg

AoC

Ao : aceleracin efectiva mxima del suelo

R : factor de reduccin

T,n : parmetros relativos al tipo de suelo de fundacin

T* : perodo del modo con mayor masa trasnacional equivalente en la direccin de

anlisis

: razn de amortiguamientoI : coeficiente de importancia relativo al edificioP : peso total del edificio a nivel basal

- Categora del edificio: C2 (obras normales con fallas menores, reparacin rpida y sin prdidas importantes deproduccin)

- Coeficiente de importancia: I=1.00

- Zonificacin ssmica: segn ubicacin geogrfica- Tipo de suelo: Segn mecnica de suelos- Edificio industrial de 1 piso, con puente gra y arriostramiento continuo de techo: R=5

- Razn de amortiguamiento : =3%luego el coeficiente ssmico toma como mximo valor Cmax=0.23

Segn norma NCh 433:

- Para zona III :Ao=0.4g- Para suelo I : n=1.0 ; T=0.2

Cargas de Nieve (Qn)Segn la norma NCh 431 of76, se considerar una carga uniformemente distribuida por ser el ngulo de

inclinacin menor a 30. La carga se obtendr a partir de la densidad de la nieve y su altura:2/125.01125.0 mThQ nn ===

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


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Sobrecarga de uso (SC)Techo:Segn la NCh 1537: SCt=1 KPa=100 Kg/m

2 permitindose una reduccin de este valor a2/30 mKgQSC = segn prrafo 7.2 de la norma.

Oficinas:Para la nave destinada al uso de oficinas y segn 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 Operacin (QOP)

QOP1= 15000 KgQOP2= 20000 Kg

Cargas de Impactos (I)Se considerarn para cada puente gra los impactos transversales, longitudinales y verticales del siguiente

modo:

Impacto vertical: KgCWIV 4250)(25.0 111 =+=

KgCWIV 5500)(25.0 222 =+=

Impacto longitudinal: KgCWIL 1700)(10.0 111 =+=

KgCWIL 2200)(10.0 222 =+=

Impacto transversal: KgCWIT

3400)(20.0111

=+=

KgCWIT 4400)(20.0 222 =+= Donde: W: Peso del puente gra

C : Capacidad de levante

ESTADOS DE CARGAS

pp : Peso propio de la estructura

sc : Sobrecarga

Qvx : Viento en direccin x

Qsx : Sismo en direccin x

Qvz : Viento en direccin zQsz : Sismo en direccin zQm : Cargas de Nieve

Qn : Cargas de Montaje

QOP : Cargas de OperacinIV : Cargas de Impactos vertical

IL : Cargas de Impactos longitudinal

IT Cargas de Impactos transversal

:VIII. COMBINACIONES DE CARGA

La combinacin de las solicitaciones ssmicas con las cargas permanentes y sobrecargas de uso debe hacerse

usando las siguientes reglas de superposicin (NCh 433, NCh 1537 y NCh 2369)


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1. PP + SC2. PP + Qm3. PP + Qn4. PP + SC + IV+ QOP5. PP + SC + IL + QOP6. PP + SC + IT+ QOP7. 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 + IV+ QOP + QVX)12.0.75 ( PP + 0.25SC + IV+ QOP + QVZ)13.0.75 ( PP + 0.25SC + IL + QOP + QVX)14.0.75 ( PP + 0.25SC + IL + QOP + QVZ)15.0.75 ( PP + 0.25SC + IT+ QOP + QVX)16.0.75 ( PP + 0.25SC + IT+ QOP + QVZ)17.0.75 ( PP + 0.25SC + IV+ QOP + QSX)18.0.75 ( PP + 0.25SC + IV+ QOP + QSZ)19.0.75 ( PP + 0.25SC + IL + QOP + QSX)20.0.75 ( PP + 0.25SC + IL + QOP + QSZ)21.0.75 ( PP + 0.25SC + IT+ QOP + QSX)22.0.75 ( PP + 0.25SC + IT+ QOP + QSZ)

IX. DIMENSIONES MNIMAS, TENSIONES Y DEFORMACIONES ADMISIBLES

Dimensiones mnimasAtiesadores: 4mm

Elementos principales: 5mm

Elementos secundarios: 3mm

Tensiones admisiblesCompresin y flexin 0.6fyCorte 0.4fyTraccin 0.6fyAplastamiento 1.2fu

Deformaciones admisiblesCostanera techo L/200

Costanera muro L/120

Columnas L/200

Marcos deformacin vertical H/250

Marcos deformacin horizontal L/250

Vigas enrejadas L/700


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X. ESTRUCTURACIN

En el diseo de la estructura se considerarn como hiptesis:- el acero presenta rigidez axial infinita (indeformable axialmente);- las cargas de viento y de sismo actan tanto longitudinalmente como transversalmente (direcciones x ey)pero

no actan simultneamente debido a que una siempre ser despreciable frente a la otra;

- por ltimo las cargas de impacto longitudinal, transversal y vertical no pueden actuar simultneamente.

Un edificio puede disearse a base de perfiles de alma llena para los elementos principales, tales como

columnas y puntales. Para las columnas se utilizarn perfiles HN, y para los puntales, perfiles tipo IN. Adems se

incluirn costaneras con perfiles tipo C, para sostener la cubierta. Se distribuyen de forma simtrica torres de

arriostramiento en el sentido longitudinal formadas por marcos y por diagonales tipo XL.

Es posible el identificar torres arriostradas, las cuales estn destinadas a controlar las deformaciones laterales.Los arriostramientos estn compuestos por diagonales, las cuales se encuentran rotuladas en sus extremos (unin con

otro elemento), de manera de permitir una mejor distribucin de los esfuerzos. Cabe destacar que las diagonales

trabajan muy bien a traccin dado las caractersticas del acero. Se ha intentado con el diseo que las diagonales formen

un ngulo de 45 con la viga.

La nave principal presentar marcos transversales con columnas empotradas en la base. Las uniones dentro de losmarcos transversales correspondern a uniones rgidas. Los marcos longitudinales tendrn condiciones de apoyorotuladas y poseen 3 torres de arriostramientos en cruz. Las diagonales presentes trabajan a compresin y traccin, espor esta razn que se consideran rotuladas.

1) APOYOS DE LA ESTRUCTURALa condicin de apoyo de la estructura depende entre otras consideraciones las que se indican :

1.1) Suelos de Baja Capacidad de CargaPara suelos con poca Capacidad de Carga se

suele utilizar apoyo fijos ( rolutados ), con el

fin de entregar solo eventuales cargas decompresin ( o traccin ) y corte a las

fundaciones.

ESRUCTURA CON APOYO FIJO


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1.2) Suelos de Buena Capacidad de SoportePara suelos con buena Capacidad de Carga se

suele utilizar apoyos empotrados, con el fin deaprovechar las caractersticas del suelo.

1.3) Control de Deformaciones El caso de losgalpones que poseen puente gra, con el fin de

controlar las deformaciones laterales provenientesde los impactos transversales, se suele utilizar

apoyos empotrados. Obviamente que esta eleccinesta condicionada a los estudios de suelos

respectivos que avalen que la solucin es

tcnicamente factible.

2) ESTRUCTURACION DE MARCOS ARRIOSTRADOS CONCENTRICOS

2.1) Marco Arriostrado en X

Por lo general es muy esbelto y tiene gran capacidad a

traccin y poca al pandeo de compresin. Puede ser un

diseo econmico para cargas laterales, pero permiteconcentracin de deformaciones inelsticas, y ladisipacin de energa es pobre durante un sismo grande.

ESRUCTURA CON APOYO EMPOTRADO

GALPON CON APOYO EMPOTRADO

ARRIOSTRAMIENTO EN X


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2.2) Marco Arriostrado en KProduce cedencia en las columnas durante una cargassmica severa. Una diagonal esta en compresin

mientras que la otra esta en traccin. La diagonal en

compresin se pandea mucho antes que el

arriostramiento en traccin llegue a la cedencia. El

pandeo introduce grandes cortantes y momentos

flectores en las columnas. Como resultado elarriostramiento en K esta prohibido en las regiones

ssmicamente mas activas.

