Taller Integrador Edificacion de 4 Niveles

 

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INTRODUCCIÓN   El objetivo del presente trabajo consiste en realizar el

TALLER

INDUSTRIAL

CON

AMBIENTES

“DISEÑO ESTRUCTURAL DE UN DE

ATENCION

Y

GERENCIA

ADMINISTRATIVA EN LA CUDAD DE TACNA”, en la cual se distribuye de la siguiente manera taller industrial, oficinas de atención, sala de cómputo, baños para hombres y mujeres, almacén, entre otros ambientes; esta infraestructura se construirá sobre un terreno de 300m2.

Fig. a Ubicación y Dimensiones del Proyecto Por el frente: Calle S/N y con el propiedad de terceros en una línea quebrada de 1 tramos de: 14.99ml. Por la derecha: con la avenida circunvalación norte y con propiedad de terceros, en una línea quebrada de 1 tramos de: 20.07ml. Por la Izquierda: con avenida Basadre y forero y con propiedad de terceros, en una línea recta de 1 tramos de: 20.04ml. Por el fondo: fondo: Con propieda propiedadd de terceros terceros,, y viv vivienda ienda existente, en una línea re recta cta de 1 tramos de: 15.10ml.

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Se han considerado las siguientes resistencias de materiales para el diseño: di seño:  

La resistencia del concreto para los elementos estructurales verticales, placas y columnas, es de 210 Kg/cm2. En la cimentación, encofrados y escaleras es de 210 Kg/cm2.

 

La resistencia del concreto para los elementos de arriostres, verticales y horizontales de la tabiquería es de 175 Kg/cm2.

 

El esfuerzo de fluencia fluencia de la barras de cons construcción trucción es fy= 4200 kg kg/cm2 /cm2 (grado 60), y deben cumplir con las normas ASTM A706M ó A 615M.

 

El acero estructural para los perfiles laminados y placas es del tipo ASTM A36, con una tensión a la fluencia de Fy= 2530 kg/cm2.

 

Los pernos de unión serán del tipo ASTM A325 de alta resistencia y los pernos de anclaje serán ASTM A36.

 

Las unidades de albañilería serán de arcilla quemada tipo IV, de medidas 0.13 mx0.23mx.09m.

 

La resistencia nominal del material del electrodo para la sold. es de 70 ksi.

A continuación, se presenta la arquitectura del edificio en planta, los Bloques A y B:

Fig. b Detalle Plano de Planta

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RESUMEN  La presente trabajo tiene como objeto el diseño estructural de una edificación destinada  para fines fi nes industriales, ubicado en el Distrito de Tacna  –  Provincia   Provincia de Tacna  –  Región   Región de Tacna; el cual se desarrollará a partir del proyecto de arquitectura ya realizado, compuesto  por ambientes destinados para taller, almacén, sala de descanso, baños para hombres y mujeres, oficinas y entre otros ambientes; dicha infraestructura se construirá sobre un terreno de 300m2. El análisis y el diseño se ha realizado de acuerdo a los requerimientos de las Normas NTE E.020: (Cargas), NTE E.030 (Diseño Sismorresistente), NTE E.050 (Suelos y Cimentaciones), NTE E.060 (Concreto Armado), NTE E.070 (Albañilería), NTE E.090 (Estructuras Metálicas), y en lo que corresponda: ACI 318  –   11, AISC 360-11 (Specification for Structural Steel Building) y Structural Welding Code - steel (AWS a.5.1-2004). Para el análisis estructural se ha considerado el Estudio de Mecánica de Suelos, elaborado  por la UNIVERSI UNIVERSIDAD DAD PRIVADA DE TACNA, se han usado los programas Etabs 2016 y Sap 2000 (programas que toman en cuenta las propiedades únicas inherentes a los modelos matemáticos del edificio, permitiendo una representación computarizada del edificio real: piso a piso y nivel a nivel) Para la respuesta del modelo ante la acción sísmica se usó el método estático y el dinámico seudo espectral. En cuanto al diseño, se consideraron vigas de 30x50 cm. para cubrir longitudes de 5m, las vigas están aclopadas al sistema de columas de 30x30 cm., el aligerado es en una sola dirección, en la cimentación se ha diseñado un sistema de zapatas aisladas céntricas y excentricas, para el caso de la Cobertura metalica, se han definido los  perfiles basándose en las cargas axiales y siguiendo las normas del AISC 360-11. Adicionalmente, se diseñaron escaleras autoportantes para algunos los bloques. Y por último, se elaboró el presupuesto de la estructura, mediante el programa S10 Costos y Presupuestos, con precios que fueron cotizados al mes de abril. abr il.

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CAPITULO I ESTRUCTURACION

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GENERALIDADES  Estructurar un edificio significa tomar decisiones en conjunto con otros profesionales que intervienen en la obra, acerca de las características y disposición de los elementos estructurales, de manera que el edificio tenga un buen comportamiento durante su vida útil; es decir, que tanto las cargas  permanentes (peso propio, acabados, etc.) como las eventuales (sobrecarga, sismo, viento, etc.), se transmitan adecuadamente hasta el suelo de cimentación. Para conseguir estos estos objetivos en un país sísmico como el nuestro, se estructura con los siguientes criterios.  

Resistencia

 

Rigidez lateral, en las dos direcciones de la planta.

Así pues el edificio en estudio se ha estructurado principalmente por pórticos de concreto armado y  porr al  po alba bañi ñile lerí ríaa conf confin inad adaa , ubicados de manera simétrica en el área del edificio, que van desde la cimentación hasta el tímpano, que en conjunto con las columnas, vigas peraltadas y techos aligerados conforman un edificio que cumplen con los criterios fundamentales de estructuración antes mencionados. Para reducir

problemas en la estructura asociados a los asentam asentamientos ientos de la cimentación o a los

cambios de temperatura se optado por dividir la edificación en Bloques A (Taller Industrial). y B. Lo que además mejorará el desempeño de la edificación frente a la acción de los sismos y permitirá adecuar el nivel de cimentación con el perfil de la arquitectura.

Fig.1. 1 Bloque A y B 

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1.1.-TECHOS  Se ha escogido el sistema de losa aligerada unidireccional, ya que es un sistema común en nuestro país por su menor peso y porque los ladrillos entre viguetas proporcionan acústica, aislamiento, además facilita las instalaciones eléctricas y sanitarias. Los ladrillos encofran a las viguetas de concreto armado, éstas se dispondrán en el sentido de menor longitud del ambiente. La losa aligerada está compuesta por bloques de 30x30x15cm, los cuales se colocarán entre viguetas de 10 cm. de ancho, espaciadas cada 40 cm, y una losa superior de 5 cm cm..

1.2.-VIGAS  Las vigas se dispondrán dispondrán de tal manera qu quee unan las columnetas y columnas entre sí y formen  pórticos de concreto armado y confinen el muro de albañilería. Se tratará de dar el mismo peralte en las dos direcciones para mantener el diseño arquitectónico del edificio. En la dirección transversal y-y, y-y, principalmente soportarán soportarán las cargas de gravedad y en la dirección xx-x, -x, recibirán momentos importantes por carga sísmica en las fachadas anterior y posterior que le transmitirá a las columnas.

1.3.-COLUMNAS  Las columnas se dispondrán en su mayoría en la parte interior del área del edificio, porque en los extremos laterales se ubicarán las columnas. Las columnas estarán ubicadas y distanciadas de tal manera que formarán pórticos en unión de los muros confinados y respetarán el requerimiento arquitectónico del edificio.

1.5.-ESCALERA  La escalera es el elemento que sirve de escape en caso ocurra un siniestro (sismo, incendio, etc.), por lo que se debe prestar especial atención a su diseño. La escalera es un elemento muy rígido por lo que es conveniente aislarlo de la estructura. En nuestro proyecto aislamos la escalera. La escalera principal del edificio está ubicada en el paño lateral frente a los SS.HH y será típica en todos los niveles. La entrega de la escalera se apoya sobre una viga, así como los descansos.

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CAPITULO II PRE DIMENSIONAMIENTO

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GENERALIDADES  El pre dimensionamiento de los elementos estructurales se ha realizado según las luces y las cargas que soportan. Para esto se han utilizado las exigencias del RNE.

2.1.- LOSAS ALIGERADAS  Es la que se realiza colocando en los intermedios de los nervios estructurales, bloques, ladrillos, casetones de madera o metálicas (cajones) con el fin de reducir el peso de la estructura, y el acero en barras concentrado en puntos llamados nervios. Las losas son elementos estructurales bidimensionales, bidimensionales, en los que la tercera dimensión es pequeña comparada con las otras dos dimensiones básicas. Las cargas que actúan sobre las losas son esencialmente Perpendiculares al plano principal de las mismas, por lo que su comportamiento está dominado por la flexión.

2.1.1.- LOSAS ALIGERADAS EN UNA DIRECCION  El Reglamento Nacional De Edificaciones presenta espesores mínimos para vigas y losas en una dirección cuando no se calculan deflexiones. Estos espesores dependen de la luz de la viga o losa. La longitud de la luz de los elementos que no estén construidos monolíticamente con sus apoyos, deben considerarse como claro libre más el peralte de la losa o viga, pero sin exceder la distancia centro a centro a los apoyos.

Cuadro 1: PERALTE MINIMO DE LOSAS EN UNA DIRECCION

Elementos  Losas Macizas  Vigas y Losas Nervadas 

Espesor o Peralte Mínimo: h  Libremente  Con un Extremo  Ambos Extremos  Apoyados  apoyado  Apoyados  L/25 L/30 L/35 L/20 L/23 L/26

L = luz de una losa Para losas aligeradas se toma como valor práctico el valor de h = L/25 Tomando la luz mayor del bloque B, se tiene:

ℎ ≥ 25   ⇒  ≥ 27025 ⇒  ≥ 11  TALLER INTEGRADOR II

 

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Se adoptará: h = 0.20m, valor que se opta por depender de la sobrecarga. 2.2.- COLUMNA COLUMNAS S  La columna es el elemento estructural vertical empleado para sostener la carga de la edificación. Las columnas son elementos sometidos a flexo - compresión y cortante. En nuestro caso el diseño por corte en la columna es menos importante, porque las placas absorberán casi en su totalidad la fuerza horizontal a la que será sometido el edificio en caso de sismo.

2.2.1.- DIMENSIONAMIENTO DIMENSIONAMIENTO PREVIO DE COLUMNAS  Se va a determinar una sección aproximada, la que se adoptará como sección definitiva, después de hacer el análisis estructural y diseño respectivo. Existen criterios prácticos para determinar las dimensiones de las columnas; la que se realizará en este caso, será en función de la carga total que soporta la columna y los valores obtenidos en la tabla (B-1). Los factores que afectarán la dimensión de las columnas son: el área tributaria acumulada, intensidad de las cargas, ubicación de las columnas, longitud de las columnas, etc. A continuación, se detalla la manera en la que se pre dimensionó la columna extrema C5 del  bloque B: Ítem

Área

Peso U.

Carga Final

Aligerado Tabiquería

3.00mx4.70m 3.30mx5.00m

300 kg/m2 100 kg/m2

4230 kg 1650 kg

Acabado

3.30mx5.00m

100 kg/m2

1650 kg

Viga

0.30mx0.40mx8.30

2400 kg/m3

2390 kg

Columna

0.30mx0.30mx2.80

2400 kg/m3

605 kg

S/C

3.30mx5.00m

250 kg/m2

4125 kg

PG = P. m muerta uerta + P. viva   PG = 10525+4125=14650 Kg →Carga a considerarse por piso

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Reemplazando en:

∗

 b d= P*/n f′c  Dónde:

 b = Dimensión de la sección de la columna. columna. B = Dimensión de la sección en la dirección del análisis sísmico. P = Carga total que soporta la columna (Tabla B-1). n = Valor que depende del tipo de columna y se obtiene de la tabla B-1. f ’c = Resistencia del concreto a la compresión simple. Tomando en cuenta:  cuenta:  Tipo C1 Tipo C2 Tipo C3

Tipo C4

Columna Interior  N < 3 pisos Columna Interior  N > 4 pisos Columna Extremas de Pórticos Interiores Columna de Esquina

P=1.10PG n=0.30 P=1.10PG n=0.25 P=1.25PG n=0.25 P=1.50PG n=0.20

Reemplazando valores:

∗ ∗

 b  D = (1.10*14650 *2)/0.30*210    b  D = 511.58 cm2 Considerando, b = D  b = √ 511.58 cm2  b = 2 2. 6 8 cm2

Entonces se adoptará por: C 30x30   A continuación, se detalla detalla la manera en la que se pre dimensionó la columna extrema E1 del bloque A: Ítem

Área

Peso U.

Carga Final

Estructura

5.00mx5.00m

15 kg/m2

375 kg

Eternit

5.00mx5.00m

12 kg/m2

300 kg

Muro

0.14mx2.55mx4.60m

1800 kg/m3

2956 kg

Viga

0.30mx0.45mx5.00

2400 kg/m3

1620 kg

Columna

0.40mx0.50mx2.80

2400 kg/m3

1344 kg

S/C

5.00mx5.00m

15 kg/m2

375 kg

PG = P. m muerta uerta + P. viva   PG = 6595+375=69 6595+375=6970 70 Kg →Carga a considerarse ppor or piso TALLER INTEGRADOR II

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Reemplazando en:

∗

 b d= P*/n f′c  Dónde:

 b = Dimensión de la sección de la columna. columna. B = Dimensión de la sección en la dirección del análisis sísmico. P = Carga total que soporta la columna (Tabla B-1). n = Valor que depende del tipo de columna y se obtiene de la tabla B-1. f ’c = Resistencia del concreto a la compresión simple. Tomando en cuenta:  cuenta:  Tipo C1 Tipo C2 Tipo C3 Tipo C4

Columna Interior  N < 3 pisos Columna Interior  N > 4 pisos Columna Extremas de Pórticos Interiores

P=1.10PG n=0.30 P=1.10PG n=0.25 P=1.25PG n=0.25

Columna de Esquina

P=1.50PG n=0.20

Reemplazando valores:

∗ ∗

 b  D = (1.50*6970 *2)/0.20*210    b  D = 500 cm2 Considerando, b = D  b = √ 500 cm2  b = 2 5. 0 0 cm2

Entonces se adoptará por: C 30x30  

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2.3.- VIGAS  Son elementos que reciben la carga de las losas, y se transmiten hacia otras o directamente hacia las columnas o muros. Generalmente las vigas forman los denominados ejes de la estructura, teniendo las columnas ubicadas en sus intersecciones. El conjunto formado por las vigas y las columnas recibe el nombre de pórticos.