2.3) Marco Arriostrado en V invertidoProduce cedencia de la viga durante una severa

excitacin ssmica, mientras que el arriostramientoen K causa la cedencia en la columna. La flexin

en las vigas con arriostramientos en V o V

invertida induce deformaciones en los pisos

durante un terremoto mayor, pero provee disipacin

adicional de energa, que puede mejorar larespuesta ssmica durante terremotos grandes.

ARRIOSTRAMIENTO EN K

ARRIOSTRAMIENTO EN V INVERTIDA

ARRIOSTRAMIENTO EN V


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2.4) Marco Arriostrado en diagonalActa a tensin para cargas laterales en una

direccin, y a compresin para dichas cargas en a

otra direccin. Es de uso menos frecuente.

3) ESTRUCTURACION DE MARCOS DE MOMENTO

3.5) Marcos resistente a momento

Son algo flexibles. Aunque tales prticos puedenser dctiles, la ductilidad se puede perder si ciertos

requerimientos de diseo no se satisfacen. Posee

resistencia y rigidez estable durante grandes y repetidasdeformaciones inelsticas, las cuales proveen grandisipacin de energa.

ARRIOSTRAMIENTO DIAGONAL

MARCO RESISTENTE A MOMENTO


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4) CERCHAS DE TECHO

4.1) Cercha con diagonales traccionadasConocida tambin como cercha Tipo Pratt :

a) Esta configuracin es una de las mas usadas.Los elementos diagonales se encuentran

traccionados bajo cargas normales verticales, de tal

forma que se aprovecha al mximo la capacidad

axial del perfil (no existen problemas de pandeopor compresin).

c) En general los elementos verticales (montantes)se encuentran comprimidos bajo cargas normales

verticales.

d) El cordn superior en compresin tiene cargas mayores que el cordn inferior en tensin en el cuarto

central bajo cargas normales verticales.

e) La cercha Tipo Pratt tiene la desventajaque al ser usada en estructuras abiertas se pueden producircargas inversas, como son por ejemplo las cargas de succin provenientes del viento, lo que puede producircompresin en los elementos mas largos de la cercha.

4.2) Cercha con diagonales en compresinConocida como Howe Truss o English Truss :

a) Esta cercha puede ser ventajosa para techos ligeros que

pueden ser afectados por vientos de succin.b) En adicin a lo expuesto en a), la cuerda en tensin

tiene cargas mayores que el cordn en compresin, en el

cuarto central, bajo cargas verticales normales de

compresin.

4.3) Cerchas Fink Truss.

Conocida como Fink Truss :

a) Ofrece la alternativa mas econmica entrminos de peso de estructura de acero para

espacios grandes y techos muy inclinados.

CERCHA CON DIAGONALES EN TRACCION

CERCHA CON DIAGONALES EN COMPRESION

CONFIGURACION ESPECIAL CERCHA


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5) ESTRUCTURA DE TECHO

5.1) Diagonales estructura detecho

La norma ssmica Nch 2369

establece que la estructura de

techo debe proveer cierta

continuidad asimilndose a un

diafragma rgido , por ejemplo :

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 ( cada en secuencia de cerchas ).

A

B

C

D

E

F

G

1 2 3 4 5 5 7 8


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COSTANERAS DE TECHO

DETERMINACIN DE LAS CARGAS

Cargas permanentesa) Peso propio de la costanera: ppQ

b) Peso propio de la cubierta PV-4 : 2/54.5 mKgQPL = , que corresponde a las planchas de 0,6 mm de espesor.

Sobre cargas de usoSe considera una sobrecarga trasmitida mnima KPaQSC 1= , pudiendo reducirse segn norma del siguiente

modo:

C= 534.03.1133.2133.21 == tgtg (20% inclinacin)

CA= 1 debido a que el rea tributaria a la costanera de 6 m separada a 2 m es de:220mA <

Resultando una carga reducida:2/4.531534.0100 mKgCCQQ AtreducidaSC ===

Cargas eventuales

Las costaneras no se ven afectadas por cargas ssmicas, por lo tanto, las cargas eventuales que afectan a la

costanera slo son las cargas de viento que actan sobre la cubierta del edificio y adems la carga de nieve que actasobre el techo (esta ltima no corresponde para este caso).

a) La presin bsica de viento Pb se calcula en funcin de la altura, H, esto es:Segn la NCh 432 of71 el efecto de esta presin bsica sobre el techo es el siguiente:

Altura (m) P sica (Kg/m2)

techo 18 122.8

Carga de montajeSe considera una carga puntual KgQM 100= aplicada en el centro de la costanera.

ESPACIAMIENTO ENTRE COSTANERAS

Se considerar un espaciamiento entre costaneras de 2m (distancia apta segn recomendaciones del fabricante

de la plancha de techo)Se recomienda como mximo utilizar espaciamiento de 1.7 mts., por un tema de montaje de techumbre


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DISEO DE COSTANERAS DE TECHO

Propiedades de la seccin utilizada

Se usar un perfil canal cuyas propiedades para el diseo estn dadas por el Manual de Diseo de Estructuras

de Acero ICHA:

mmH 200= ; 37.96 cmWx =

mmB 75= ; 45.85 cmIy =

mme 5= ; 31.15 cmWy = 27.16 cmA = ; cmia 97.2=

4967 cmIx = ; cmit 188.0=

mKgpperfil /1.13=

Clasificacin de la seccin

Segn Tabla 13 y tabla 14 de NCh 427 se tiene:

Elementos no atiesados:

yC Fe

b

e

b 535=

< 02.9

3518

53513 =


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VERIFICACIN EJE FUERTE

La costanera se modela como una viga simplemente apoyada de longitud L=8m. La inclinacin del techo

produce un efecto de flexin biaxial sobre la costanera.

Combinaciones de carga y determinacin de momentos mximos

a) C1 : Accin de Pesos Propios y Sobrecarga = )( SCPP +

( ) mKgL

SCPPM mx =+= 98.577cos8

2

1

b) C2 : Accin del Viento Barlovento = )(75.0 barVPP +

mKgLVLPPM barmx =

+= 63.56

8cos

875.0

22

2

c) C3 : Accin del Viento Sotavento = ( )sotVPP +75.0

mKgL

VL

PPM sotmx =

+= 53.251

8cos

875.0

22

3

d) C4 : Accin de la carga de Montaje = ( )MPP +

mKgL

ML

PPM mx =

+= 79.253cos

48

2

4

Luego, el momento de diseo est dado

mKgMMMMmxM mxmxmxmxdis == 98.577,,, 4321


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Anlisis de pandeo lateral torsional

Se dispondr 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 ser:

( )cm

N

LLm 200

3

600

1==

+= donde N: nmero de colgadores por costanera.

Por lo tanto se tendr 3 tramos iguales cmLLL 200321 === con simetra

de cargas en los tramos L1 y L3.

Clculo de Lc(distancia mxima en que no se producir inestabilidad)

Cm : coeficiente de momento que toma en cuenta el efecto de los diferentes gradientes de momento en el pandeo

lateral-torsional.

Segn frmula 6 del ICHA (Pag. 119) Diagrama de momento para carga uniformemente distribuida:

3.23.005.175.1

2

2

1

2

1

+

+=

M

M

M

MCm

Tramo 1 y 3 75.1=mC

756.01

==m

aC

K

571.01

==m

t CK { } cmmax

FK

i

FK

imaxL

yt

t

ya

ac 84.18012,128;84,180

1370000;

2730==

=

cm LL > reduccin de tensiones admisibles

Esbeltez por Alabeo: Esbeltez por Torsin: Esbeltez de Euler:

91.50=

=a

maa i

LK 45.607=

=

t

mtt i

LK 55.108

2 2==

y

eF

E

Clculo de la tensin admisible de compresin por flexin

Por resistencia al Alabeo:

Como eae


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Por resistencia a la Torsin:

Como tyF

E

65.0 2/57.1345

67.1

65.0cmKg

EF

t

Tcm =

=

Luego, la tensin admisible de compresin por flexin ser el mayor valor entre la resistencia al alabeo y la

resistencia a la torsin:

{ } 2/73.2058;max cmKgFFF TcmA

cmdiseo ==

Tramo 2 Usando la metodologa para la seccin anterior

1=mC 1=aK ; 1=tK ; { }2

7.13621,73;7,136max cmLc ==

cm LL > reduccin de tensiones admisibles

34.67=a ; 83.1063=t ; 55.108=e

Clculo de la tensin admisible de compresin por flexin

Por resistencia al Alabeo:

Como eae


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VERIFICACIN 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 tensin admisible.

Combinacin de carga

Accin de Pesos Propios y Sobrecarga = )( SCPP +

Se tiene una viga con apoyos intermedios (debido a los colgadores) con vanos iguales, por lo que es posible

aproximar la distribucin de momentos con la ecuacin:

( ) mKgsenLSCPPMmx =+= 8.30310

1 2 mKgMM mxdis == 8.30

2/8.21106.0 cmKgFF Yydiseo ==

2/97.2031.15

211080cmKg

W

Mf

y

diseoym ===

VERIFICACION INTERACCIN

05,142.08.2110

97.203

89.1843

7.597


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DISEO DE COLGADORES

Colgadores de Techo

+

1

cos2 s

Luzn

; donde n es el nmero de costaneras de Techo

=

3tan 1

L

s

Si N = 1

2

)(448.2L

senSCPPTi +=

Si N = 2 3

)(1.1L

senSCPPTi +=

Si N = 3 4

)(25.1L

senSCPPTi += ;dondeNes el nmero de colgadores

Luego tenemos que la reaccin total es KgTnR i == )1(

Clculo del dimetro del tensor

Para mLuz 30=

965.81298.02

30 ==+

nn

como N = 2 )(48.563

6196.0)8.10618.24(1.1 KgTi =+=

luego KgR 84.45148.56)19( ==

>


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DISEO DE COLUMNAS DE VIENTODeterminacin de cargas.

Considerando la altura de la columna tenemos que:272.120 mKgPbsica =

mKgQppc 1.12= costaneras254.5 mKgQPL = Plancha de Instapanel

Eje y-y :

mKgQsQq PPPLy /18.23=+=

KgLqA y 09.2015

2==

KgLqB y 25.5530

11==

KgBnPCOLG 92.11042 ==

KgAPV 18.402 ==

mKgH

Pnq VV /06.24=

=

Eje x-x :

mKgLPq bH /81.4708.075.0 ==

mKgHq

M H =

= 96.164128

2

max

KgHq

R HH 25.39312

=

=

Una vez elegido el perfil, se podr calcular la reaccin vertical dada por:

COLHcolppVV PHqqR ++= )(

6 m

qy

A AB B

yy

x

x

PV

PH

s

L L L


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PrediseoLos requerimientos mnimos aproximados sern:

357.77735186.0

1641296

6.0cm

F

MW

y

mxreq =

==

XX

Hadm

EI

LqL

384

5

200

4

>= 41.27192 cmIXX =

Seccin elegida: Perfil HN 35x124 acero A572

cmH 35= cmB 35= cme 8.1=

cmt 1= 2157 cmA =

437300 cmIXX = 412900 cmIYY =

32130 cmWX = 3735 cmWY =

cmiX 4.15= cmiY 04.9=

cmia 3.10= cmit 8.1=

Verificacin Pandeo Local

Elementos no atiesados Elementos atiesados

b 17,50 h 31,40

b/e 9,72 h/e 31,40

(b/e)c 13,66 (h/e)c 35,74

Tipo perfil Compacto Tipo perfil Compacto

En ambos casos se verifica que no existe Pandeo Local, por lo tanto no hay reduccin de rea en los elementos

atiesados ni reduccin de tensiones en los elementos no atiesados.

1== sa QQ 1== sa QQQ

Clculo de tensin crtica de pandeo

x y e mx Tipo PandeoFcrtico

(Kg/m2)Ftrabajo

(Kg/m2)

X

XX

i

LK

Y

YY

i

LK

YFQ

E

22

{ }YXmx ; emx 2

2

23

12

mx

E

A

RV

108,442 184,735 108,546 184,735 Elstico 316,848 22,786

Se cumple que:

Fcrtico > Ftrabajo

mx < 200 a OK


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Verificacin a la FlexinPara la configuracin del galpn industrial

Lm (cm) 1670Cm 1,00Ka 1,00Kt 1,00

Lc alabeo 474,08Lc torsion 700,96LC (cm) 700,96

Mmx(Kgm)

(kg/m2)Ftrabajo Ftrab


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DISEO DE PLACAS COLABORANTES

VIGAS COMPUESTAS ACERO HORMIGON CON CUBIERTA DE TABLEROS DE ACERO FORMADO.

I. DEFINICIONES BASICASUna viga compuesta es aquella cuya resistencia depende de la interaccin mecnica entre dos o ms materiales.

Con mucha frecuencia, en la construccin de edificios y puentes, se aplica el trmino viga compuesta a una seccin

de acero sobre la que se ha construido un piso de hormign o un tablero de puente. El hormign se adhiere con firmeza

a la seccin de acero por medio de conectores de corte cuidadosamente diseados, de manera que el hormign y el

acero acten en conjunto como viga Te.Cuando no existe unin entre la viga de acero y el piso o tablero de hormign, ocurrir un deslizamiento entre

los materiales, y resultar una seccin que no es compuesta. En realidad siempre habr un pequeo deslizamiento

debido a las deformaciones desiguales en los pernos de cortante, el hormign y la viga de acero, pero para finesprcticos se puede despreciar este deslizamiento en el diseo compuesto.

II) HIPOTESIS Y REQUISITOS ESPECIALES DE DISENO

2.1) Hiptesis de diseoEl 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 flexin originadaspor las cargas verticales.

A) Las vigas de acero se dimensionaran para resistir, sin ayuda del hormign, todas las cargas verticales

aplicadas con anterioridad al fraguado del hormign (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) despus de su fraguado, sin exceder la tensin mxima de diseo 0.66Ff, donde Ff es la tensin defluencia del acero.

B) La tensin de trabajo por flexin producida por las cargas una vez que ha fraguado el hormign se calcularbasndose en las propiedades de la seccin compuesta. No se considerarn las tensiones de traccin en el hormign.

2.2) Requisitos especiales

Existen requisitos especiales para secciones compuetas conformadas por tableros de acero formados, los cuales estn

indicados en la especificacin ASD15. Algunos de estos se dan a continuacin:

- La altura de las costillas esta limitada a un valor mximo de 3.

- Los conectores de cortante de deben tener dimetros mayores de 3 / 4 y estos deben prolongarse por lo menos 1

por encima del tablero de acero.

- La losa de concreto sobre el tablero de acero debe tener un espesor mnimo de 2.


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Fecha: 06/2005 25 de 93


III.- VENTAJAS Y DESVENTAJAS DE LA CONSTRUCCION COMPUESTALa losa de los pisos compuestos acta no solamente como una losa para resistir las cargas vivas, sino que

tambin 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 hormign a la

compresin, haciendo que toda o casi toda la losa trabaje a compresin, al mismo tiempo que un mayor porcentaje del

acero trabaja a tensin ( tambin ventajoso ) cosa que debe procurarse en estructuras de acero, pues finalmente el acero

necesario para las mismas cargas y claros ser menor ( o mayores claros para secciones iguales ).Las secciones

compuestas tienen mayor rigidez y menores deflexiones que los elementos separados.

Otra ventaja es la reduccin de la altura de vigas obtenido mediante el comportamiento compuesto, dejandoalturas libres entre pisos mayores. Esto a su vez lleva consigo una disminucin en los costos de proteccin contra el

fuego.

Otro punto importante es la velocidad de montaje frente a las construcciones comunes, dado el ahorro quesignifica en tiempo y recursos econmicos de los moldajes, puesto que el mismo deck reemplaza la funcin de estos.

Una desventaja de la construccin compuesta es el costo de preparacin e instalacin de conectores de fuerzacortante.