2.3.1.- DIMENSIONAMIENTO  Las vigas se dimensionan generalmente considerando un peralte del orden de 1/10 a 1/12 de la luz libre; li bre; deben aclararse que esta altura incluye el espesor de la llosa osa del techo o piso. El ancho es menos importante que el peralte, pudiendo variar entre 0.3 a 0.5 de la altura. En la Norma E-0.60 del RNE; indica que las vigas deben tener un ancho mínimo de 25 cm. en el caso que formen parte de pórticos o elementos sismo- resistentes de estructuras de concreto armado.

Las vigas que no cargas la losa de los pisos o techos, pueden tener menos peralte, si se admite que ellas sólo reciben esfuerzos debido al sismo; sin embargo, si se tiene en cuenta que los esfuerzos de sismo son muchas veces más importantes que los de cargas de gravedad, no se debe reducirse mucho su peralte pues además se estará perdiendo rigidez lateral en esa dirección. En nuestro caso, tomamos el tramo de la viga con mayor luz libre del bloque B: ln = 4.60 m. En resumen, se tiene:

Ln/12 ≤ h ≤ ln/10 4.60/12 ≤0.38= h 0.46≤ 4.60 /10

0.5xh ≥ b ≥ 0.3xh  b ≥ 0.25 m  0.5x0.38 ≥ 0.19=b=0.14 ≥ 0. 3x0.46

Entonces, el peralte está entre 46 cm. y 38 cm., escogemos un peralte de 40 cm. para las vigas y un ancho de 30 cm, tanto en las vigas principales como secundarias. Para el caso del bloque A, tom tomamos amos el tramo de la viga con mayor luz libre: ln = 4.60 m. En resumen, se tiene:

Ln/12 ≤ h ≤ ln/10 4.60/12 ≤0.38= h 0.46≤ 4.60 /10

0.5xh ≥ b ≥ 0.3xh  b ≥ 0.25 m  0.5x0.38 ≥ 0.19=b=0.14 ≥ 0. 3x0.46

Entonces, el peralte está entre 46 cm. y 38 cm., escogemos un peralte de 45 cm. para las vigas y un ancho de 30 cm, tanto en las vigas principales alrededor de la zona del taller.

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2.3.2.- PREDIMENSION PREDIMENSIONAMIENTO AMIENTO POR CARGAS EN SERVICIOS METRADO DE CARGA PARA EL BLOQUE B: CARGA MUERTA =300kg/m2  =100kg/m2 

Peso de la losa aligerada   Peso de Acabados  

2

 

Peso de Tabiquería Repartida

=100kg/m   CM =500kg/m2 

 

Sobre carga de servicio

=250kg/m2  CV =250kg/m2 

CARGA VIVA

Por lo tanto la carga última será: Wu = 1.4 CM + 1.7 CV Wu = 1.4 (500) + 1.7 (250) Wu =1125kg/m2  Entonces considerando el eje A-C; para vigas principales se tendrá:

 4.70 ℎ = 4/√  4/ √ =→ 125 → ℎ = 0 . 3 9  →  =  . .   20 →→ ℎ == 4.4/4/√ 207√ 011125→ → ℎ = 0.24 →  = ..  011250 → ℎ = 0.25 →  = ..  ℎ = 4/√  → ℎ = 4/4/√ 3.√ 1125  = 20 →  = 3.2000 → ℎ = 0.15 →  = .. 

 

 

Entonces; para vigas secundarias se tendrá:

 

 

Entonces se adoptará por: VP 30x40 y VS 30x40  Observación:  

Las dimensiones previas de las columnas y vigas vigas no garantizan una sección final de dichos elementos; asta no realizar el análisis sísmico de la edificación, ya que son elementos pre dimensionado.

 

Para redimensionar las columnas se optó tomar un porcentaje de las dimensiones de la viga.

 

Debido a que hay un galpón de taller industrial, no podemos usar columnas cuadradas sino columnas rectangulares que son idóneas para estos casos y no hay  posibilidad de colocar muros de con concreto creto armado (placas), por la confi configuración guración de la estructura; por lo cual, se tendrán columnas peraltadas en un solo sentido.

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2.4.-PLACAS  Son paredes de concreto armado que dada su mayor dimensión en una dirección, muy superior a su ancho, proporcionan gran rigidez lateral y resistencia en esa dirección. Cabe mencionar q en esta presente trabajo no se considerara salvo sea necesario para darle más rigidez a la estructura.

2.5.-ESCALERAS   La escalera es la estructura que tiene como principal objetivo comunicar dos espacios diferentes que se hayan separados por una distancia determinada.

2.5.1 DIMENSIONA DIMENSIONAMIENTO MIENTO  La escalera se dimensionará cumpliendo lo estipulado en el Reglamento  Nacional de edificaciones, donde donde se debe cumplir que: 60 cm ≤ 2cp + p  p ≤ 64 cm Dónde: cp : contrapaso  p : paso Para nuestro caso, el pre dimensionamiento de las escaleras está dado según el plano de arquitectura, cumpliendo con lo estipulado en el Reglamento Nacional de Edificaciones.

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CAPITULO III METRADO DE CARGAS

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GENERALIDADES  Las estructuras ddeberán eberán re resistir sistir las cargas que se les imponga como consecuencia de su uso  previsto. Estas cargas actuarán en las combinaciones prescritas y no excedan esfuerzos admisibles en los materiales (Diseño por Resistencia). El metrado de cargas verticales es un complemento del metrado para el diseño Sismorresistente.

El metrado de cargas es un proceso, mediante el cual se estiman las cargas actuantes sobre los distintos elementos estructurales. El metrado de cargas es un proceso simplificado, ya que por lo general se desprecian los efectos hiperestáticos producidos por los momentos flectores, a excepción sean estos muy importantes. Los tipos de carga que se usarán en el metrado son las l as siguientes:

Carga Muerta:  Son cargas de gravedad que actúan durante la vida útil de la estructura, como: el  peso propio de la estructura, el peso de los elementos que complementan la estructura como: acabados, tabiques, maquinarias.

Carga Viva o Sobrecarga:  Son cargas gravitacionales de carácter movible, que actúan en forma esporádica. Entre estas se tienen: el peso de los ocupantes, muebles, nieve, agua, equipos removibles. Las cargas unitarias que usaremos son las siguientes:  

Densidad del concreto: 2400 kg/m3

 

Aligerado (h =20 cm.): 300 kg/m2

 

Acabados: 100 kg/m2

Sobrecargas:

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 

Oficinas: 250 kg/m2

 

Hall y escalera: 250 kg/m2

 

Azotea: 100 kgm2

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3.1.- METRADO DE ALIGERAD ALIGERADOS OS 3.1.1.- METRADO DE CARGAS DE LOS ALIGERADOS DEL BLOQUE B A. ALIGERAD ALIGERADO O DEL PRIMER Y SEGU SEGUNDO NDO PI PISO SO VOLADIZO  a)  Cargas Muertas: Peso Propio

…………………………………………

300 k g/m2 g/m2

Peso de Acabados ….………………………………… 100 kg/m2 Piso Terminado ………………………………………… 100 kg/m2  Peso Total

…………………………………………

500 kg/m2

 b).- Cargas Vivas: Vivas: Sobrecarga

g/m2 …………………………………………… 250 k g/m2

c).- Carga Última de Rotura –  NTE 060 (concreto armado)  Wu = 1.4CM + 1.7CV = 1.4x500 + 1.7x250 = 985 kg/m2

B. ALIGERADO DEL PRIMER Y SEGUNDO PISO  a).- Cargas Muertas: Peso Propio

……………………………………………..  300 kg/m2

Piso Terminado ...………………………………………… 100 kg/m2 Peso de Acabados ….………………………………… Peso Total

100 kg/m2

……………………………………………..  500 kg/m2

 b).- Cargas Vivas: Vivas: Sobrecarga

………………………………………….

250 k g/m2 g/m2

c).- Carga Última de Rotura - NTE 060 (concreto armado)  Wu = 1.4CM + 1.7CV = 1.4x500 + 1.7x250 = 985 kg/m2

Cuadro 2: RESUMEN DEL ESPESOR DE LOSA 

NIVEL  1er Piso  2do Piso  Volado 

h  (m)  0.20 0.20 0.20

CM  (kg/m2)  500 500 500

CV  (kg/m2)  250 250 250

Wu  (kg/m2)  1125 1125 1125

Wux0.4 (kg/m) 450 450 450

Consideraciones: Las viguetas se repiten cada 40 cm., por lo que el metrado se realiza para franjas tributarias de 0.40m. La losa se diseñará en una sola dirección y se tomará la franja más desfavorable para su diseño.

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3.2.- METRADO DE VIGAS  Las vigas se encuentran sujetas a las cargas que transmite la losa, así como las cargas que actúan sobre ella como su peso p eso propio, peso de tabiques, etc. Se debe considerar que las vigas se diseñarán de la misma manera que la losa aligerada en una dirección, con la diferencia que estas deberán diseñarse usando el ancho tributario más desfavorable. Teniendo esta consideración se realizara el modelado de las secciones pre dimensionado y después de realizar los cambios que se puedan dar en las secciones  para así puedan cumplir los requisitos sísmicos; se tomara como diseño en el eje más desfavorable, como se menciona anteriormente.

3.3.- METRADO DE COL COLUMNAS UMNAS Las vigas se apoyan sobre las columnas transmitiéndoles fuerza cortante, que se acumula como carga axial en los entrepisos. Para obtener la carga axial en las columnas, deberá resolverse el problema hiperestático analizando los pórticos espacialmente; sin embargo,  para metrar cargas se desprecia el efecto hiperestático trabajando con áreas tributarias  provenientes de subdividir los tramos de cada viga en partes iguales, o se re regula gula la posición de las líneas divisorias para estimar los efectos hiperestáticos. Las cargas provenientes de la losa (peso propio, acabados, sobrecarga, etc.) se obtienen multiplicando su magnitud (kg/m2) (kg/m2) por el área de influencia, mientras que las cargas que actúan directamente en las vigas (peso propio, parapetos, tabiques, etc.) se obtienen multiplicando su magnitud por la longitud l ongitud de influencia.

Fig. 3.4 Distribución de cargas en la columna

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3.5.- METRADO DE ESCALERAS  En el metrado de la escalera tenemos dos partes, una parte plana que corresponde a los descansos y otra parte inclinada donde están las gradas, el metrado de la parte plana es similar al de una losa maciza, mientras que las cargas en el tramo inclinado están distribuidas en su  plano, por lo que se tendrá que transformar en una carga equivalente por unidad de área, también se tomará en cuenta para el metrado las cargas de los acabados y sobrecargas. Se tomará en cuenta las siguientes cargas para el diseño de las escaleras:  

Acabados = 100 kg/m2

 

Sobrecarga = 250 kg/m2

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CAPITULO IV ANALISIS SISMICO

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GENERALIDADES    Nuestro país se encuentra en una zona altamente sísmica, donde los desplazamientos laterales y las fuerzas sísmicas son parámetros parámetros que condicionan en gran medida los proyectos de edificaciones. La  Norma E.030 (2014) establece un procedimiento dinámico para el análisis de cualquier tipo de edificio y un método estático para edificios regulares y de baja altura, en ambos métodos la fuerza cortante en la base tiene un valor mínimo Vmín con el fin de garantizar una resistencia horizontal mínima en las edificaciones, por eso en la parte final del análisis comparamos los cortantes obtenidos de ambos métodos a fin de cumplir con los mínimos establecidos. El análisis sísmico se realizó según el procedimiento de superposición modal espectral. Considerando las condiciones de de suelo, las características de la estructura y las condiciones de uso, se utilizaron los parámetros sísmicos que se describen líneas abajo.

4.1.- PROCEDIMIENTO DE ANÁLISIS  Para modelar el edificio, con el método de los pórticos planos, y hacer el análisis sísmico del mismo con el programa ETABS (versión 15.2.2), se siguieron los siguientes pasos que a continuación se mencionarán:  

Se definió la ubicación de los pórticos a modelar del edificio.

 

Se definieron las propiedades del concreto empleado, el cual fue de una resistencia a la compresión (f.c) de 210 Kg. / cm2. El módulo de elasticidad (Ec) correspondiente a este concreto se obtuvo de la fórmula siguiente: Ec =15000√f ’c , con lo que se obtuvo: Ec =217370.7 Kg. / cm2. El módulo de Poisson (u) tomado fue de: u = 0.15

 

Se definieron en el programa las secciones de columnas, placas y vigas a utilizarse; es decir, se definieron sus dimensiones, área, momentos de inercia i nercia y áreas de corte.

 

Definido lo anterior, se procedió al armado de cada pórtico.

 

Se modeló la cimentación como empotrada.

 

Se asignaron brazos rígidos a las vigas.

 

Se calculó el área techada de cada nivel del edificio y para cada una de ellas se halló las inercias en cada dirección y la ubicación de su centroide.

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Se realizó un metrado de cargas muertas y cargas vivas en cada nivel del edificio y se consideró, para efectos sísmicos, un 25 % de la carga viva actuante (Artículo16.3).

 

Conocido el peso actuante (CM (CM + 0.25 CV) en ccada ada nivel, se dividió entre el valor de la gravedad y se obtuvo la masa, la cual fue asignada al centroide de cada nivel.

También se asignó (en el centroide) la inercia rotacional correspondiente a cada nivel, la cual se halló con la siguiente fórmula: Inercia Rotacional = (Area/Masa)x(Ix Iy), Donde: Ix es la inercia en la dirección X Iy es la de la dirección Y   

Se asignaron diafragmas rígidos a los diferentes niveles del edificio.

 

Se restringieron los movimientos de cada centroide. Sólo se les permitió desplazarse en la dirección X e Y, y rotar alrededor de la dirección Z.

 

En un inicio se consideró utilizar 9 modos de vibrar, 3 por nivel; pero se tuvo que disminuir a 6, para considerar la masa requerida por el reglamento.

 

Se le asignó al programa un espectro de aceleraciones para cada dirección, mediante la siguiente fórmula, cuyos componentes definiremos posteriormente:

    =(

/ ) x , donde g es la graved gravedad. ad. 

El objetivo de asignar aceleraciones al modelo es que, como ya se tienen masas (asignadas en los centroides), se obtengan fuerzas en la estructura, ya que como se sabe: Fuerza = Masa.  

Finalmente se analizó la estructura en 3 dimensiones con un amortiguamiento de 5 % y con una una combinación modal CQC (C (Combinación ombinación Cuadrática Completa). E Esta sta combinación es aceptada por la Norma Peruana Sismorresistente.