IV.- ALZAPRIMASDespus de haber montados las vigas de acero, se instala el deck y posteriormente se vierte el hormign, y

por tanto, las vigas resistirn el peso del deck y del hormign fresco y las otras cargas propias del proceso de

construccin, o bien, para resistir estas carga se alzaprima temporalmente. La mayora de las especificaciones indica

que despus que el hormign ha adquirido un 75% de su resistencia a los 28 das , la seccin ya trabaja como

compuesta y todas las cargas aplicadas desde este instante son resistidas por tal seccin. Cuando se utiliza alzaprima

los puntales solo resisten las cargas de hormign fresco y las otras cargas de construccin. 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 decisin comn es utilizar vigas de acero mas pesadas sin alzaprima por las sgtes. razones:

- Independientemente de razones econmicas, el uso de puntales es una operacin delicada, sobre todo donde su

asentamiento (hundimiento) es posible, como es frecuente en el caso de construccin de puentes.

- Otra desventaja es que despus de que el hormign se endurece y el apuntalamiento se retira, la losa participara de laaccin compuesta para resistir las cargas muertas. La losa ser sometida a compresin por estas cargas permanentes y

tendr un flujo plstico y contraccin considerables, paralelos a las vigas. El resultado ser una gran disminucin 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 ser soportada por las vigas de acero y la accin compuesta servir

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 porcin de la losa acta como parte de la viga compuesta. Si las vigas seencuentran relativamente cerca una de otra, los esfuerzos de flexin en la losa se distribuirn en forma bastanteuniforme en la zona de compresin. Sin embargo, si la distancia entre estas es grande, los esfuerzos variaran mucho yse distribuirn en forma no lineal a travs del patn. Las especificaciones abordan este problema reemplazando la losareal por una losa efectiva menos ancha, pero con esfuerzo constante. Se supone que esta losa equivalente soporta lamisma compresin total de la losa real. El ancho efectivo Bh se determina como se indica a continuacin.


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Fecha: 06/2005 26 de 93


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 }

L : Espacio entre apoyos de la viga

S1, S2 : Espacio entre vigas adyacentes

h : Altura total de la losa colaborante

eh : Altura del hormign desde pliegue de placa a tope superiorBhi, Bhb : Anchos colaborantes

VI) CONECTORES DE CORTE

6.1) Tipos de conectores

Los mas usados en los diseos actuales de losmostrados 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 accin

colaborante es comn el uso de channel.

6.2) Calculo de esfuerzos de corte

El cortante desarrollado en el eje neutro ser de compresin o tensin, despreciando el hormign en la zona de tensin.

Como es difcil hallar el eje neutro y tener en cuenta los esfuerzos de trabajo, el AISC/ASD y la AASHTO permitencalcular el cortante horizontal que ha de ser resistido en la superficie de contacto del acero y el hormign, como el

menor entre los siguientes valores:

Vh1 = As * Fy / 2

Vh2= 0.85 * fc * ( b * t ) / 2

, donde se usa el factor 2 para reducir el cortante ltimo a un valor de trabajo.

Fy : Tensin de fluencia del acero de la viga

fc : Resistencia a compresin a los 28 das del hormign

b : Ancho colaborante considerado en el clculo

t : Altura de la seccin de hormign

Bhb Bhi Bhb

Viga de acero Viga de acero Viga de acer

S1 S2


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6.3) Calculo de Pernos de Corte ( Stud )

El nmero de pernos, segn las especificaciones del AISC, esta dado por:

N1 = Vh / q

q: Resistencia de un conector de corte ( Ver Tabla N1 )

El clculo del nmero de pernos de cortante requeridos supone un espaciamiento uniforme de ellos ( en general porpares ) desde el punto de cero a mximo momento.

VII) ESTRUCTURACIONES

7.1) Configuracin normal :

Las vigas secundarias ( viguetas ) estan

rotuladas en sus extremos unidas a las

vigas principales perimetrales. Estaestructuracin se caracteriza pues las

viguetas se orientan paralelas a una de

las direcciones de las vigas principales.

.

7.2) Configuracin de Tablero :

Las viguetas se ubican de tal forma deno recargar ninguna de las direcciones

de vigas principales obtenindose de

esta forma alturas de vigas

perimetrales ( principales ) mas

uniformes .


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Fecha: 06/2005 28 de 93


VIII. UNIONES VIGA VIGA ( UNIONES DE CIZALLE )

A continuacin se muestran las uniones mas tpicas 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) Conexin viga-viga con clip mixto

8.2) Conexin viga-viga con clip apernado

8.3) Conexin viga-viga con placa extrema


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Fecha: 06/2005 29 de 93


DISEO DE VIGA MONORRIELDisear una viga monorriel de 12 (m) de longitud apoyada en tres puntos equidistantes, que deber

soportar una carga de levante de 17500 (Kg) y un carro de 500 (Kg).

Determinacin de cargas.

Las nicas cargas que actan en esta viga estn son las provenientes de su peso propio, de la carga de

levante y del carro. Adems debe verificarse el efecto de una carga por impacto longitudinal equivalente al15% de la carga de levante ms el peso del carro. Por lo tanto, el diseo de la viga monorriel es similar al de

las columnas de viento y se realiza como sigue.

KgPLEVANTE 17500=

KgPCARRO 500=

mKgQppVIGA 100= Peso estimado de la viga.

Es necesario buscar para cada caso en particular la ubicacin del carro que produce el mayor

momento en la viga. Para el caso de una viga de dos tramos de continuidad la posicin 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 posicin de la carga no tiene influencia, ya que la

carga de distribuye de manera constante en la viga.


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Fecha: 06/2005 31 de 93


Clculo de tensin crtica de pandeo

x y e mx Tipo Pandeo Fcrtico (Kg/cm2)

Ftrabajo(Kg/cm2)

X

XX

i

LK

Y

YY

i

LK

YFQ

E

22

{ }YXmx ; emx < f

e

FQFS

2

max

2

11

1

A

RV

33.71 91.74 128 91.74 INELASTICO 953.32 22.13

Con )(2700)50017500(15.0 KgRV =+=

Se cumple que:

Fcrtico > Ftrabajo

mx < 200 a OKVerificacin a la Flexin

Para la configuracin mostrada

Lm (cm) 600Cm 1,00Ka 1,00

Kt 1,00Lc alabeo 399Lc torsion 677LC (cm) 677

Mmx(Kgm)

Fdiseo Ftrabajo Ftrab


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Fecha: 06/2005 32 de 93


Dadm=L/500

El perfil cumple con los requisitos mximos de solicitacin y deformacin.

Verificacin de Flexin 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:

)(45004 Kg

P=

)(2

)(25

cme

cmB

=

=

Para la seccin de ancho B:

)(67.161

67.16)(67.16

12

343

cmy

IWcm

eBI XXXXXX ====

= con

2

By =

)(5625024

cmKgBP

MMAX ==

== 23374 cmKgW

MFX

MAXTRABAJO

== 2189875.0 cm

KgFyFDISEO

TRABAJODISEOFF > NO CUMPLE

Por lo tanto, debe buscarse otro perfil que tenga un espesor de ala mayor.

Reduciendo las frmulas anteriores se tiene:

22

2

135001

4

3

6

8

ee

PF

eBW

BP

M

TRABAJO

XX

MAX

=

=

=

=

)(67.2113.775.0

135002 cmeF

eFFY

DISEOTRABAJO==

==

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


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Fecha: 06/2005 33 de 93


De los perfiles ICHA de tipo IN el ms liviano con espesor de ala igual a 28 (mm) es IN 45x157, que portener mayor altura y por lo tanto inercia, cumple con los requisitos de tensiones y deformaciones, adems de

la verificacin de flexin local del ala.ANLISIS ESTRUCTURAL DE UN GALPN INDUSTRIAL

Se consideraron 10 marcos transversales con uniones rgidas, y arriostramientos en el sentido longitudinal. El efecto de la

viga carrilera junto con las cargas que transmite del puente-gra, se model usando pequeos cachos rgidos de 30 cm, localizados

junto a cada columna estructural.

Puntaltecho

Vigatecho

Diagonaltecho

Columna

Diagonalcentral

Columna

Diagonal

verticalPuntalvertical

DiagonalK

Columna

spg


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Fecha: 06/2005 34 de 93


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


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Fecha: 06/2005 35 de 93


DETERMINACIN DE ESTADOS DE CARGA

PESO PROPIO

Elementos:Cubierta Instapanel :

2/54.5 mKgq =

Costaneras de techo : mKgq /1.13=

Costaneras laterales : mKgq /1.13=

Columnas de viento : mKgq /124=

Puente Gra : Viga puente gra : mKgq T /36.47320 = mKgq T /664.40015 =

Viga testera : mKgq T /186.7820 = mKgq T /336.7015 =

Viga carrilera : mKgq T /64.16520 = mKgq T /87.14215 =

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 expresin:

L

aqnq

=

Costaneras:

Techo: mKgL

aqnqT /474.4451.26

61.1315 ===

Lateral: mKgL

aqnqL /125.49

8.12

61.138=

=

=

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

mkgqTb /237.22=

mkgqLb /237.22=

Colgadores (8 , 10 ):

Techo: mKgq /48.2262.02 ==

Lateral: mKgq /56.1239.02 ==

Cubierta:

mKgqp /24.33654.5 ==


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Fecha: 06/2005 36 de 93


Peso Propio Total (no incluye peso de los perfiles ni puente-gra)

TABLA 1Techo q (Kg/m) Lateral q (Kg/m)

cubierta 33.24 33.24costanera 44.474 49.125colgadores 2.48 1.56

Total 80.194 83.925

Peso Propio Puente Gra:

Para 20T TABLA 2Peso (Kg/m) L (m) Carga (Kg)

Viga Puente Gra 473.355 26 12307.23

Viga Testera 78.186 3 234.558Viga Carrilera 165.64 6 993.84

Baranda+Pasillo 50 26 1300

Izaje+Huinche 22000

Para 15T TABLA 3Peso (Kg/m) L (m) Carga (Kg)

Viga Puente Gra 400.664 26 10417.264Viga Testera 70.336 3 210.08Viga Carrilera 142.87 6 852.22

Baranda+Pasillo 50 26 1300Izaje+Huinche 17000

SISMO

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

Las masas corresponden al peso propio de los elementos multiplicadas por el coeficiente ssmico dado por la norma

NCh2369.

En primer lugar se calcularn los pesos laterales que se localizarn en los hombros de cada marco transversal; dado por los

elementos no estructurales

m1

m2m3

m4 m5

F1x

F2x

F3x

F4xF5x

F1z

F2z

F3z

F5zF4z


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Fecha: 06/2005 37 de 93


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 actuar como masa ssmica. Esta se calcula con la

expresin:

LqQTotal =

Donde L es la longitud, en el caso de las columnas exteriores: 12.8 y del techo: 26.51 por pao.

TABLA 4

Techo q (Kg/m) Lateral q (Kg/m)q(Kg/m) 80.194 83.925

Largo (m) 26.51x2 12.8QTotal (Kg) 4251.88

1074.24

Para el caso de las cargas de techo producidas por las solicitaciones de la Nieve, se debe realizar una

reparticin de cargas sobre la estructura de la techumbre.

Para encontrar esta distribucin se calcularon los esfuerzos debido a los pesos de los elementos estructurales

resultando:

Para el caso de la nieve se tiene una carga total de:2/125 mkgqnieve = mkgQnieve /7506125 == kgQ Totalnieve 39765251.26750 ==

De los resultados de la TABLA 5 se puede calcular las cargas totales que actuarn sobre los hombros y cumbreras del

galpn utilizando la reparticin de cargas obtenidas anteriormente.

Las cargas distribuidas en cada viga de un pao del techo est dada por:

TABLA 5

Peso(Kg)

Carga izquierdam1 (Kg)

Carga centralm2 (Kg)

Carga derecham3 (Kg)

Nieve 39765 8549.475 22666.05 8549.475No estruct. lateral 1074.24 1074.24 - 1074.24

No estructural techo 4251.88 914.15 2423.57 914.15Total 10537.89 25089.62 10537.89

Luego Kgm 89.10531= ; Kgm 02.250892 = ; Kgm 89.10533 =

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

21.5% 57% 21.5%

m1

m2

m3


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Fecha: 06/2005 38 de 93


Como criterio, se consider que la viga carrilera es un continuo a lo largo del galpn, por lo que se toma el peso porlongitud tributaria a cada columna, que en este caso son 6 m (separacin entre marcos transversales).

Entonces, en todos los marcos transversales debe agregarse el peso de la carrilera como masa ssmica.

Kgmm 84.99354 ==

Kgmm 22.85276 ==

Se ha considerado que la localizacin ms desfavorable de los puente-gra es considerarlos alineados en un marcotransversal, por lo que todos los marcos transversales deben estar diseados para resistir esta posibilidad. Dentro del conjunto de

marcos que componen el galpn debe elegirse aquel que posea la ubicacin ms desfavorable.

Los marcos que no presentan arriostramientos laterales son ms desfavorables, y a medida que los marcos se acercan a los

extremos del galpn esta condicin se acenta. Por lo tanto, se eligi el marco ms extremo sin arriostrar (exceptuando los marcos

transversales del borde debido a que estos estn sometidos a menor carga).

Luego, para el marco elegido se considerar una masa ssmica que contenga el aporte del puente-gra

TABLA 720 T 15 T

Peso(Kg)

m4 (Kg) m5 (Kg)Peso(Kg)

m6 (Kg) m7 (Kg)

Viga Puente Gra 12307.23 6153.62 6153.62 10417.264 5208.63 5208.63Viga Testera 234.558 234.558 234.558 210.08 210.08 210.08

Viga Carrilera 993.84 993.84 993.84 852.22 426.11 426.11Baranda+Pasillo 1300 650 650 1300 650 650Izaje+Huinche 22000 11000 11000 17000 8500 8500

Total 19032.02 19032.02 14995.82 14995.82

Estas solicitaciones deben multiplicarse por el coeficiente ssmico, que como se mostr en la primera entrega su valor es

de 0.23 con lo que queda:

Kgmm 36.437754 ==

Kgmm 82.1499576 ==

Las cargas mencionadas deben localizarse en direccin de los sismos; es decir, en direccin transversal y longitudinal del

galpn.

m1

m2

m3

m4 m5 m6 m7

Fx1

Fx2

Fx3

Fx4 Fx5Fx6

Fz1

Fz2

Fz3

Fz4 Fz5Fz6


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Diseo en Acero

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VIENTO LATERAL

Se considerar 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 galpn.

Para el techo:2/8.122 mKgPb =

f) Estado Viento Barlovento:

( ) mKgsPV bbar /47.1214.0sen2.1 == g) Estado Viento Sotavento :

mKgsPV bsot /72.2944.0 ==

Para las columnas:2/72.112 mKgPb =

h) Estado Viento Barlovento:

( ) mKgsPV bbar /056.5414.0sen2.1 == i) Estado Viento Sotavento :

mKgsPV bsot /528.2704.0 ==

Caso 1:Viento lateral

desde la izquierda

Caso 2:Viento lateral

desde la derecha

(1.2*sen-0.4)*QV0.4*QV

0.4*QV0.8*QV

-121.47 (Kg/m) 294.72 (Kg/m)

541.056 (Kg/m)270.528 (Kg/m)

-121.47 (Kg/m)294.72 (Kg/m)

541.056 (Kg/m)270.528 (Kg/m)


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Fecha: 06/2005 40 de 93


VIENTO LONGITUDINAL

Las cargas de viento se transmiten a las vigas de techo a travs 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.

L

APq b

= ;

2

LqR

=

Se considerar 2 valores para la presin bsica, uno usado para la carga

lateral y otro para las cargas de techo. Sus valores son:

2/72.112 mKgP lateralb = 2/8.122 mKgP techob =

Considerando 3 columnas de viento en cada vano del marco transversal se tiene:

Pb (Kg/m2) A (m2) L (m) q (Kg/m) R (Kg)

C1 112.72 41.6 12.8 366.34 -C2 122.8 91.65 14.1 - 5627.31C3 122.8 100.1 15.4 - 6146.14C4 122.8 108.55 16.7 - 6664.97

C5122.8

117 18 798.2 -Total 18438.42Estos clculos son para un pao de techo

Estos valores deben ser multiplicados por el factor de forma que ser 0.8 en el caso del sotavento y 0.4 en el caso del

barlovento.