Los componentes de la fórmula de la aceleración espectral fueron obtenidos de la Norma Peruana Sismorresistente E.030, y a continuación, se detalla cómo se obtuvo: De la Tabla, se obtuvo que el factor de zona (Z) correspondiente, interpretado como la aceleración máxima del terreno con una probabilidad de 10 % de ser excedida en 50 años, era de 0.4 debido a que el edificio está esta pertenece a la zona4.

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En el Artículo 6.2, que habla sobre las condiciones geotécnicas, se vio que el tipo de suelo en la cimentación del edificio pertenecía al Perfil Tipo S2 (suelos con características intermedias entre las indicadas para los perfiles S1 y S3), con lo que de la Tabla Nº2 (Parámetros de Suelo) se obtuvo que el Tp = 0.6 y el S = 1.2, donde Tp es el período que define la plataforma del espectro para cada tipo de suelo y el S es el factor de suelo. Del Artículo 7, que habla del factor de amplificación sísmica (C), se tomó la siguiente fórmula:

C ≤ 2.5, donde T es el

período de la estructura, y debe cumplirse C/R ≥0.125 

En el Artículo 10, que habla sobre las categorías de las edificaciones, se vio que la estructura  pertenecía al grupo C, de las eedificaciones dificaciones esenciales, por lo que el factor de uso (U) que le correspondía era: U = 1.0

4.2.- COEFICIENTE DE REDUCCIÓN R   Dada la baja probabilidad de ocurrencia de las máximas fuerzas sísmicas (10% de  probabilidad de ser excedida eenn 50 años de exposición), proveer una resistencia elevada es injustificable y oneroso por esta razón la N.T.E. E.030 permiten reducir la resistencia lateral de las estructuras respecto de la máxima solicitación mediante el factor R. Para el análisis de la edificación en el estado actual se ha considerado tanto para la dirección X, como para la dirección Y un coeficiente de R = 3, esto por ser sistemas de Albañile Albañilería ría Confin Confinada. ada.

4.3.- ESPECTR ESPECTRO O DE PSEUDOACELERACIO PSEUDOACELERACIONES NES (SA)

Fig. 4.1 Diagrama de Espectro de Pseudoaceleraciones

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Cuadro 7: Datos para las Aceleraciones y Espectro de Respuesta en X-X   Parámetros

Factor

Zona Categoría Tipo de Suelo

4 C s2

Sistema Estructural

Z = 0.45 U = 1.00 S = 1.20

: Costa : Comun : Suelos Intermedios

R0 = 3.00

Albañileria - Armada o confinada

R0= 3.00 Intensidad del Ia Sismo Regularidad 1 Ip 1 Elementos Resistentes Altura del Edificio Hn Periodo (estimado) Ordenada espectral Coeficiente Sísmico Aceleración Espectral

T= C= Cs = Sa =

Regular Regular : Pórticos : 6.0 m

Ct = 35 Tp = 0.60 TL = 2.00

0.17 2.50 0.450 ZUCS/R 4.413 m/s²

C/R= 0.8333333 (0.35714 ˃ 0.125) 

Cuadro 8: Datos para las Aceleraciones y Espectro de Respuesta en Y-Y   Parámetros

Factor

Zona Categoría Tipo de Suelo

4 C s2

Sistema Estructural

: Costa : Comun : Suelos Intermedios

Z = 0.45 U = 1.00 S = 1.20 R0 = 3.00

Albañileria - Armada o confinada

R0= 3.00 Intensidad del Sismo Regularidad Ia 1 Ip 1 Elementos Resistentes Altura del Edificio Hn

Regular Regular : Pórticos : 6.0 m

Ct = 35 Tp = 0.60 TL = 2.00

Periodo (estimado) Ordenada espectral Coeficiente Sísmico

T= C= Cs =

0.17 2.50 0.450 ZUCS/R

Aceleración Espectral

Sa =

4.413

T

Sa X

Sa Y

0.00 0.60 0.70 0.80 0.90 1.00 1.10 1.20 1.30 1.40 1.50 1.60 1.70

4.413 4.413 3.783 3.310 2.942 2.648 2.407 2.207 2.037 1.891 1.765 1.655 1.558

4.413 4.413 3.783 3.310 2.942 2.648 2.407 2.207 2.037 1.891 1.765 1.655 1.558

C/R= 0.8333333 (0.35714 ˃ 0.125) 

m/s² Pseudo-aceleración ración Espectro de Pseudo-acele

5.00 4.00    n     ó     i    c 3.00    a    r    e     l    e 2.00    c     A

1.00 0.00 0.00

1.00

2.00

3.00

4.00

5.00

6.00

7.00

8.00

Periodo (seg) Espectro X-X

Espectro Y-Y

4.4.- ANÁLISIS SÍSMICO SÍSMICO PARA EL BLOQUE B - ESTÁTICO  TALLER INTEGRADOR II

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El edificio a analizar fue el Bloque B que tiene las siguientes características: Z = 0.45, U = 1.00, S = 1.2,Tp =0.6,hn = 6.00m, Rx = 3.00,Ry = 3.00

TABLE: Centers of Mass and R Rigidity igidity MassX MassY XCM Story Diaphragm tonf-s²/m tonf-s²/m m

YCM m

Story1 Story2

10.36 10.36

LOSA LOSA 12

Peso de la Estructura Área construida Peso Total por m2

10.59238 8.9817

10.59238 8.9817

192.022 97 1.03

2.84 2.84

Tn (Masa x gravedad) m2 Tn/m2

4.4.1.- Fuerzas Cortantes en la Base - CORTANTE ESTÁTICO  Nivel 1 Base

Fuerzas Inerciales X (ton)  192.02

Y (ton)  192.02

Fuerzas Cortantes Vx(ton)  75.61

75.61

Vy (ton) 75.61

Centro de Masas X (m) 

Y (m) 

2.84

10.36

75.61

4.4.2.- FUERZAS HORIZONTALES DE NIVEL  Mostramos a continuación la distribución de la cortante cortante basal en los diversos niveles de acuerdo a la norma NTE 030.

Fa = 0.07 T V ≤ 0.15 V  Como en nuestro caso el per periodo iodo es inferior a 0.7 0.7 seg., entonces no consideramos el factor Fa.

4.5.- MODELAJE DEL EDIFICIO  La estructura ha sido modelada bajo las cargas de sismo mediante el programa ETABS , en el cual ingresamos las dimensiones de los elementos pre dimensionados, las propiedades de los elementos, las cargas consideradas, las combinaciones de cargas , los parámetros sísmicos, en las figuras siguientes apreciamos algunos de estos cuadros de entrada necesarios n ecesarios para tener un modelo con efectos sísmicos.

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Fig. 4.1 Vista en Y del Modelado  –  Bloque  Bloque B

Fig. 4.2 Vista Frontal –  Bloque  Bloque B

Fig. 4.3 Comportamiento de Acciones de Fuerzas F uerzas –  Bloque  Bloque B

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4.6.- ANÁLISIS SÍSMICO SÍSMICO DEL B BLEOQUE LEOQUE B – DINÁMICO DINÁMICO Los periodos fundamentales de vibración para cada sentido son: Tdin(X –  X)  X) =0.096seg, Tdin(Y –  Y)  Y) = 0.089seg El análisis de los modos mediante ETABS se muestran a continuación, se indica además los  periodos naturales y el porcentaje de masa efectiva la cual suma 100% en el modo 6, lo cual indica que una cantidad mayor de formas de modo nos daría iguales resultados.

Cuadro 9: MODOS DE VIBRAR   Mode  1  2  3  4  5  6 

Period  0.096 0.089 0.063 0.034 0.032 0.024

UX  0.1894 0.7123 0.0029 0.0200 0.0771 0.0005

UY  0.3154 0.1129 0.5106 0.0274 0.0093 0.0245

SumUX  0.1894 0.8995 0.9024 0.9224 0.9995 1.0003

SumUY  0.3154 0.4283 0.9389 0.9662 0.9755 1.0007

Fuerzas Cortantes en la Base - CORTANTE DINÁMICO

Eje X - X

TABLE: Story Forces P VX VY T MX MY Story Load Case Location tonf tonf tonf tonf-m tonf-m tonf-m Story2 SEVERO X Max Bottom 1.4654 120.0615 34.1 34.17364 7364 1262.94 95.6862 336.1721 Story1 SEVERO X Max Bottom 1.6333 191.243 54.72765 2007.27 246.6188 862.7846 Eje Y - Y Story

Load Case

Story2 SEVERO Y Max Story1 SEVERO Y Max

TABLE: Story Forces P VX VY Location tonf tonf tonf Bottom Bottom

1.2227 1.3833

T tonf-m

MX tonf-m

MY tonf-m

29.05833 74.8091 593.034 209.4653 81.36332 46.33029 127.8162 974.485 563.5973 209.774

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DISTORCIONES DE ENTREPISO EJE X -X Material Predominante Albañilería Eje X-X

Deriva 0.005

TABLE: Story Drifts Story

Load Case

Label

Story2 Story1

SISMO X Max SISMO X Max

15 6

Item

Drift

Max Drift X 0.00053 Max Drift X 0.00055

Drift *0.75*R 0.00119 0.00124

Máx Drift E-030 0.005 0.005

Drift *0.75*R 0.00067 0.00068

Máx Drift E-030 0.005 0.005

Cumple Sí Sí

DISTORCIONES DE ENTREPISO EJE Y -Y Material Predominante Deriva Albañilería 0.005 Eje Y-Y TABLE: Story Drifts Story

Load Case

Label

Story2 Story1

SISMO Y Max SISMO Y Max

11 5

Item

Drift

Max Drift Y 0.000299 Max Drift Y 0.000302

Cumple

Fuerza Cortante mínima en la Base: la norma E -030 obliga que la cortante basal obtenida del análisis dinámico no debe ser menor al 80% del obtenido del análisis estático en caso de regulares y no menor de 90% en caso de ser irregulares.

EJE X EJE Y

Ve 75.61 75.61

80% Ve 60.487 60.487

Vd NORMA 030 191.243 CUMPLE 127.816 CUMPLE

Por lo tanto, será es necesario increme incrementar ntar la cortante para para cumplir con los mínimos señalados, operando operando obtenemos que el factor de escalamiento es: Junta de separación sísmica: esta distancia no será menor a los 2/3 de la suma de los desplazamientos desplazamien tos máximos de los bloques adyacentes, ni menor que: s = 3 + 0.004 (h -500) y s > 3 cm , entonces, s = 3 + 0.004 (770  –  500)  500) = 4.10 cm Por lo tanto, la estructura tendrá una separación de 4.00 cm

Sí Sí

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FUERZAS INTERNAS EN LA ESTRUCTURA  Como ejemplo, a continuación se muestran las envolventes de los diagramas de las fuerzas internas:

Fig. 4.8 Momentos Flectores para el bloque B

Fig. 4.9 Fuerza Cortante para el bloque B

Fig. 4.10 Vistas del Bloque B 

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4.8.- ANÁLISIS SÍSMICO PAR PARA A EL BLOQUE A - ESTÁTICO  El edificio a analizar fue el Bloque A que tiene las siguientes características: Z = 0.45, U = 1.10, S = 1.2,Tp =0.6,hn = 6.00m, Rx = 3.00,Ry = 3.00 Los periodos fundamentales de vibración para cada sentido son: Tdin(X –  X)  X) =0.211seg,Tdin(Y –   Y) = 0.157seg

Story Story1 Story2

TABLE: Centers of Mass and R Rigidity igidity MassX MassY XCM Diaphragm tonf-s²/m tonf-s²/m m LOSA 1 25.951 25.951 4.97 LOSA 2 16.503 16.503 4.97

Peso de la Estructura Área construida Peso Total por m2

416.474 200 2.00

Tn m2 Tn/m2

YCM m 9.75 9.75

(Masa x gravedad)

Fuerzas Cortantes en la Base - CORTANTE ESTÁTICO Nivel 1 Base

Fuerzas Inerciales X (ton)  Y (ton)  416.47 416.47

Fuerzas Cortantes Vx(ton) Vy (ton) 163.99 163.99 163.99 163.99

Centro de Masas X (m) Y (m) 4.97 9.75

FUERZAS HORIZONTALES DE NIVEL  Mostramos a continuación la distribución de la cortante cortante basal en los diversos niveles de acuerdo a la norma NTE 030.

Fa = 0.07 T V ≤ 0.15 V  Como en nuestro caso el periodo es inferior a 0.7 seg., entonces entonces no consideramos el factor F Fa. a.

4.9.- MODELAJE DEL EDIFICIO  La estructura ha sido modelada bajo las cargas de sismo mediante el programa ETABS , en el cual ingresamos las dimensiones de los elementos pre dimensionados, las propiedades de los elementos, las cargas consideradas, las combinaciones de cargas , los parámetros sísmicos, en las figuras siguientes apreciamos algunos de estos cuadros de entrada necesarios n ecesarios para tener un modelo con efectos sísmicos.

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Fig. 4.11 Vista en 3D - Bloque A  

Fig. 4.12 Vista en 3D con Respecto a Y- Bloque A

Fig. 4.12 Vista en 3D con Respecto a X- Bloque A  

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4.10.- ANÁLISIS SÍSMICO SÍSMICO DEL B BLEOQUE LEOQUE A  – DINÁMICO DINÁMICO  Los periodos fundamentales de vibración para cada sentido son: Tdin(X Tdi n(X –  X)  X) =0.210 seg, Tdin(Y –  Y)  Y) = 0.155 seg El análisis de los modos mediante ETABS se muestran a continuación, se indica además los  periodos naturales y el porcentaje de masa efectiva la ccual ual suma 100% en el modo 6, lo cual indica que una cantidad mayor de formas de modo nos daría iguales resultados.

Mode  1  2  3  4  5  6 

Period  0.211 0.157 0.129 0.113 0.112 0.111

UX  0.3428 0.1234 0.0939 0.0840 0.0831 0.0825

UY  0.3154 0.1129 0.5106 0.0274 0.0093 0.0245

SumUX  0.3428 0.3429 0.3429 0.3429 0.3428 0.3427

SumUY  0.3642 0.3567 0.3961 0.3961 0.3961 0.3961

Fuerzas Cortantes en la Base - CORTANTE DINÁMICO Eje X - X Story

Load Case

Story2 SEVERO X Max Story1 SEVERO X Max

Location Bottom Bottom

TABLE: Story Forces P VX VY tonf tonf tonf 1.4654 26.896 0.274 1.6333 0.4553 40.967

T tonf-m 245.637 373.894

MX tonf-m 0.618 1.7161

MY tonf-m 80.908 203.908

TABLE: Story Forces P VX VY tonf tonf tonf 1.2227 0.3514 31.0576 1.3833 0.5203 50.1251

T MX tonf-m tonf-m 188.139 93.915 308.172 244.805

MY tonf-m 1.114 2.676

Eje Y -Y Story

Load Case

Story2 SEVERO Y Max Story1 SEVERO Y Max

Location Bottom Bottom

Fig. 4.13 Vista de la Estructura con la Envolvente- Bloque A 

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DISTORCIONES DE ENTREPISO EJE X -X Material Predominante Albañilería

Deriva 0.005

Eje X-X TABLE: Story Drifts Story Story2 Story1

Load Case SISMO X Max SISMO X Max

Label 3 3

Item Drift Max Drift X 0.0012 Max Drift X 0.0008

Drift *0.75*R 0.003 0.002

Máx Drift E-030 0.005 0.005

Drift *0.75*R 0.004 0.003

Máx Drift E-030 0.005 0.005

Cumple Sí Sí

DISTORCIONES DE ENTREPISO EJE Y -Y Material Predominante Albañilería

Deriva  0.005

Eje Y-Y TABLE: Story Drifts Story

Load Case

Label

Story2 Story1

SISMO Y Max SISMO Y Max

14 14

Item

Drift

Max Drift Y 0.0019 Max Drift Y 0.0014

Cumple

Fuerza Cortante mínima en la Base: la norma E -030 obliga que la cortante basal obtenida del análisis dinámico no debe ser menor al 80% del obtenido del análisis estático en caso de regulares y no menor de 90% en caso de ser irregulares. Por lo tanto, será es necesario incrementar la cortante cortante para cumplir con los mínimos mínimos señalados, operando obtenemos que el factor de escalamiento es: Junta de separación sísmica: esta distancia no será menor a los 2/3 de la suma de los desplazamientos máximos de los bloques adyacentes, ni menor que: s = 3 + 0.004 (h -500) y s > 3 cm , entonces, s = 3 + 0.004 (770 –  500)  500) = 4.10 cm Por lo tanto, la estructura tendrá una separación de 4.00 cm

Sí Sí

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FUERZAS INTERNAS EN LA ESTRUCTURA  Como ejemplo, a continuación se muestran las envolventes de los diagramas de las fuerzas internas:

Fig. 4.14 Momentos Flectores para el Bloqu Bloquee A

Fig. 4.15 Distribución de los elementos del Bloque A

Fig. 4.16 Momentos Flectores para el bloque bloque A 

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4.7.- OBSERVACION A LA NORMA E.30  La mayor parte de las normativas sísmicas presentan espectros de diseño para un factor de amortiguamiento del 5%, este factor es muy adecuado para las estructuras de hormigón las que se espera un agrietamiento considerable en los elementos estructurales ante un sismo severo, es así que cuando se diseñan estructuras de acero o de hormigón armado con dispositivos de disipación de energía o aislamiento en la base, se necesita tener espectros para otros valores de amortiguamiento. Tal es el caso que para los 3 tipos de amortiguamiento en estructuras de concreto armado (Correspondiente a desplazamiento horizontal y rotación, rotación y desplazamiento horizontal) se observa que los registros de amortiguamiento se ubican en promedio en un 2% del crítico, siendo un valor muy por debajo del 5% utilizado en nuestra norma.

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CAPITULO V DISEÑO DE LOSA LOS A Y VIGA

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5.1.- PRINCIPIO DE DISEÑO  El principio de diseño indicado por la Norma de Concreto E-060 es el “Método por Resistencia”, también llamado “Método de Rotur aa””. El método de diseño a la rotura, requiere que las cargas aplicadas a la estructura sean incrementadas mediante factores de amplificación, y las resistencias nominales sean reducidas  por factores de reducción de de resistencia (Ø).

Ø Ru ≥ Σ Ui x Si Dónde: Ø: Factor de reducción de resistencia Ru: Resistencia nominal del elemento Ui: Factor de amplificación de cargas Si: Carga aplicada a la estructura La NTE- 060 indica que la resistencia requerida (U), para cargas muertas (CM), vivas (CV) y de sismo (CS) deberá ser como mínimo: U = 1.4 CM + 1.7 CV U = 1.25 (CM + CV) ± CS U = 0.9 CM ± CS Así mismo, la NTE- 060 indica que el factor de reducción de resistencia Ø deberá ser:  

Para flexión sin carga axial

Ø = 0.90



  Para flexión con carga carga axial de tracción Ø = 0.90

Para flexión con carga axial de comprensión y para comprensión sin flexión:

  Elementos con refuerzo en espiral

Ø = 0.75

  Otros elementos

Ø = 0.70

  Para cortante sin o con torsión

Ø = 0.85

  Para aplastamiento en el concreto

Ø = 0.70









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5.2.-DISEÑO DE LOSA ALIGERADA (BLOQUE B)  5.2.1.-DISEÑO POR FLEXIÓN  Se diseñarán como vigas de sección T, ya que no reciben esfuerzos de sismo se usará sólo las l as siguientes hipótesis de carga: U = 1.4 CM + 1.7 CV NTE- 060 (concreto Armado)  Debido a que la viga trabaja como sección T, en el caso de momentos positivos se trabajará con b = 40 cm, y para momentos negativos con b = 10 cm.

Fig. 5.1 Vigueta 5.2.2.- DISEÑO POR CORTE  Las viguetas se diseñarán por corte, sin considerar contribución del acero (Vs=0). Cuando el cortante actuante sea mayor que el proporcionado por el concreto se requiere el uso de ensanches; estos ensanches se logran retirando alternadamente ladrillos del aligerado en los extremos de la losa, de manera que se aumente el área de concreto, y consecuentemente aumenta la resistencia al corte.

El reglamento permite un incremento del 10% en la resistencia al corte de las viguetas (E060 9.9.8). Por lo tanto, tendremos: t endremos:

Vn = 1.1 x 0.53x √ f’c x b x d (Resistencia nominal al corte) ØVn = 0.85x1.1x0.53x√ f’cx b x d (Resistencia de diseño) 

Fig. 5.2 Aligerado Primer y Segundo Nivel  –  Bloque  Bloque B

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DISEÑO POR FLEXIÓN:  Para hallar los momentos máximos se realizó la alternancia de sobrecarga, que producen los esfuerzos máximos en los nudos. Para determinar el máximo momento flector positivo debe buscarse que los extremos del tramo sobrecargado roten lo mayor posible. En cambio, para tener el máximo momento flector negativo en un nudo, debe tratarse que ese nudo rote la menor cantidad posible, mientras que el nudo opuesto tiene que rotar lo mayor posible. a).- Cargas Muertas: Peso Propio

……………………………………………..  300 kg/m2 

Piso Terminado ...………………………………………… 100 kg/m2  Peso de Acabados ….………………………………… Peso Total

100 kg/m2 

……………………………………………..  500 kg/m2 

 b).- Cargas Vivas: Vivas: Sobrecarga …………………………………………. c).- Carga Última de Rotura - NTE 060 (concreto armado) 

g/m2 250 k g/m2

Wu = 1.4CM + 1.7CV = 1.4x500x0.40 + 1.7x250x0.40 = 450 kg/m

ALTERNANCIA DE LA CARGA VIVA REPARTIDA 

Fig. 5.3 Alternancia de la Carga Viva

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La envolvente de momentos se procederá a realizarlo a través del programa Etabs y a partir de ello se determinará la cantidad de acero que sea necesaria para cada tramo, así como también el cálculo de las cortantes para el diseño por corte.

Fig. 5.4 Momentos Flectores  MOMENTOS OBTENIDOS POR EL DIAGRAMA DE ENVOLVEN ENVOLVENTE TE Los momentos máximos serán:  

MA-B(+)=401.83 kg-m

 

MB(-)

=531.10 kg-m

Calculo del peralte efectivo: Según la Norma el recubrimiento es de 2 a 3 cm  

=203 =ℎ3 =17

 

 

d) Calculo del refuerzo de la losa aligerada:

Los momentos negativos se diseñan como una viga rectangular re ctangular de ancho b=10cm Los momentos positivos se diseñan como una viga rectangular rec tangular de ancho b=40cm  

Calculo de acero máximo :   Momentos negativos(-)



  =  =  ∗ ∗  ∗     =   = 0.=01616∗ 2.7∗210∗ 10 ∗ 17   =  = 0.01616∗∗ 40∗ 40 ∗17   =  = 10.88  

 

 

  Memento positivo(+)



 

 

 

Calculo de acero por contracción y temperatura

  =  =  ∗  ∗    =  = 0.0025025∗∗ 100∗ 100 ∗ 5   =  = 1.25 1.0.3216 5 ……………………. ..1  

 

 

Ø//"":.:  

 

40

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Se procede a diseñar el refuerzo de la losa aligerada : Los momentos negativos se diseñan como una viga rectangular de ancho bw=10cm Usando la siguiente fórmula se halla el índice de refuerzo:





′  1  1  2 . 3 6     √    = ∅  ′      →  = 1.18 →  =   →  =        =  = 0.47  →  = 0.0568∅→3/8" ==0.0.0072187 →  = 0.48

  M B(-)=531.00 kg-m    

 

Equivale= 1

 

 

Los momentos positivos se diseñan como una viga rectangular rec tangular de ancho bw=40cm Usando la siguiente fórmula se halla el índice de refuerzo:

′  1  1  2 . 3 6     √    = ∅  ′      →  = 1.18 →  =   →  =         →=0. 0 0055→=0. 0 0028→=0. 2 5      = 0.25 ∅ 3/8" =0.71



  MA-B(+)=1181.39 kg-m



 

 

 

  Equivale= 1

 

Nota: el detalle de la distribución de acero longitudinal de la losa aligerada, se adjunta en el capítulo de anexos, en donde se muestra el plano de estructuras.

Fig. 5.5 Fuerza Cortante  DISEÑO POR CORTE DE ALIGERADO UNIDIRECCIONAL En este punto la norma nos indica la siguiente condición: VU < ΦVC. Siendo:  

Vu = Fuerza cortante ultima

De modo que la resistencia requerida por corte deberá ser menor a la resistencia nominal multiplicada por un factor, en el artículo 9.9.8 de la norma E.0.60 nos establece este factor, además sabemos que ø =0.53 , también se establece que se diseñará con un 10% más en la resistencia al corte entonces : )

= =1.11.1

63690.92  ø=0.850.533025√2101+ 1402530 ø=1929.14 

 

 

 , solo requiere estribos mínimos.

DISEÑO POR CAPACIDAD: Mu inf= 1570.08 kg-m

  +   =(1570. =( 1570. =(08+1265. ℎ50)⇒=1181. )≤∅ 50  2. 4 0 ø== 1929. 929.14  > =  = 1111881.50 

Mu sup= 1265.50 kg-m

 

 

 

Entonces: no requiere refuerzo transversal; Sin embargo, se verificaron los requisitos mínimos para el espaciamiento en columnas, se tiene:

Zona de confinamiento “lo”: 

≥ ℎ6 = 2406 = 40  ≥ 30  ≥ 30  ≤ 2 = 302 = 15  ≤ ℎ2 = 302 = 15  ≤ 10  ≤16=16∗1/2"=161.27=20.32 ≤ 30  ≤ 30   

Espaciamiento en “lo”: 

 

 

Espaciamiento fuera de “lo”: 

≤ 30   ∅/ ∅/":": @. @.  , @. @.  , @. @.

Por lo tanto se tienen la siguiente distribución de estribos:

 

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CAPITULO VII DISEÑO DE LA CIMENTACIÓN CIMENTACIÓN

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GENERALIDADES Se denomina cimentación a los elementos estructurales que transmiten las cargas concentradas (gravedad y sismo) provenientes de elementos estructurales conectados a ella (columnas, placas, muros), todas las cargas son transmitidas al terreno de manera que no se exceda la capacidad portante o esfuerzo admisible del suelo. Asegurando los factores de seguridad adecuados para las condiciones de estabilidad. De los estudios de suelo se determina la capacidad portante del terreno (σt), el nivel mínimo de cimentación (Df), el asentamiento diferencial máximo, la agresividad del terreno, la  presencia de napa freática y algunas recomendaciones para la cimentación. Se tomó en cuenta los lineamientos establecidos en la norma NTE E.050, podemos apreciar como las cargas son transmitidas de elemento a elemento hasta llegar a la cimentación.

8.1- DESCRIPCIÓN DE LA CIMENTACIÓN A DISEÑAR   Para nuestro diseño utilizaremos una cimentación superficial. La Norma de Suelos y Cimentaciones en su Capítulo 4, específica que la profundidad mínima de cimentación debe ser 0.80 m; según nuestro caso ante la existencia de un suelo optimo, la profundidad de cimentación será a 1.60 m del nivel del falso piso.  

Dimensionamiento de la planta de cimentación: para esta etapa usaremos cargas en servicio incrementando en un porcentaje (5 a 15%) para tener en cuenta el peso propio de la zapata, para nuestro caso usaremos usaremos un incremento del 10% del peso por sser er un suelo regular.

 

Diseño de la cimentación propiamente dicha: en este caso se incluye el dimensionamiento del peralte y el refuerzo de acero requerido.

8.2- DISEÑO DEL AREA DE LA CIMENTACIÓN El diseño se hace con las l as siguientes consideraciones: Para un primer tanteo en el dimensionamiento se usan las cargas axiales de gravedad y se disminuye la resistencia del terreno para dejar holgura para cuando se verifique con momentos de sismo. Para efectos de diseño en concreto armado, en el caso de zapatas usaremos la siguiente expresión recomendado por el Ing. Antonio Blanco para la verificación de esfuerzos en ambas direcciones. A = Área de la sección

M = momento actuante I = inercia de la sección Y = distancia a la fibra más alejada de la sección

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8.3- DISEÑO POR CORTE  La falla por corte se presenta a “d” de la cara de la columna o placa, para el diseño las siguientes expresiones, teniendo en consideración que en una zapata no se utiliza estribos.

Vn=Vc Vc≤0.Vu≤∅Vn 5 3·  3·   · · B · d  

 

 

Fig. 8.1 Corte de la Zapata Dónde:  = esfuerzo ultimo dew diseño

   

Pp = Peso propio   X = Volado de la Zapata  



d = Peralte de la zapata

 

B = ancho de la Zapata

 

d = H –  10cm  10cm

 

ø  = 0.85  0.53 √ ´

             

ó

 = (

  –  –  

(   –  –   )

)

8.4- DISEÑO POR PO R PUNZONAMIENTO En la zapata se genera un efecto de cortante alrededor del perímetro de la columna en las dos direcciones. Según experimentos realizados la falla por punzonamiento aparece a una distancia d/2 de la cara de la columna.