IMPACTOS

El efecto de los impactos se considerar para el caso en que los puente-gra estn alineados con una columna. Debe

analizarse distintas posiciones del carro puente-gra a modo de considerar la condicin ms desfavorable para cada elemento

estructural. Por esta razn se consideraron:

Para cada tipo de impactos se estudiarn los tres casos.

Como se calcul en la entrega anterior los impactos que actan sobre la estructura son:

s

LL L

Caso A: ambos carrosen la extrema iz uierda

Caso B: ambos carrosen el centro

Caso C: ambos carrosen la extrema derecha


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Fecha: 06/2005 41 de 93


Impacto Vertical:

Capacidad de izaje de 20 T: ( ) KgP T 125025.02000025.020 ==

Capacidad de izaje de 15 T: ( ) KgP T 5.93725.01500025.015 ==

Impacto Longitudinal:



Impacto Transversal:



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

Cargas mviles:

=

L

aPR 2

1

;

L

aPR

=

2

Impacto20 T 15 T

P20 T (Kg) R1 (Kg) R2 (Kg) P15 T (Kg) R3 (Kg) R4 (Kg)

Vertical 1250 2427.88 72.11 937.5 1820.91 54.09

Longitudinal 2200 4273.07 126.92 1700 3301.92 98.08

Transversal 1100 1650 550 850 1275 637.5

Finalmente se tiene:

Impacto Vertical:

a

P P

R1 R2

Caso A Caso B Caso C

R1 R3 R1 R3 R1 R3R2 R4 R2 R4R2 R4


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Fecha: 06/2005 42 de 93


Impacto Longitudinal

Impacto Transversal:

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-gra (viga puente-gra, 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 ssmica en direccin transversal al galpn.

sy : carga ssmica en direccin longitudinal al galpn.


R1 R3

R2 R4R1 R3

R2 R4R1 R3

R2 R4


R1 R3

R2 R4

R1 R3 R1 R3

R2 R4 R2 R4


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 43 de 93


COMBINACIONESA1 : ( 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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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 44 de 93


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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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 45 de 93


VERIFICACION DE DISEO

COLUMNA

PERFIL: HN 35x232

DIMENSIONES SECCION TIPO Y DE LA SECCION DE APOYO

Altura total viga cmH 35=

Ancho total de alas de la viga cmB 35=

Espesor de alas de viga cme 5.3=

Espesor de planchas del alma cmt 8.1=

PROPIEDADES DE LA SECCION

Area de la seccin total2295cmAreat =

Inercia en el eje X464300 cmIxx =

Inercia en el eje Y425000 cmIyy =

Mdulo resistente en X33680cmWx =

Mdulo resistente en Y31430cmWx =

Radio de giro en X cmix 8.14=

Radio de giro en Y cmiy 2.9=

Radio de giro por alabeo cmia 9.10=

Radio de giro por alabeo cmit 5.3=

Peso propio de la columna mKgqP /232=

CARGAS ACTUANTESmKgMx = 39000 KgVx 5455= KgN 51618=

mKgMy = 0 KgVy 45.0=


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 46 de 93


ESTADO DE CARGA

)2(75.07 TpgcpsxNippD +++++=

TENSIONES ADMISIBLES A LA FLEXION

Clasificacin de la seccin

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

Ala:

yC Fe

b

e

B

e

b 8102=


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Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 47 de 93


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 dala tensin admisible por corte como:

2/2.14074.0 cmKgFFFF YadmVVYVX ====

Tensin de Trabajo

24.50 cmACx = ; Tensiones de trabajo en eje X-X :2/234.108 cmKg

A

Vf

Cx

xVx ==

2245cmACy = ; Tensiones de trabajo en eje Y-Y :2/0 cmKg

AVf

Cy

y

Vy ==

05,107.0


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 48 de 93


2

2

/056.7312

11

1cmKgF

FSF Y

E

FC =

=

05.1239.0


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Fecha: 06/2005 49 de 93


COLUMNA SOBRE PUENTE GRUA

PERFIL: HN 30x128








Inercia en el eje X4

27200 cmIxx =

Inercia en el eje Y49900cmIyy =


Mdulo resistente en Y3660cmWy =



Radio de giro por alabeo cmia 05.9=



CARGAS ACTUANTESmKgMx = 20055 KgVx 71.326= KgN 10202=

mKgMy = 43.547 KgVy 8.2477=

ESTADO DE CARGA


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Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 50 de 93


)1(75.06 TpgcpsxNippD +++++=


Elementos no atiesados Elementos atiesadosb 15 h 25.6

b/e 6.82 h/e 21.33

(b/e)c 13.566 (h/e)c 139.936

No hay Pandeo Local No hay Pandeo LocalLa seccin escompacta.

Pandeo Lateral-TorsionalLm (cm) 180

Cm 1Ka 1Kt 1

Lc alabeo 416.546Lc torsion 856.737LC(cm) 856.737

cm LL < No existe Pandeo lateral-torsional

Fm adm x

(Kg) 2110.8

Fm adm y (Kg) 2110.8

fmx(Kg) 300fmy(Kg) 1.75

fmx /Fm admx+fmy/Fm admy 0.76 < 1.05 aOK

TENSIONES ADMISIBLES AL CORTE

Acx (cm2) 30.72 fVx(Kg) 10.635

Acy (cm2) 132.000 fVy(Kg) 18.77

FV admx(Kg) 1407.2 fVx /Fm admx 0.00756 < 1.05 aOK

FV adm.(Kg)1407.2

fmy/Fm admy 0.0133 < 1.05a

OK

TENSIONES ADMISIBLES COMPRESION

1== sa QQ 1=Q Lx (m) 12.8 Ly (m) 1.8

Kx 1 Ky 1x 99.225 y 23.077

max 99.225e 108.549 < 200 aOK

F.S. 1.914


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Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 51 de 93


Fcrit(Kg) 1070.139fc(Kg) 62.589

fc/Fc 0.0585 < 1.05 aOKVERIFICACION DE INTERACCION

Interaccin Flexin-Corte

05,15747.0


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Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 52 de 93


VIGA DE TECHO

PERFIL: HN 50X192








Inercia en el eje X4

106000 cmIxx =

Inercia en el eje Y43300cmIyy =


Mdulo resistente en Y31330cmWy =



Radio de giro por alabeo cmia 14=



CARGAS ACTUANTESmKgMx = 81300 KgVx 16060= KgN 6.1713=

mKgMy = 269.19 KgVy 72.5=


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Fecha: 06/2005 53 de 93


ESTADO DE CARGA

)1(7 TpgcpNippA ++++=


Elementos no atiesados Elementos atiesadosb 25 h 46.8

b/e 15.63 h/e 33.43

(b/e)c 13.656 (h/e)c 139.936

No hay Pandeo Local No hay Pandeo Local

Pandeo Lateral-TorsionalLm (cm) 662.87

Cm 1Ka 1Kt 1

Lc alabeo 644.381Lc torsion 623.081LC(cm) 644.381

Existe Pandeo lateral-torsiona, se debe reducir tensiones

Pandeo Lateral-Torsionala 47.35t 414.29

FA mc (Kg) 2097.433Ft mc (Kg) 1972.912F iseo (Kg) 2097.433

A partir de esta carga de diseo se obtiene la interaccin de flexin del mismo modo que para las otras

secciones.