Fig. 8.2 Punzonamiento de la Zapata  Dónde:

            

 = (   –  –   ) (   –  –   ) ó   A = B x L ; Ao = Zi x Z2

 

 =

 - (

  –  –  

)

 

   

Z1 = a + d ; Z2 = b + d Lo = 2 ( Z1 + Z2 )   ø  = 0.85 1.06√ ´

    

 

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8.5- DISEÑO POR FLEXIÓN  Una vez obtenido el peralte efectivo “d”, para que no haya falla por corte ni por punzonamiento  pasamos a diseñar por flexión. flexión. La flexión se diseña con el momento momento máximo calculado en la cara de la columna. Por Tanto: M  =

 x B x c2/2 

 

Fig. 8.3 Flexión de la Zapata

Dónde:  

a = altura del bloque de compresión en la viga

  ∅=

0.90 factor de reducción a flexión

 

f’c= 210kg/cm², resistencia a la compresión del hormigón

 

f y= 4200kg/cm², resistencia a la tracción del acero de refuerzo

 

Asmin= Área de acero mínimo que se debe ubicar en la sección de la viga

 

Asmax= Área de acero máximo que se debe ubicar en la sección de la viga.

a) Dimensiones de la base de la zapata Para encontrar las dimensiones de de la zapata, tomaremos como valor de 1.10 que es el factor de mayoración por efecto del peso de la zapata y del material sobre la zapata. P = ∑ (D + L) = Pu

b) Geometría de la zapat zapata: a: La zapata tiene una longitud L = 9.78m a todo lo largo en la dirección X, la siguiente ecuación está en

función del área de la zapata (L x B) siendo B el ancho de la Zapata.  

0.90  = 1.10Pu

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DISEÑO DE LA CIMENTACION PARA COLUMNA EJE 3/D DEL BLOQUE "A" Pcm= 9.655 Tn Mcmx= 0.44606 Tn-m Mcmy= 2.07415 Tn-m Pcv= 1.3372 Tn Mcvx= 1.01855 Tn-m Mcvy= 0.00396 Tn-m Pcsx= 4.85 Tn Mcsx= 0.02778 Tn-m Mcsy= 8.60992 Tn-m Pcsy= 2.7 Tn DISEÑO DE LA CIMENTACION Az= 1.10*Pu 0.9*σ adm  Az= 0.336 m2 B= 0.580 L= 0.580 Az real= 1.44 m2 CALCULO DE ESFUERZOS σ1 =  20.316

σ2= 

σ adm=  40 tn/m2 Pu= 10.992 tn fc= 210 kg/cm2 1.20 1.20

23.949

σ3 =  52.181 DISEÑO POR PUNZONAMIENTO asumido d= Ao=  bo= Vu= Vc1= Vc1= Vc2= Vc2= Vc3= Vc3=

2800 170 75.66 156680.77 156.68 241020.58 241.02 104453.84 104.45

DISEÑO POR CORTE Vud=σ*L*(m-d) Vud=

tn kg tn kg tn kg tn

3.91 tn

φVc=  31.34 tn DISEÑO POR FLEXION Mu=σ*L*m2/2  Mu= 3.64 tn-m Ku= 1.89  p= 0.0012 tabla As= 8.64 ESPACIAMIENTO ESPACIAMI ENTO DE VARILLAS: φ1/2" 

σ1ult =  31.49

tn/m2

σ2ult=  29.94

tn/m2

σ3ult =  65.23

tn/m2

40

cm

b= h= m= n=

OK 30 30 0.45 0.45

cm cm m m

βs=  1.00 α=  30

Vud=σ*B*(n-d) Vud= 3.91 tn φVc= 

31.34 tn

Mu=σ*B*n2/2  Mu= 3.64 tn-m Ku= 1.89 p= 0.0012 tabla As= 8.64

pmin = 0.0018

  area de φ5/8"= S= entonces:

2 0.28 0.15 R. vertical=

cm2 area de φ5/8"=  2 cm2 m S= 0.28 m m 0.15 m φ5/8"@0.15 ó 0.20  y R. horizontal= φ5/8"@0.15 ó 0.20  76

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DISEÑO DE LA CIMENTACION PARA COLUMNA EJE 4/B DEL BLOQUE "B" Pcm= 29.725 Tn Mcmx= 0.2367 n-m Mcmy= 0.0042 Tn-m Pcv= 5.035 Tn Mcvx= 0.0486 n-m Mcvy= 0.0005 Tn-m Pcsx= 30.855 Tn Mcsx= 1.6176 n-m Mcsy= 0.9669 Tn-m Pcsy= 14.821 Tn DISEÑO DE LA CIMENTACION Az= 1.10*Pu 0.9*σ adm 

σ adm=  Pu= fc=

40 34.760 210

Az= 1.062 m2 B= 1.031 1.20 m L= 1.031 1.20 m Az real= 1.44 m2 CALCULO DE ESFUERZOS σ1 =  26.353 σ1ult =  40.85

σ2= 

54.468

σ3 =  40.517 DISEÑO POR PUNZONAMIENTO asumido d= Ao=  bo= Vu= Vc1= Vc1= Vc2= Vc2= Vc3= Vc3=

2800 170 78.98 156680.77 156.68 241020.58 241.02 104453.84 104.45

tn/m2

σ2ult=  68.08

tn/m2

σ3ult =  50.65

tn/m2

50

φVc=  31.34 tn DISEÑO POR FLEXION Mu=σ*L*m2/2  Mu= 8.27 tn-m Ku= 4.31  p= 0.0012 tabla As= 8.64 ESPACIAMIENTO DE VARILLAS:

OK

cm

cm2 cm tn kg tn kg tn kg tn

DISEÑO POR CORTE Vud=σ*L*(m-d) Vud= 4.09 tn

tn/m2 tn kg/cm2

b= h= m= n=

30 30 0.45 0.45

cm cm m m

βs=  1.00 α=  30

Vud=σ*B*(n-d) Vud= 4.09 tn φVc=  31.34

tn

Mu=σ*B*n2/2  Mu= 8.27 tn-m Ku= 4.31 p= 0.0012 tabla As= 8.64

pmin = 0.0018

área de φ5/8"=  S= entonces:

2 cm2 0.28 m 0.15 m R. vertical= φ5/8"@0.15 ó 0.20 

área de φ5/8"=  S= y

2 cm2 0.28 m 0.15 m R. horizontal=φ5/8"@0.15 ó 0.20  77

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CAPITULO VIII DISEÑO DE ESCALERAS

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GENERALIDADES A continuación, se presenta el diseño de otros elementos estructurales del edificio como son la escalera, cimiento corrido y cobertura. El diseño de estos estos elementos se hará considerando los requisitos de diseño y análisis explicados e xplicados anteriormente.

9.1- DISEÑO DE ESCALERAS  El diseño se hace sólo por flexión. Se determina un As para el momento negativo, positivo positi vo y se coloca un fierro mínimo por temperatura, para la dirección transversal. Se define un modelo estructural para el análisis; normalmente para apoyos sobre vigas o muros de ladrillo, se considerará considerará una articulación y se proc procede ede a calcular el momento Mu máximo. Sólo se considera las cargas de gravedad más no las sísmicas, porque la escalera fue separada sísmicamente del edificio.

Fig. 9.1 Escalera del Bloque B Considerando solo el trabajo a flexión, se puede suponer que la escalera es una losa horizontal, siempre y cuando, el peso de la losa se halle, no con su espesor perpendicular sino con la medida vertical de este espesor. El error cometido en esta suposición en mínimo y no afecta el diseño.

Fig. 9.2 Sección de la Escalera 

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           ℎ ℎ  ℎ  =  +

 =

/  

ø

ø= √

+

 

ø=30√302+162 ø=0.822

 = 25/0.882  = 28.34

Entonces:

 

 = 28.34 + 16/2 = 36.34 cm.

Fig. 9.3 Detalle de la Escalera 

METRADO DE CARGAS A.- Escalera. Escalera.  Peso Propio

: 0.3634 x 1.00 x 2.40

Acabado

: 0.10 x 1.00 WD = 0.972 ton/m 

= 0.100 ton/m

: 0.50 x 1.00

= 0.500 ton/m

Sobrecarga

= 0.872 ton/m

WL = 0.50 ton/m  Wu1 = 1.4WD + 1.7 WL NTE- 060 (concreto Armado)  Wu1 = 1.4 x 0.972 + 1.7x 0.50

Wu1 = 2.21 ton/m  B.- Descanso. Descanso.  Peso Propio Acabados

: 0.25 x 2.40 x 1.00 = 0.600 ton/m : 0.10 x 1.00

= 0.10 ton/m

WD = 0.70 ton/m  Sobrecarga : 0.50 x 1.00

= 0.50 ton/m

WL = 0.50 ton/m  Wu2 = 1.4WD + 1.7 WL NTE- 060 (concreto Armado)  Wu2 = 1.4 x 0.600 + 1.7x 0.50

Wu2 = 1.69 ton/m

Fig. 9.4 Cargas Actuantes  80

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Fig. 9.5 Momento Flector



 = 25 –  (2+1.592)  (2+1.592)

d = 22.21 cm

Refuerzo Positivo: 1er Tanteo: a = 22.21/5 = 4.44 cm

                =

/ .

 

 ( − 

)

 =

/ .

 

 ´

As = 5.89 cm2 a = 1.38 cm

2do Tanteo: a = 1.38 cm As = 5.47 cm2 a = 1.28 cm Asmin = 0.00018 x b x d = 0.0018 x 100 x 17.21 = 4.00 cm2 Usando ø ½ para As = 7.90 cm2:



 = 1.27/5.47 = 0.23 Usar ø1/2 @ 0.20

Refuerzo Negativo:

     − =

+/  

As- = 5.47/3

As- = 1.82 cm2   Usar acero mínimo.





 = 0.71/4.00= 0.18

Refuerzo Transversal: Astem = 0.0018 x b x t Astem = 0.0018 x 100 x 25

.’. Usar ø3/8 @ 0.20

 

Astem = 4.50 cm2  = 0.71/4.50 = 0.16



.’. Usar ø3/8 @ 0.20

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CAPITULO IX DISEÑO DE COBERTURA METALICA

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GENERALIDADES  El acero es un material bastante útil en la parte estructural de la ingeniería civil, dado que presenta un sin número de ventajas y las desventajas son muy pocas. Como ventaja podemos decir que el acero es un material más resistente, ocupa un área menor, vienen laminados en diferentes perfiles de diversas dimensiones las cuales podemos utilizar según el criterio del proyectista, etc. Como desventajas podemos citar que económicamente tiene un costo muy elevado, es propenso a factores ambientales, por lo cual necesitan un mantenimiento adecuado contra la corrosión. Se da el nombre de cobertura a la estructura que forma el ultimo diafragma de la construcción que se realizará en la parte superior y exterior de una estructura que tiene como misión proteger la construcción y a los habitantes de las inclemencias del clima como la lluvia, el viento, granizo, calor. Las estructuras fabricadas con perfiles tubulares presentan una superficie menor que las estructuras comparables de perfiles abiertos. Este hecho, combinado con la ausencia de esquinas pronunciadas, hace que la protección frente a la corrosión sea mejor. Estas excelentes propiedades permiten la creación de diseños ligeros y "abiertos" con un menor número de uniones simples en las que, a menudo, se pueden eliminar las cartelas o placas rigidizadoras. Dado que la resistencia de la unión depende de las propiedades geométricas de los elementos, el diseñador sólo podrá obtener un diseño óptimo si comprende el comportamiento del nudo y lo tiene en cuenta a la hora de realizar el diseño conceptual. Aunque el coste unitario material de los perfiles tubulares es superior al de los perfiles abiertos, esta diferencia puede compensarse por el menor peso de la construcción, la menor superficie exterior a proteger contra la corrosión y la reducción del coste de fabricación gracias a la aplicación de uniones simples sin elementos rigidizadores. Existen numerosos ejemplos de aplicaciones estructurales que muestran que las estructuras tubulares pueden competir desde el punto de vista económico con los diseños con perfiles abiertos.

9.3.1- MÉTODOS DE DISEÑO PROPUESTOS POR EL LRFD

“Diseño por Factores de Carga y Resistencia ó Estados límites”, conocido por sus siglas LRFD (Load and Resistance Factor Design). El método ASD ya tiene más de 100 años de aplicación; con él se procura conseguir que los esfuerzos unitarios actuantes reales en los miembros

estructurales sean menores que los esfuerzos unitarios permisibles, aconsejados por el reglamento. Sin embargo, durante las dos últimas décadas, el diseño estructural se está moviendo hacía un procedimiento más racional basado en conceptos de probabilidades.

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En esta metodología (LRFD) se denomina “estado límite” aquella condición de la estructura en la cual cesa de cumplir su función. Los estados límites se dividen en dos categorías: Resistencia y Servicio. El primer estado tiene que ver con el comportamiento para máxima resistencia dúctil, pandeos, fatiga, fractura, volteo o deslizamiento. El segundo estado tiene que ver con la funcionalidad de la estructura, en situaciones tales como deflexiones, vibraciones, deformación permanente y rajaduras. Lo que se pretende, entonces, es conseguir que la estructura no sobrepase los estados límites mencionados, pero como es imposible conseguir riesgo cero en la práctica, el diseñador se debe conformar con una probabilidad adecuada. Para poder conseguirla se debe basar en métodos estadísticos, que se denominan “Métodos de Confiabilidad de momentos de primer ordensegundo orden” para no sobrepasar la resistencia de los elementos, que es lo que más preocupa al diseñador. Durante la última década ha ganado terreno en USA la adopción de la filosofía de diseño AISCDiseño por Factores de Carga y Resistencia (AISC-LRFD), en especial para el caso de las estructuras de acero, desde la divulgación de las especificacionesAISC-86 correspondientes y que están basadas en los siguientes criterios: a) Un modelo basado en probabilidades.  b) Calibración de los resultados con los que se obtiene eenn el método ASD, con el ob objeto jeto que las estructuras no sean muy diferentes entre ambos métodos. Algunas de las ventajas de este procedimiento son:  

Es una herramienta adicional para que el diseñador no difiera en su concepto de solución que emplea en diseño de concreto armado, por ejemplo.

 

LRFD aparece más racional y por lo tanto se acerca más a la realidad de lo que ocurre en la vida útil de la estructura.

 

El uso de varias combinaciones de cargas conduce a economía de la solución, porque se acerca con más exactitud a lo que ocurra.

 

Facilita el ingreso de las bases de diseño conforme más información esté disponible.

 

Es posible introducir algunos cambios en los factores γi o φ cuando se conoce con mayor exactitud la naturaleza de las cargas. Esto tiene importancia cuando existen cargas no

 

usuales, o mejor conocimiento de la resistencia. Futuros ajustes y calibraciones serán más fáciles de hacer.

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9.3.2- MÉTODO DE ANÁLISIS SEGÚN EL REGLAMENTO E-070  Las especificaciones AISC mencionadas anteriormente son reconocidas en Perú por el RNC en la Norma E-070 a falta de unas especificaciones nacionales. Por supuesto que en esta se  presentan ligeras modificaciones con respecto respecto a lo enunciado por las especificaciones AISC. AISC. El diseño por resistencia, como ya se indicó presenta la ventaja que el factor de seguridad de los elementos analizados puede ser determinado. La norma peruana de estructuras metálicas E-070 introduce el factor de seguridad en el diseño a través de dos mecanismos. Estos son: amplificación de las cargas de servicio y reducción de la resistencia teórica de la la  pieza o reducción de la capacidad, como como lo hace la metodología AISC-LRFD antes mencionada. Las cargas de servicio se estiman a partir del metrado de cargas teniendo como base la norma E-020 de cargas, y el análisis estructural se efectúa bajo la l a hipótesis de un comportamiento elástico de la estructura. Para nuestro caso el software auxiliar usado será RISA3D tanto  para el análisis como diseño estructural, realizará el análisis elástico elástico lineal de la estructura.

Limitaciones en los parámetros geométricos  El espesor nominal mínimo de las paredes de los perfiles es de 2,5 mm. Los diseñadores deben ser conscientes de que algunas al gunas normas de fabricación de perfiles tubulares (por ejemplo, ASTM A500 (ASTM, 2007a)) permiten una tolerancia en el espesor de las paredes tan elevada que hace necesario el uso de un “espesor de cálculo” especial en el diseño estructural. Para los CHS con espesores nominales de pared de cordón superiores a 25 mm, deben tomarse medidas especiales para garantizar que se cumplen las condiciones de tenacidad de fractura y resistencia transversal necesarias. Si las barras de perfil están soldadas a un cordón, el ángulo formado entre un arriostre y el cordón (ϴ) debe ser ≥30°; para garantizar que se puedan realizar adecuadamente las soldaduras. En algunas circunstancias, este requisito puede ignorarse, aunque sólo tras haberlo consultado con el fabricante de la estructura; en estos casos, la resistencia de cálculo de la unión no se considerará superior a la correspondiente a 30°.

El recubrimiento en el plano de la unión debe ser suficientemente grande como para garantizar que la interconexión de las barras sea suficiente para una adecuada transferencia del esfuerzo cortante desde una riostra a la otra.

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Esto puede conseguirse asegurando que el recubrimiento, que se define en la figura 1.1, sea, de al menos el 25%. Si las barras de relleno solapadas presentan diferentes diámetros, el elemento más pequeño debe solaparse sobre el más grande. Si las barras de relleno solapadas tienen el mismo diámetro pero diferentes espesores y/o diferentes límites elásticos, el elemento con el menor valor ti fyi debe ser el que solape al otro elemento. 

Fig. 9.9 Detalle del recubrimiento  En nudos en K con espaciamiento y con recubrimiento, se restringe el valor de la excentricidad "e", representada en las figuras 1.1 y 1.2, en donde un valor positivo de "e" representa un desplazamiento hacia el interior de la cercha del eje de simetría del cordón con respecto a la intersección de los ejes de simetría de las barras de relleno. La excentricidad es e ≤ 0,25d0. El efecto de la excentricidad es tenido en cuenta en la función de tensión del cordón. Si la excentricidad es superior a 0,25d0, además, debe tenerse en cuenta el efecto de los momentos flectores en la capacidad resistente resistente del nudo para las  barras.

Fig. 9.10 Detalle de uniones 86

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9.3.3- DISEÑO DE CERCHAS TUBULARES Tipos de cerchas  En la figura 3.1 se muestran algunos de los tipos de cerchas más comunes. En general, las cerchas Pratt constituyen la solución más económica, ya que sus largas barras de relleno comprimidas pueden sacar ventaja son muy eficaces en compresión. Los nudos de una cercha Pratt pueden situarse bien en los puntos de aplicación de la carga sobre el cordón o vigueta, dando como resultado incluso en una geometría irregular si se requiere, o bien fuera de los puntos de aplicación de carga (solicitando en consecuencia el cordón a flexión). Si, en una cercha Pratt, se requiere de un nudo bajo cada uno de los  puntos de introducción de carga en el cordón (por ejemplo, para reducir la longitud de  pandeo de los tramos del cordón entre nudos), se podría utilizar una cercha Warren o, mejor aún (más económico), modificar la cercha Partt, añadiéndole elementos verticales o diagonales.

Las cerchas Pratt ofrecen mayores oportunidades para usar nudos con espaciamiento, que es la disposición preferida (más económica) para las uniones en K. Además, siempre que sea  posible, una cercha cercha Pratt regular ofrece una so solución lución más "abierta", facilitando la colocación de servicios mecánicos y eléctricos, entre otros, entre sus barras de relleno. El canto de la cercha se determina con respecto a la luz, las cargas, la deformación máxima, etc., de forma que, por ejemplo, un mayor canto de cercha reduce los esfuerzos de los cordones, pero aumenta las longitudes de las riostras. La relación luz-canto ideal suele encontrarse entre 10 y 15. Si se tienen en cuenta los costes totales del edificio, una relación cercana a 15 representará el valor óptimo. Cerchas planas más comunes: (a) Cerchas Warren (Modificada con riostras verticales) (b) Cercha Pratt (puede tener cordones paralelos)

(c) Cercha Fink (d) Configuración de cerchas en forma de U

Fig. 9.11 Tipos de Cerchas

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9.3.4- ANÁLISIS DEL ACERO – PRODUCTO PRODUCTO PERUANO El acero no es un metal químicamente hablando, sino una aleación entre un metal (el hierro) y un metaloide (el carbono), que conserva las características metálicas del primero,  pero con propiedades notablemente mejoradas gracias a la adición del segundo y de otros elementos metálicos y no metálicos.

Efecto de contenido de carbono de un acero común sobre sus propiedades mecánicas

Elemento 

Efecto 

COBRE

Mejora resistencia a corrosión atmosférica.

MANGANESO MANGANES O

Desoxidante, neutraliza azufre, facilitando trabajo en caliente. Mejora la resistencia

SILICIO

Se emplea como desoxidante y actúa como endurecedor en el acero de aleación.

FOSFORO Y AZUFRE

   Normas

 

Perjudican la tenacidad del acero

que regulan la calidad en la fabricación del acero

Aceros para construcción más comunes

   Norma ASTM (AMERICAN (AMERICAN SOCI SOCIETY ETY FOR TESTING A AND ND MATERIAL MATERIALS) S)

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9.3.4.1- CLASIFICACIÓN GENERAL a) Productos brutos Son los productos que se encuentran en estado líquido o en estado sólido, en forma de lingotes y que no han sufrido ninguna transformación.  b) Productos semiterminados Productos obtenidos, sea por laminación o forja de lingotes o por colada continua, y generalmente destinados a la transformación en productos terminados por laminación o forja. c) Productos terminados laminados y productos terminados forjados largos  

Productos terminados laminados Los productos terminados laminados se distinguen claramente los dos tipos existentes; los laminados no planos y los laminados l aminados planos. De acuerdo a la forma y dimensiones, se distingue: * Productos largos * Alambrón * Productos planos Según el modo de fabricación, se distingue: disti ngue: Productos terminados laminados en caliente.- productos obtenidos generalmente por laminación en caliente de productos semi terminados y por laminación en caliente de  productos brutos. Alas angostas y medianas (perfiles I). Alas anchas o muy anchas (perfiles H y columnas). Pilote de apoyo. Perfiles U. Perfiles para arcos de minas. Barras y perfiles livianos y medianos. Barras. Barras cuadradas, hexagonales y octogonales. Platinas. Perfiles livianos y medianos

Perfiles U pequeños. Perfiles L (ángulos). Perfiles T de alas iguales. Perfil de bulbo plano.

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9.3.4.2- Características físico mecánicas.  Propiedades metálicas características  Buena ductilidad (o maleabilidad). Conductividad térmica elevada. Conductividad eléctrica elevada. Brillo metálico. Resistencia a la Corrosión Corrosión: pérdida de sección debido a reacciones químicas o electroquímicas con medioambiente. (Resistencia depende de la composición química)

Tipo de construcciones.  Tres son los tipos de construcciones aceptables bajo los alcances de la Norma E.090: Tipo 1, comúnmente denominado pórtico rígido (pórtico continuo), el cual asume que las conexiones entre vigas y columnas son suficientemente rígidas para mantener sin cambios los ángulos entre elementos que se interceptan. Tipo 2, conocido como pórtico simple (no restringido), que asume una condición de apoyo simple en sus extremos mediante conexiones sólo por corte y que se encuentran libres de rotar por cargas de gravedad. Tipo 3, denominado pórtico semirrígido (parcialmente restringido) que asume que las conexiones entre elementos poseen cierta capacidad conocida de rotación, que se encuentra entre la conexión rígida del Tipo1 y la conexión simple del Tipo 2. El diseño de las conexiones debe ser consistente con lo asumido en cada tipo de sistema estructural, y debe plasmarse en los planos de diseño. Las construcciones de edificios del Tipo 2 deben cumplir que: (1) Las conexiones y los elementos conectados serán adecuados para resistir las cargas de gravedad como vigas simplemente apoyadas. (2) Las conexiones y elementos conectados serán adecuados para resistir las cargas

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laterales. (3) Las conexiones tendrán una adecuada capacidad de rotación inelástica que evite sobrecargar a los conectores o soldaduras frente a la acción combinada de fuerzas horizontales y de gravedad.

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9.4- Combinaciones de Carga  Las siguientes cargas nominales deben ser consideradas: D : Carga muerta debida al peso propio de los elementos. L : Carga viva debida al mobiliario y ocupantes. Lr : Carga viva en las azoteas. W : Carga de viento. S : Carga de nieve. E : Carga de sismo de acuerdo a la Norma E.030 Diseño Sismorresistente. R : Carga por lluvia o granizo. La resistencia requerida de la estructura y sus elementos debe ser determinada para la adecuada combinación crítica de cargas factorizadas. El efecto crítico puede ocurrir cuando una o más cargas no estén actuando. Para la aplicación del método LRFD, las siguientes combinaciones deben ser investigadas:

En las combinaciones de carga, el factor de cargas para L debe ser considerado como 1,0 en el caso de estacionamientos, auditorios y todo lugar donde la carga viva sea mayor a 4800 Pa.

Carga de Impacto  En el caso de estructuras que soporten carga viva que produce impacto, deberá considerarse un incremento en la carga viva nominal debido a este efecto. En el caso del método LRFD, este incremento se aplica en las Combinaciones. Si no hay indicación en contrario, los incrementos serán los siguientes: (a) Para apoyos de ascensores: 100%. (b) Para apoyos de maquinaria liviana accionada por ejes o motores: 20%.

(c) Para apoyos de máquinas reciprocantes: 50%. (d) Para tirantes que soportan pisos y voladizos: 33%. (e) Para vigas de puentes grúas con cabina de operador y sus conexiones: 25% (f) Para vigas de puentes grúas con control colgante y sus conexiones: c onexiones: 10%.

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Bases de diseño   

Método LRFD:

 

Método ASD:

Resistencia requerida  La resistencia requerida de los elementos estructurales y sus conexiones debe ser determinada mediante un análisis estructural para par a las cargas que actúan sobre la l a estructura.

Estados limite  El diseño de una estructura debe asegurar que ningún estado límite pertinente sea excedido por la aplicación de las combinaciones de cargas externas. Los estados límites de resistencia están relacionados con la seguridad y tratan de la capacidad de carga máxima. Los estados límites de servicio están relacionados con el comportamiento frente a cargas normales de servicio.

Diseño por resistencia  Para el método LRFD la resistencia de diseño de cada sistema o componente estructural deberá ser igual o mayor a la resistencia requerida por las cargas factor izadas. La resistencia requerida se determinará para cada combinación de carga aplicable como se   indica en la Sección 1.4 de la norma E.090. Las resistencias nominales Rn y factores de resistencia Φ se presentan en los Capítulos 4 a 11 de la norma.

Diseño por condiciones de servicio  La estructura como un todo y sus elementos individuales, conexiones y conectores deben ser

verificados por condiciones de servicio de acuerdo con llas as recomendaciones del Capítulo 12 de la norma E.090.

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9.5- Aceros estructurales  Acero A36: Para uso general Acero A242: Para puentes empernados o soldados. Acero A572: Para perfiles estructurales. Planchas y barras para empernadas y soldadas Peso unitario: 7850 Kg/m3  Descripción

Esfuerzo de Fluencia Fy Ksi (Kg/cm2)

Esfuerzo ultimo Fu Ksi (Kg/cm2)

A36

36 (2530)

A242

42

63

46

67

50

70

42

63

50

65

60

75

65

80

A572

58 (4080)

Tabla de aceros más usados y sus esfuerzos de trabajo

Tipos de perfiles estructurales  De acuerdo al AISC, se tienen las siguientes denominaciones de los perfiles estructurales más comunes. W = Viga de Patín Ancho M = Viga Miscelánea S = Viga Estándar Americana C = Canal Estándar Americana MC = Canal Miscelánea L = Ángulo

WT = Tee estructural cortado de una W MT = Tee estructural cortado de una M ST = Tee estructural cortado de una S

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10.- Diseño de miembros en tensión  El diseño por tensión es el más fácil, ya que al no presentarse el problema del pandeo solo se necesita calcular la fuerza factorizada que debe tomar el miembro y dividirla entre un esfuerzo de diseño para obtener el área á rea de la sección ttransversal ransversal necesaria.

10.1-Pre dimensionamiento por Aplastamiento Tomando en consideración la deformación del agujero, y para agujeros normales o estándar:

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10.2- Estados limites  El manual del AISC-LRFD, específica que la resistencia de diseño de un elemento a tensión,

∅

Pn, será el menor de los valores obtenidos con las siguientes expresiones:

a)  Para el estado límite de fluencia en la sección bruta.

 b)  Para la fractura en la sección neta en la que se encuentran agujeros de tornillos o remaches.

Dónde: Fu es el esfuerzo de tensión mínimo especificado y Ae es el área neta efectiva que se supone resiste la tensión en la sección a tra través vés de los agujeros. c)  Bloque de cortante.

Dónde: Ad es el área total de la varilla calculada con base en el diámetro exterior de la rosca.

10.3- Calculo del área bruta 

   ∗   =    

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10.4- Cálculo de áreas netas  Se define como el área bruta de la sección transversal menos el área de las ranuras, muescas o agujeros. Al considerar el área de los agujeros, es necesario restar un área un poco mayor que la nominal del ag agujero. ujero. Para tornillos de alta resistencia, es necesario iincrementar ncrementar el diámetro del tornillo en e n un octavo de pulgada. El área que se resta por agujeros eess igual al área de los agujeros por el espesor del metal.