Fm adm x (Kg) 2097.433

Fm adm y (Kg)2097.433

fmx(Kg) 1922.459fmy(Kg) 1.449

fmx /Fm admx+fmy/Fm admy 0.917 < 1.05aOK

TENSIONES ADMISIBLES AL CORTE

Acx (cm2) 65.52 fVx(Kg) 245.116

Acy (cm2) 160 fVy(Kg) 0.04

FV admx 1407.2 fVx /Fm admx 0.174aOK

FV admy 1407.2 fmy/Fm admy 0.000025aOK


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Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 54 de 93



1== sa QQ 1=Q

Lx (m) 26.51 Ly (m) 6.6287

Kx 1 Ky 1

x 122.731 y 54.334

max 122.731e 111.977 < 200aOK

F.S. 1.917

Fcrit(Kg) 717.894fc(Kg) 62.589

fc/Fc 0.0106 < 1.05aOK

VERIFICACION INTERACCION

Interaccin Flexin-Corte

05,19173.0


55/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 55 de 93


DIAGONAL VERTICAL Y CENTRAL

PERFIL: TL 12.5x36.7


Altura total viga cmH 5.12=



Separacin cmd 0=


Area de la seccin total27.46 cmAreat =



Peso propio de la columna mKgqP /7.36=

CARGAS ACTUANTESKgN 11475=


56/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 56 de 93


ESTADO DE CARGA

)1(75.02 LpgcpszNippE +++++=


Elementos no atiesados Elementos no atiesadosb 11.50 h 11.50

b/e 11.50 h/e 11.50

(b/e)c 13.656 (h/e)c 13.656


La seccin escompacta.

1== sa QQ 1=Q

Lx (m) 4.609 Ly (m) 9.2195

Kx 1 Ky 1x 118.503 y 174.282

max 174.282e 108.549 < 200 aOK

F.S. 1.917

Fcrit(Kg) 356.016fc(Kg) 245.717

fc/Fc 0.6902 < 1.05 aOK


57/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 57 de 93


DIAGONAL TECHO

PERFIL: TL 15x44.5





Separacin cmd 0=






CARGAS ACTUANTESKgN 3.4011=


58/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 58 de 93


ESTADO DE CARGA

)1(75.05 TpgcpszNippE +++++=


Elementos no atiesados Elementos no atiesadosb 14 h 14

b/e 14 h/e 14

(b/e)c 13.656 (h/e)c 13.656

Hay Pandeo Local Hay Pandeo Local

La seccin es esbelta.

09893000515.0417.1 =

= ys F

e

bQ (Tabla 5 ICHA) 1=Q

Lx (m) 8.9409 Ly (m) 4.4705

Kx 1 Ky 1x 190.232 y 70.847

max 190.232e 109.132 < 200 aOK

F.S. 1.917Fcrit(Kg) 298.817

fc(Kg) 70.746

fc/Fc 0.23675 < 1.05 aOK


59/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 59 de 93


DIAGONAL VERTICAL K

PERFIL: TL 8x14.1





Separacin cmd 0=








60/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 60 de 93


ESTADO DE CARGA



Elementos no atiesados Elementos no atiesadosb 7.40 h 7.40

b/e 12.33 h/e 12.33

(b/e)c 13.656 (h/e)c 13.656


La seccin escompacta

1=sQ 1=Q

Lx (m) 3.4986 Ly (m) 3.4986Kx 1 Ky 1x 140.506 y 103.509

max 140.506e 108.549 < 200 aOK

F.S. 1.917

Fcrit(Kg) 547.750fc(Kg) 376.30fc/Fc 0.6869 < 1.05 aOK


61/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 61 de 93


PUNTAL VERTICAL Y DE TECHO

PERFIL: HN 15x25.52













62/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 62 de 93


ESTADO DE CARGA



Elementos no atiesados Elementos atiesadosb 6.70 h 14.20

b/e 8.38 h/e 17.75

(b/e)c 13.656 (h/e)c 139.936


La seccin escompacta.

1== as QQ 1=Q

Lx (m) 6 Ly (m) 6Kx 1 Ky 1x 92.976 y 161.249

max 161.249e 108.549 < 200 aOK

F.S. 1.917

Fcrit(Kg) 415.89fc(Kg) 140.886fc/Fc 0.3387 < 1.05 aOK


63/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 63 de 93


RESUMEN DE DISEO

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


64/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 64 de 93


DISEO DE PLACA BASE Y PERNOS DE ANCLAJE

Consideraciones

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

La unin o anclaje de la placa base a la fundacin es importante en el anlisis del marco transversal para determinar su rigidezy grado de empotramiento, evaluar las caractersticas momento-giro del anclaje en su totalidad, incluyendo su placa base,

pernos de anclaje y la base de hormign.

I. PARA COLUMNAS DE VIENTO DE NAVE INDUSTRIAL

Solicitaciones de la columna: KgP 52.1577=

KgV 25.3931=

Por lo tanto, La placa base est sometida a las cargas:

Axial: KgP 52.1577=

Corte: KgV 25.3931=

Anlisis de Esfuerzo Axial

A) DATOSPERFIL: HN 35x124



Espesor de alas de viga cme 8.1= Espesor de planchas del alma cmt 1=

B) SUPUESTOS DE ANLISIS

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

( ) ( ) bhnHnBA =++= )295.028.0

C) CLCULO DEL AREA DE LA PLACA

Del Manual ICHA (Tabla 18-1) se obtienen dimensiones recomendadas:

RH

RV


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 65 de 93


mmb 55= ; mmh 60= 23300cmhbA ==

mmnB =+ 28.0 mmn 5.13=

mmmB =+ 295.0 mmm 375.13= mn = diseo ptimo

D) VERIFICACIN DE LA PRESIN DE CONTACTO

La presin de contacto est dada por:2/478.0

3300

52.1577cmKg

A

PP ===

2

1 3300cmA =

Utilizando la expresin:'1' 7.035.0 CCC f

A

AfF =

Donde:

CF : capacidad de soporte o presin admisible entregado por el hormign.

A : Area de la placa base.

1A : Area del pedestal de hormign.

'

Cf : resistencia a la compresin del hormign a 28 das.

Usando un hormign H-25 se tiene un2' /174 cmkgfC = , y considerando que ambas reas son iguales, se tiene

finalmente:

2' /9.6035.0 cmKgfF CC ==

Se debe verificar que: CFP 22 /9.60/478.0 cmKgcmKg aOK

E) CLCULO DEL ESPESOR DE LA PLACA REQUERIDO

Se supone una placa con seccin de ancho unitario y con altura e que debe resistir un momento flector por unidad delongitud M, el cul se calcula mediante el anlisis 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.

2

12

1mPM mx =

cmcmKgM mx /758.4252.15772

1 21 ==

ii. Falla de centro

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

e

m n

0.95H

0.4B


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Fecha: 06/2005 66 de 93


2

22

1nPM mx =

donde: cmtB

n 519.132.31

1

2 3=

+

=

;

( )541.0

22=

=

eH

tB

cmcmKgM mx /68.432 =

Luego, el momento de diseo estar dado por:

cmcmkgMMmxM mxmx /68.43; 21 ==

Se debe cumplir que:w

MFadm

Usando: mdulo resistente a flexin:6

2ew =

tensin admisible: == Yadm FF 75.0 (acero A-572,2/3518 cmKgFY = )

cmF

Me

Ymn

32.075.0

6=

=

Anlisis de Esfuerzo Cortante

A) DATOS

- Columna rotulada soportando un corte de kgV 25.3931= .

- Se utilizarn 2 pernos de acero A42-23 cuya tensin admisible al corte es de2/9204.0 cmKgFF YV == .

Fuerza de un perno: Kgn

V

Ri 625.1965==

B) CLCULO DEL DIMETRO DE LOS PERNOS

La resistencia al corte de cada perno es VFAV =1 , siendoA el rea de corte del perno, y se debe cumplir que:

iRV >1 2137.2 cm

F

RA

V

ireq ==

Usar 2 pernos de "4/3= cuya rea es de cm2.


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Fecha: 06/2005 67 de 93


C) VERIFICACIN DEL POSIBLE DESGARRAMIENTO DEL BORDE DEL PEDESTAL DE HORMIGN

Usando un pedestal de hormign :

mmd

na 50183502

>=++= aOK

La resistencia admisible al desgarramiento es:350

)74.029.0('

1

CfaV =

Para2' /174 cmKgfC = se tiene:

KgV 2.26221 =

iRV >1 aOK


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Fecha: 06/2005 68 de 93


II. PARA COLUMNA EMPOTRADA NAVE INDUSTRIAL

Antecedentes Generales

El momento M aplicado a la columna se puede expresar como unafuerza compresoraPCaplicada a una distancia e del centro de columna.