    ∗ ∗

g = g − n  dp  e

An: Área neta Ag: Área bruta  N: Numero de pernos

dp : Diámetro de perforación (1/8” más al diámetro del pero)

10.5- Punzonamiento en placas

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10.6- Efectos de agujeros alternados  Cuando se tiene más de una hilera de agujeros para tornillos en un miembro, a veces es conveniente escalonar los agujeros a fin de tener t ener el máximo de área neta en cualquier sección  para resistir la carga.

Como puede fallar:

s = paso g = gramil

Secciones de posibles fallas en placas

10.7- Áreas netas efectivas  Debido a que el flujo fl ujo de esfuerzos de tensión entre la sección transversal del miembro  principal y la del miembro más pequeño conectada a él, no es cien por ciento efectiva, el AISC – LRFD LRFD estipula que el área neta efectiva, Ae, de dicho di cho miembro se determina multiplicando su área neta por un factor de reducción U.

Este factor toma en cuenta de manera sencilla la distribución no uniforme del esfuerzo de tensión.

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    ∗  e= n  

 

El ángulo mostrado en la Figura está conectado en sus extremos sólo en uno de sus lados. Puede verse fácilmente que su área efectiva para resistir tensión puede incrementarse considerablemente considerablemente reduciendo el ancho del lado no conectado y aumentando el del lado conectado.

Efectividad de un miembro   

Una medida de la efectividad de un miembro, como un ángulo conectado por sólo uno de sus lados, es la distancia x entre el plano de la conexión y el centroide del área de la sección total.

 

Otra medida de la efectividad de un miembro es la longitud de su conexión, L. Entre mayor sea esta longitud, será más uniforme la transferencia del esfuerzo a las partes sin conectar del miembro.

Entre menor sea el valor de x y mayor sea el valor de L, sserá erá mayor el valor de U, y por ende será mayor el área ár ea efectiva del miembro.

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10.8- Ruptura por cortante y tensiones combinadas:  El miembro estructural en tensión falla por arrancamiento o desprendimiento de material en la conexión atornillada extrema.

Hipótesis del modo de falla ruptura por cortante y tensión combinada en AISC (2005):  

Las superficies de tensión y cortante no siempre se fracturan al mismo tiempo. t iempo.

 

Cuando ocurre la ruptura por cortante y tensión combinados, puede ocurrir uno de los dos posibles modos de falla siguientes:

a) La superficie de tensión se fracturará y la superficie por cortante fluirá  b) Las superficies de tensión tensión y de cortante se fracturará fracturaránn

Agv = área total sujeta a cortante, plg2 (mm2) Agt = área total sujeta a tensión, plg2 (mm2) Anv = área neta sujeta a cortante, plg2 (mm2) Ant = área neta sujeta a tensión, plg2 (mm2)

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Otro valor incluido en la Ecuación anterior del AISC es un factor de reducción Ubs. Su  propósito es considerar el hecho de que tal vez la distribución de esfuerzos no sea uniforme uniforme en el plano a tensión para pa ra algunas conexiones. Si la distribución de esfuerzos esf uerzos a tensión es uniforme, Ubs será tomado igual a 1.0, de acuerdo con la Especifi cación (J4.3) del AISC.

Resumen diseño de elementos en tracción:

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10.9- MIEMBROS SOLDADOS Cuando se transfieren las cargas de tensión por soldaduras, deberán usarse las siguientes si guientes reglas de la Tabla D-3.1 del AISC, para determinar los valores de A y de U (Ae para conexiones atornilladas = AU): 1. Si la carga se transmite sólo por soldaduras longitudinales a otros elementos que no sean  placas, o por soldaduras longitudinales en combinación con soldaduras soldaduras transversales. A =Ag 2. Si una carga de tensión se transmite sólo por soldaduras transversa transversales. les. A área de los elementos directamente di rectamente conectados U =1.0. 3. Cuando placas o barras planas conectadas por soldaduras de filete longitudinales se usan como miembros en tensión. l ≥  A: área de la placa 



 

UA: área neta efectiva.

l = longitud de la soldadura w = ancho de la placa (distancia entre soldaduras) Determinar la resistencia de diseño usando LRFD y ASD del miembro. Considerar: fy= 2530 kg/cm2 , fu = 4080 kg/cm2 

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10.9.1- CONSIDERACIONES GENERALES DE LAS UNIONES Es esencial que el diseñador comprenda qué factores permiten que los perfiles se unan entre sí en los nudos de la cercha sin necesidad de refuerzos, los cuales encarecen la solución. El claro ahorro que supone la selección de elementos con un peso mínimo se desvanecerá rápidamente si el diseñador no conoce las consideraciones críticas que influyen en la eficacia de la unión.

1.  En general, los cordones c ordones deben tener paredes gruesas en lugar de finas. Las paredes más rígidas resisten las cargas transmitidas por las barras de relleno de forma más eficaz, por lo que la resistencia de la unión aumenta a medida que disminuye la relación diámetro-espesor.

2.  Las barras de relleno deben tener espesores de pared ya que la eficacia del nudo aumenta al hacerlo la relación entre el espesor de la pared del cordón y el espesor de la pared de la riostra. Además, las barras de relleno con paredes finas requerirán soldaduras en ángulo más pequeñas que en el caso de riostras de gran espesor.

3.  Idealmente, las barras deben tener un diámetro menor que el de los cordones ya que esto simplifica la soldadura en la conexión.

10.9.2- MODELAJE ESTRUCTURAL DE LA CERCHA  La estructura del coliseo esta conforma por:  

Las placas de cubierta, que forma el cerramiento superior y aíslan la construcción de los elementos naturales.

 

Las correas o elementos secundarios, que reciben las cargas de la cubierta y llaa transmiten a los elementos principales.

 

Los pórticos o elementos principales. Conformado por columnas de concreto armado y arco de acero poligonal de cuatro segmentos rectos. La conexión del arco columna es del tipo articulación.

 

Los entramados frontales (pórticos primero primero y último). Reciben cargas en su plano (de la cubierta a través de las correas) y en el perpendicular (debido al viento).La estabilidad está garantizada por muros de albañilería confinada y pórticos de concreto armado y, que  junto con los arriostres de la cobertura, resistirán las acciones acciones de viento y sismo.

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10.9.3- PROCEDIMIENTO DE DISEÑO DE CERCHAS De forma resumida, para poder obtener una una estructura eficaz y económica, el diseño de una cercha debe abordarse de la siguiente manera.

I.

Determinar la tipología y parámetros geométricos de la cercha: luz, canto, longitudes entre nudos en los cordones, y puntos de arriostramiento lateral siguiendo los métodos métodos habituales, tratando de reducir el número de nudos al mínimo.

II. Determinar las cargas en los nudos y sobre los elementos; simplificarlas a cargas equivalentes en los nudos si el análisis se realiza manualmente.

III. Determinar los esfuerzos aaxiales xiales que actúan en todos los elementos, asumiendo que los nudos son: (a) articulados y que todos los ejes de simetría de los elementos confluyen en un mismo  punto (excentricidad nula), (b) Que el cordón es continuo con las riostras unidas por articulaciones.

IV. Definir perfiles para los cordones teniendo en cuenta la carga axial, la protección anticorrosión y la esbeltez del perfil (las relaciones diámetrodiámetro - espesor habituales son de 20 a 30). Para el diseño de un cordón cordón comprimido se puede usar un coeficiente de pandeo K = 0,9.

V. Definir perfiles para las barras basándose en la carga axial, preferiblemente con espesores menores que el espesor del cordón. Inicialmente, se puede asumir que el coeficiente de  pandeo de las riostras comprimidas comprimidas es de 0,75.

VI. Estandarizar los perfiles para las barras de relleno a unas pocas referencias (quizás incluso a tan solo dos) para minimizar el número de perfiles empleados en la estructura. Tener en en cuenta la disponibilidad di sponibilidad de todos los perfiles a la hora de seleccionar los elementos. Por motivos estéticos, puede preferirse el uso de perfiles con unas mismas dimensiones exteriores como barras de relleno, con espesores de pared variables.

VII. Diseñar las uniones; desde el punto de vista de la fabricación, los nudos con espaciamiento

son la primera opción. Comprobar que la geometría de la unión y las dimensiones de los elementos cumplen los rangos de validez para los parámetros dimensionales, prestando especial atención al límite de excentricidad.

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11.0- Pre dimensionamiento del tijeral: Inclinación  

La inclinación de un techo se puede expresar de diferentes maneras. Un método común es expresarla en términos de la relación del peralte al claro.

 

Otro método de designar la inclinación, es dar el ángulo que la cuerda superior hace con la cuerda con la cuerda inferior, por ejemplo 30° ó 45° de inclinación.

Inclinación 

1/8

1/6

Grados 

14° 3’ 

18° 26’ 

Pendiente 

3:12

4:12

1/5

1/4

1/3.46

1/3

½

21° 48’  26° 34’ 

30° 0’ 

33° 40’ 

45° 0’ 

4.8:12

6.92:12

8:12

12:12

6:12

Fuente: Tesis-Diseño de Armadura Para Techo-LEONILO SANTIAGO HERNÁNDEZ UNIVERSIDAD DE CHAPINGO 

Calculo del Peralte Para determinar el peralte se seleccionó el ángulo 18° 26’ obteniendo la siguiente figura:

Calculo del peralte

=tan∅ /2  = tantan 18°2 18°26’6’ · 5.0000 ⇒·  =  = 1.6666  . ∴  =  = 1.70. 70.  

 

Longitud de la brida superior

/2  = cos18°26"

 

5.00 ⇒  = 5.28 .  = cos18°26" Separación entre nudos

  5.28 # = °   ⇒ # = 4 ⇒  = 1.30 . 105

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Diseño de la estructura metálica: 

Fig. 9.12 Modelo espacial.

Fig. 9.13 Modelo en Elevación del tijeral

Fig. 9.14 Vista en Planta de Viguetas.  

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11.1 -DISEÑO DEL TIJERAL PRINCIPAL P RINCIPAL METRADO DE CARGAS Es un conjunto de cargas de diseño último que debe ser aplicado sobre una estructura o tijeral y estas cargas están conformados por el peso propio de la estructura o peso por gravedad, peso del material de cubrición y otras cargas importantes como la carga muerta, carga viva, carga de viento y cargas sísmicas. Las cargas vivas en un 25% adicional. Para entender el mejor el tema de metrados de cargas se presenta los siguientes tipos de cargas:

CARGAS DISTRIBUIDAS Peso propio de calamina “Aceros Arequipa” aprox.

D = 1 kg/m2 

Peso propio de estructuras metálicas aprox.

D = 20 kg/m2 

A la cobertura se agrega la carga viva (CV) , según R.N.E.

L = 30 kg/m2 

Fuente: libro de “Diseño Estructural en Acero” de Luis F. Zapata Baglietto  La longitud: L=5.00m es la distancia tributaria a la viga transversal, esta longitud es tomada de las dos mitades de cada larguero y los apoyo entre las coberturas. cober turas. Las cargas ultimas de diseño,siempre deben incrementarse de acuerdo a las ecuaciones  presentadas en el R.N.E E020 E020 y las reproducidas aqu aquíí con ligeras reducciones, pertenece a los códigos de diseño de la norma original ori ginal del A.I.S.C. –  L.R.F.D.  L.R.F.D. ;para hacer las combinaciones c ombinaciones de cargas necesitamos los valores de :D,L,W y S.

=1.4  = 1.2   = 1.2 

  +1.6L+0.5(Lr ó S ó R) +1.6(Lr ó S ó R)+0.8W ó 0.5L

+1.3W+0.5L+0.5(Lr ó S ó R)

 == 10..29 

+1.0E+(0.5L ó 0.2S) +1.3W ó 1.0E

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Los esfuerzos individuales de la estructural se determinan en función a la longitud entre los apoyos, la altura de las cerchas y las cargas externas. Para que una estructura sea bien funcional, resistente y durable, lo más importante es la forma, la geometría del tijeral y el uso del material de buena calidad.

CARGAS PUNTUALES Peso propio de calamina “Aceros Arequipa” aprox.

D = 1 kg/m2 

Peso propio de estructuras metálicas aprox.

D = 20 kg/m2 

A la cobertura se agrega la carga viva (CV) , según R.N.E.

L = 30 kg/m2 

El área tributaria (AT): es el espacio comprendido entre los largueros o viguetas por la longitud de los largueros. La longitud: L=1.28 m , es la distancia tributaria a la viga transversal y la L=5.00m ,es la medida de cada larguero o vigueta, comprendidos desde su eje neutro de los apoyos. Por lo tanto el área tributaria será: AT=1.28m x 5.00m =6.4135m2   6.50 m2  Las cargas puntuales quedan halladas de la siguiente manera: CARGA PUNTUAL MUERTA

⇒

CARGA PUNTUAL VIVA

== 2200 /^2 /^2 6. 6.500^2^2 ⇒ 130. 130.000.. == 3030 / /^2 ^2 66..500^2 ^2 ⇒ 195 195..00. 0.  

 

CARGAS DE SISMO Para encontrar la fuerza de cortante basal, por sismo primero debemos de escoger los valores y  parámetros mínimo requeridas para para analizar el conjunto dela estructura, los valores valores de diseño sísmico están establecidas en la nueva norma E 030 del capítulo de diseño sismo resistente, lo cual han de ser seleccionadas muy cuidadosamente estos factores f actores de diseño, deben ser reemplazadas y halladas en las ecuaciones del método estático del R.N.E. La edificación del

 proyecto “taller de soldadura industrial” industrial” será ejecutada en la zona siguiente:  País: Perú

Región : Tacna

Provincia: Tacna

Los valores de parámetros extraídos en el R.N.E. capitulo E030 Z=0.45 seg. Zona 4(costa)

U=1.00 ; tipo de edificación “C” (almacén y taller tipo industrial)  

Distrito: Tacna

S=1.20; valor del tipo de suelo cohesivo e intermedio. Tp=0.60 seg. ; Periodo de vibración del suelo tipo S2 y que corresponde al suelo intermedio. R= 9.5,factor de reducción para solicitaciones sísmicas en las estructuras de acero C= Coeficiente de ampliación sísmica, debe ser calculados con las relaciones establecidas.

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Metrados de cargas por sismo: Peso propio de calamina “Aceros Arequipa” aprox.

D = 1 kg/m2 

Peso propio de estructuras metálicas aprox.

D = 20 kg/m2 

A la cobertura se agrega la carga viva (CV) , según R.N.E.