Si multiplicamos por el espesor de borde, en las cuales las tensiones

estn aplicadas, resulta una distribucin de fuerza en el espesor de la columna.Esta fuerza es transferida a la placa base.

Esta distribucin asume que los bordes de la columna estn

directamente soldados a la placa base.

En el caso de pernos de anclaje se tiene transmisin de esfuerzos a

travs de ellos para el caso6

he >

A) METODOLOGA DE ANLISIS

Supuesto: reaccin CPTR += est aplicada al plano del ala y existe

una distribucin triangular de presiones.

B) DATOS

Solicitaciones de la columna: KgP 51618=

KgV 3.5455=

KgM 39500=

cmex 77.0=

PERFIL HN35X232 (COLUMNA GALPN INDUSTRIAL)





C) COMPRESIN MXIMA DEL HORMIGN

= 0VF , CPTR += ,

como cfbuR = )3(2

1

2/56.613

)(2cmkg

bu

PTf CC =

+=


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Fecha: 06/2005 69 de 93


Se debe cumplir CC Ff , donde fC: tensin en compresin max. del hormignFC: tensin admisible del hormign

Tomando momento c/r al tercio central del tringulo de presiones, donde acta la resultanteR :

= 0M , 02

95.0 =

+

HPMaT C kg

a

PHMT C 80833

475.0=

=

con mme

Ha 25.38502

=+ ; mma

u 13.192==

KgT 80833=

KgR 7.132450=

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

mmb 5.7= ; mmh 5.7= 25625cmhbA ==

y suponiendo2

1 6400cmA = se tiene:

2'1' /61.867.035.0 cmKgf

A

AfF CCC ==

2/56.61

3

)(2cmKg

bu

PTf CC =

+=

Luego, CC Ff aOK

D) CLCULO DEL ESPESOR DE LA PLACA

La seccin crtica se encuentra en el ala comprimida, y se modela del siguiente modo:

2

9

4ufM C = ;

6

2ew =

Se debe cumplir que:w

MFadm

tensin admisible: == Yadm FF 75.0 (acero A-572,2/3518 cmKgFY = )

cmF

ufe

Y

Cmn 77.4

75.09

24 2=

=

Se usar una placa de x x de e=48 mm

E) DISEO DE PERNOS DE ANCLAJE

Se usarn pernos A490, que tienen una tensin admisible de traccin de:2

/16006.0 cmKgFf Yt ==

e

fC

u


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Fecha: 06/2005 70 de 93


El esfuerzo de traccin T debe ser asumido por los pernos. As, cada perno tomar una carga de 23.269441 ==nTT

TFAT Yreq = 6.01 252.50 cmAreq =

Usando 3 pernos de dimetro "2=

se tiene:2

8.60 cmATOTAL =

reqTOTAL AA > aOK

Usar 3 pernos de "2= cuya rea es de 20.27 cm2.

El dimetro del agujero de la placa base es:mmcddh 645.05.63 =+=++ =

Diseo gancho

Para "2= : mmb 200=

mme 2.3=

mmgancho 330=

"3=tubo mmt 175=


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Fecha: 06/2005 71 de 93


DISEO 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





PUNTAL VERTICAL Y DE TECHO

PERFIL: HN 15x25.52







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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 72 de 93


Solicitacin

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

Viga Ha : KgFeHtV yaaaaa 416.84854.0)2((%) ==

Viga Hb : KgFeHtV ybbbbb 808.691494.0)2((%) ==

% de clculo = 75 %

Clculo del Nmero de Pernos

Datos:Tipo de unin : Aplastamiento

Tipo de perno : A490

Dimetro del perno : '4

3=pd

Dimetro del agujero : cmcdd ph 06.216/14/3' =+=+=

Tensin adm. del perno :2/1600 cmKgFV =

Fuerza adm. al corte : KgFdV Vpa 735.91204

12

2==

Espacio mnimo entre pernos: cmds p 72.53min ==

Espacio elegido entre pernos: cms 6=

Nmero de Pernos:

Criterio por resistencia de pernos:

9.0(min)1 ==aV

VN

Criterio por aplastamiento alma de viga Ha :2/6.54872.1 cmKgFF up ==

4.1(min)2 =

=pap dtF

VN

Criterio por aplastamiento alma de viga Hb :2/6.54872.1 cmKgFF up ==

29.02

(min)3 =

=pbp dtF

VN

Nmero mnimo de pernos: 4.1;;max (min)3(min)2(min)1(min) == NNNN

Nmero elegido de pernos: 2=N


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Fecha: 06/2005 73 de 93


Clculo espesor de ngulo:

Considerando un perfil ngulo ICHA de 100x100x10 mm tenemos las siguientes dimensiones

Ancho total de ala cmba 8=

Ancho total de ala cmbb 8=

Espesor de ala cmt 8.0=

Gramil cmg 5.4=

Distancia al borde libre mnima: cmdL pVa 86.25.1min ==

Distancia al borde libre elegida: cmLVa 3=

Largo del ngulo:

cmeHL aaa 4.132(max) ==

cmLL aa 7.65.0 (max)(min) ==

cmLsNL Vaa 122)1( =+=

cmLLL aaa = (max)(min) aOK

Criterio fluencia en seccin bruta:

cmLFVt ay251.0

4.05.0(min)1 = =

Criterio corte en seccin neta:

cmdNLF

Vt

hau

393.0)(3.0

5.0(min)2 =

=

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

[ ] [ ]{ }cm

FdgbddsNL

Vt

uhahhVa

309.02/)(5.05.0))(1(3.0

5.0(min)3 =

+

=

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

[ ] [ ]{ }

cm

FdgbddsNL

Vt

uhbhhVa

309.0

2/)(5.05.0))(1(3.0

5.0(min)4 =

+

=

Criterio por aplastamiento:2/6.54872.1 cmKgFF up ==

cmNdF

Vt

pp

203.05.0

(min)5 =

=

Espesor mnimo de ngulos: { } cmtttt 393.0;;max (min)3(min)2(min)1(min) == Espesor elegido de ngulos: cmt 8.0=

ba

bb

g

t


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 74 de 93


Requerimientos AISC:

Para el espesor : mmtmm p 166 aOK

Para distancia al borde : cmmmtL pVa 6.9152;12minmax == aOK


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Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 75 de 93


DISEO UNION VIGA-COLUMNA (Con doble clip apernado apernado)

Puntal Vertical HN 15x25.52 - Columna HN 35x232 (Nave Industrial)

PUNTAL VERTICAL

PERFIL: HN 15x25.52






COLUMNA

PERFIL: HN 35X232






Solicitacin

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

Viga Ha : KgFeHtV yaaaaa 416.84854.0)2((%) ==

Viga Hb : KgFeHtV ybbbbb 16.531924.0)2((%) ==

% de clculo = 75 %


76/93

Big.Apuntes

Diseo en Acero

Fecha: 06/2005 76 de 93


Clculo del Nmero de Pernos

Datos:Tipo de unin : Aplastamiento

Tipo de perno : A490

Dimetro del perno : '4

3=pd

Dimetro del agujero : cmcdd ph 06.216/14/3' =+=+=

Tensin adm. del perno :2

/1600 cmKgFV =

Fuerza adm. al corte : KgFdV Vpa 735.91204

12

2==

Espacio mnimo entre pernos: cmds p 72.53min ==

Espacio elegido entre pernos: cms 7=

Nmero de Pernos:

Criterio por resistencia de pernos:

9.02

(min)1 =

=aV

VN

Criterio por aplastamiento alma de viga :2/6.54872.1 cmKgFF up ==

4.1(min)2 =

=pap dtF

VN

Criterio por aplastamiento alma de columna :2/6.54872.1 cmKgFF up ==

23.02

(min)3 =

=pbp dtF

VN

Nmero mnimo de pernos: 4.1;;max (min)3(min)2(min)1(min) == NNNN

Nmero elegido de pernos: 2=N

Clculo espesor de ngulo:

Considerando un perfil ngulo ICHA de 100x100x10 mm tenemos las siguientes dimensiones

Ancho total de ala cmba 8=

Ancho total de ala cmbb 8

Resumen Metalica Big

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