L = 30 kg/m2 

TOTAL

= 51 kg/m2 

El área techada del local con el uso de la estructura metálicas y coberturas es de 200m2. Peso total de la edificación, tomada solamente por su area techada:

200   = 4000 =20/ 40 00  . .  =  · ⇒= 0.45·1.00·0.9.5 60·1.20 · 4000 4000⇒⇒ 136. 136.4422   

CARGA DE VIENTO

⇒

La carga de viento (CW) ( CW) según R.N.E. 50km/h





 

 

CARGA PUNTUAL MUERTA

ℎ=0.005··ℎ 0 05·0. 8 ·50 ⇒ ℎ = 1010..0000 // )6.50⇒ℎ=0.   ⇒65.00. =(10  

Finalmente reemplazamos los valores hallados en las ecuaciones mencionadas, para diseñar el área de los perfiles estructurales, se tomara el mayor valor obtenido.   D=130 kg.



  E=136 kg.

  L=195 kg.





  W=65 kg.



La carga última de diseño será:

42130 =1. = = 1. 13  130 0 = = 1. 2 13  130 0 = = 1. 2 13  130 0 = = 1. 2 13  130 0 == 0.9 131300 == 1.2 131300 

  +1.6(195)+0.5(0) +1.6(0)+0.5(195)+0.8(65) +1.3(65)+0.5(195)+0.5(0) +1.5(136)+0.5(195) +1.0(136)

+1.6(195 +0.5(136)+0.8(65)

Fuente: cargas ah considerar en tijerales “Estructuras de Techos” de Mariano Arias Tacanahui. 

⇒ ⇒⇒ ⇒⇒ ⇒

182 kg. 468 kg.  306 kg. 338 kg 458 kg 253 kg

607 kg. 

Nota: Al realizar las combinaciones de cargas se puede observar que el valor máximo es 468kg   por nudo; pero para fines prácticos de cálculos se considerará al al valor de 500kg. Ese peso estará concentrado o aplicado al nudo en e n donde se apoyan los largueros o correas.

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Colocación de cargas en los nudos del tijeral

Colocación de la carga de viento en el tijeral (barlovento y sotavento)

Restricciones de momentos en los nudos

Resultado de las acciones de esfuerzos de cada segmento. (ROJO=COMPRESION; (ROJO=COMPRESION; AZUL=TRACCION)

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11.2- DISEÑO DISEÑO DE LOS ELEMENTOS Para la determinar la altura (h), de la caída en una cercha con pendiente a dos aguas consideraremos la relación armónica y funcional siguiente:  La relación=L/6, es la relación armónica que debe ser empleado para hallar “h” de la

armadura.  La altura de la flecha es la máxima pendiente que toma la cercha pratt para su diseño

estructural.  El ancho de la base (b) de la cercha o tijeral,

nunca será mayor a 30cm, porque requiere

utilizar elementos adicionales de rigidez, los elementos principales que trabajan a compresión y tracción a los ángulos estructurales pueden unirse espalda o en forma ccanaleta; analeta;  pero orientados en su mayor mayor momento de inercia.  En caso de utilizar elementos redondos, el ancho de la base (b) puede tomarse de 10 a 25cm,

en cerchas o tijerales principales.  Cuando la sección de la cercha o tijeral es recta y plana. La altura del peralte (h) debe ser

H=L/12; y el ancho de la base nunca será menor a 15cm ni mayor al ancho del peralte.

11.3- ANALISIS ESTRUCTURAL Es el cálculo y análisis numérico de los esfuerzos mecánicos que sufren cada uno de los elementos estructurales a consecuencias de las cargas de diseño último (Pu) aplicado sobre los nudos y los montantes de la armadura, el análisis de esfuerzos máximos permisibles dependen del modelado y las longitudes de la l a estructura ideada para su fabricación y construcción. En esta ocasión con la ayuda del software SAP 2000 Ver. 2016; se procederá a realizar los cálculos de fuerzas internas y proceder a realizar el diseño respectivo de cada elemento. Datos para el análisis de la armadura a dos aguas:  

La luz entre apoyos (columnas) es L=9.95 m

 

La altura de flecha o peralte: Δ=L/6

 

El panel de la estructura pedida para la construcción consta de 8 paneles.

 

El espaciamiento de las correas serán ubicadas a una distancia de 1.30m y los cuatro

espacios de caídas (hipotenusa), también deben tener los 4 espacios equivalentes.  

La fuerza ultima aplicada sobre los nudos es: P=500 kg.   El total de las armaduras a utilizar es de 5 y deben ser espaciados a cada 5.00 m entre los ejes de cada columna pero en el sentido transversal del pórtico principal.

111

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11.4- CALCULO DE ESFUERZOS DE TRACCION Y COMPRESION Después de realizar el análisis estructural y calcular las acciones de fuerzas internas i nternas de cada elemento representativo se tiene los siguientes resultados: Brida Superior: 4094.15 kg. (Compresión)

Montante: 819.10 kg. (Compresión)

Brida Inferior: 4025.50 kg. (Tracción)

Diagonal: 1025.75 kg. (Tracción)

BRIDA SUPERIOR: ESFUERZO POR COMPRESION (C) Las barras 1; 9; 8; 7 y 6 es la brida superior de la armadura, cuyo esfuerzo máximo soportado en una de las barras es 4094.15 kg y este elemento trabaja a un esfuerzo de compresión, para hallar el área de acero por compresión consideramos los siguientes pasos:

 =   .

Calculando la cantidad de área necesaria:

     fy = Ag ⇒ AgPu  ⇒AAg = Pufy  ⇒A  ⇒ Ag = 25304095kg/cm kg.  ⇒Ag=1.62cm ⇒Ag=0.25in

Nota: al utilizar perfiles de sección L en tracción; realizaremos una continuidad de la misma sección anteriormente considerada que fue de 2L 2”x2”x3/16” 

      80 cm AgAg=r= 1.0.4287 466173 218773in ⇒⇒9.1.55680 26240cm

  rL=131.   = 1.5764 5716405incm⇒ ˄4.0040 0k=1. 040 cm00

Estado límite de esbeltez

0cm ≤200 ⇒83.62≤200 cumple condición kr· L ≤200 ⇒ 1 ·1.5131.68 cm10cm

Calculo de “ λc” 

 

λ  = k · L ·  fy    =∅·0. 6 58 ·rf·yπ E   λλ   ≤1.>1.55 entonces ∅f entonces ∅f   =∅·0.877/λ  ·fy

 

 

Si:

Si:

 

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Reemplazando y hallando el valor de “ λC” 

1 0 2 2530 530      · fy λ  = 1·131. ·   ⇒ λ  =0. 9 466≤1. 5 entonces ∅f  =∅·0. 6 58  1.568·π 2x10 

 

Calculo del esfuerzo crítico:

      .     ∅f  ∅f=0.  8=1477. 5·0.65895 kg/cm·2530

Resistencia a la compresión del elemento:

Revisión de la sección elegida:

∅Pn=∅·f  ·Ag ∅Pn=1477.95·9.2240 ∅Pn=13632.63 kg. b/t=2"/3/16" ⇒ λ  = 250⁄√250   ⇒  

11.5- BARRA MONTANTE: ESFUERZO POR COMPRESION (C) Se puede observar observar q la montante la barra 4-7 es el elemento principal de las montantes y

está sometido a compresión de 819.10 kg de la armadura también e inicialmente se elegirá el perfil estructural: 2L 2”x2”x3/16”, teniendo como sus características lo siguiente:

 AgAg=r ==1.0.4287 466173 218773iinn⇒⇒9.1.55680 26240cm 80 cm   

 

 = 1.5764 rL=130. 570640 icmn ⇒˄4.k=1. 0040 00400cm0

 

 

La relación de esbeltez:

 = 1.01.0130 568 = 83.61 ≂ 84 ≤ 200 

 

El esfuerzo admisible es:

2530 =0.951≤1.5 2530 λ  = kr ·· πL ·  fEy   ⇒ λ  = 84  210  · fy   λ  ≤1.5 entonces ∅f  ∅f=∅·0. 6 58   =1472.80 kg/cm  ∅PnPn = 13579 13579..18 kg.kg.

 

 

Si:

Calculo del esfuerzo crítico: 

 

Resistencia a la compresión del elemento:

113

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11.6- BRIDA INFERIOR: ESFUERZO POR TRACCION (T) Las barras 1; 2; 3; 4 y 5 son elementos principales que soportan a los esfuerzos de tracción, el mayor esfuerzo de tensión corresponde a la barra 2-3 y cuya tensión es e s 4025.50 kg, para hallar el área de acero por tensión, se aplica directamente la fórmula:

/2 =  ..˄=    3636→→ =  = 2530= .=. 4100/2 TAg=4025. u = ∅Pn =50∅kg/0. · fy · A9g0·2⇒530kg/cm Ag = ∅Pn/∅ · fy ∅ = 0.90  1 i n  Ag=1.768cm · 2.54cm Ag=0.275in  ↔Se relaiza la busqueda de un perfil que cumpla con la area requerida.  

Calculo de área requerida:

 

 

 

Para un mejor comportamiento de la estructura se decidió la utilización de perfiles de doble ángulo: 2L 2”x2”x1/16” 

AgAg== 1.4287 4287 in ⇒9.2240cm r = 0.66173173 in ⇒ 1.55680680 cm  

 

r = 1.5764 5764 in ⇒ 4.0040 0040 cm L=124.375 cm ˄ k=1.00

 

 

Estado límite de esbeltez

8cm ≤300 ⇒79.32≤300 cumple condicion rk· L ≤300 ⇒ 1 ·1.5124.68 cm38cm Estado límite de fluencia:

Tu=∅Pn=∅·fy·Ag ˄ ∅=0. 9 0 ∅Pn=0. 9 0·2530·9. 2 24 ∅Pn=21003. 0 5 kg. ≥Tu Para un perfil " " será: ∅Pn=10501.52 kg. L

 

 

Estado límite de fractura: Se usara un solo perfil “L” y por fines prácticos utilizaremos dos  pernos en línea de ½”. 

∅Pn=∅·fu·Ane Ane=An·U˄ ∅=0. 7 5 An=Ag[#·Φ+1/8"·t] U=1x/L ≤0. 9 0  

 

 

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Calculo de la longitud de pernos:

445 ⇒ L = 1414..44 cmcm;; enentotoncnceses L =10 = 10 cm ó 15cm 15cm 1  1.4L45 =0.90⇒L= 0.1.901

 

   

Si: L = 150 cm U = 1  1.445/150 ⇒ U = 0.9806 ≤ 0.90

Considerando L=10cm ˄ U=0.86 

Calculo del área neta: considerando 2 pernos de ½” :

An=Ag[#·Φ+1/8"·t] An=0. 7 15[2·1/2"+1/8"·3/16"] An=0.7150.22.3454cm An=0.481in· in An=3.103cm Ane=3. 1 03·0. 8 6  AnAnee = 2.668668 ccmm  

 

 

 

 

Calculo del área efectiva:

 

 

Resistencia a la fractura:

∅Pn=0. 7 5·4100·2. 6 68 ∅P∅Pnn = 82821010..26 kgkg..

 

 

Estado límite de corte:

Agt=2.54·3/16"x2.54 ⇒ Agt=1.21cm Anv=2.540. 41.85·3/16"x2. ·1.6·3/16"x2. Ant=2. 4 5⇒4Ant=0. 85cm85cm Agv=12. ·3/16"x2. 54 ⇒ 5Agv=5. 9⇒5cmAnv=4. f u · A n v = 4 1 0 0 · 4 . 8 5 ⇒ 1 9 8 8 5 k g . 0.6 · fu · Anfu·Anv≥0. v = 0.6 · 41600·fu·Anv · 0.85 ⇒ 2091 kkgg. ∅R=∅·0. 6 ·fy·Anv+fy·Agt ∅R=0.75·0.∅R∅R= 6·2530·4. 8 5+2530·1. 2 1 = 78781717..70 kg.kg.  

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Determinación del espesor de la cartela por aplastamiento:

 

∅R=L·t·fut=0.⇒t=∅R/L·fu⇒t=2015/2. 197cm ⇒t=0.077in ⇒t=1/8"5 4·4100

Nota: El espesor de la cartela es muy delgada, así que podríamos utilizar el mismo espesor del  perfil que es de 3/16”. 

115

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11.7- BARRA EN DIAGONAL: ESFUERZO POR TRACCION (T) Las barras en diagonal son elementos qque ue soportan a los esfuerzos de tracción, el mayor esfuerzo de tensión corresponde a la barra 4-6 y cuya tensión es 1025.74 kg, para hallar el área de acero por tensión, se aplica directamente la fórmula:

Tu = 1025 Tu= 1025˄ kg.kg=    3636→→ =  = 2530 /2 . = 4100/2  

Para mantener la continuidad de la estructura se decidió la utilización de perfiles de doble ángulo: 2L 2”x2”x1/16” 

 AgAg=r==1.0.4287 466173 218773iinn⇒⇒9.1.55680 26240cm 80 cm

 = 1.5764 rL=124. 5736475incm⇒ ˄4.0040 0k=1. 040 cm00

 

 

 

 

Estado límite de esbeltez

8cm ≤300 ⇒79.32≤300 cumple condicion kr· L ≤300 ⇒ 1 ·1.5124.68 cm38cm Tu=∅Pn ∅Pn=0.90·2530·9.224 ∅Pn=21003.05 kg. ≥Tu

 

Estado límite de fluencia

 

Estado límite de fractura:

Calculo de la longitud de pernos:

445 ⇒ L = 1414..44 cmcm;; enentotoncnceses L =10 = 10 cm ó 15cm 15cm 1  1.4L45 =0.90⇒L= 0.1.901 Si: L = 10 cm U = 1  1.445/10 ⇒ U = 0.86 ≤ 0.90

 

 

Considerando L=10cm ˄ U=0.86  Calculo del área neta: considerando 2 pernos de ½”: 

An=0. 7 15[2·1/2"+1/8"·3/16"] An=0. 7 150. 2 34  An=3.103cm

 

 

 

116

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Calculo del área efectiva:

AneAne = 2.668668 ccmm ∅P∅Pnn = 82821010..26 kgkg..  

Resistencia a la fractura:

 

Estado límite de corte:

 Agt=2. 5 4·3/16"x2. 5 4 ⇒ Agt=1. 2 1cm  Agv=12. 5 ·3/16"x2. 5 4 ⇒ Agv=5. 9 5cm  Ant=2. 5 40. 8 ·3/16"x2. 5 4 ⇒ Ant=0. 8 5cm Anv=2.541.5·1.6·3/16"x2.54 ⇒ Anv=4.85cm fu·Anv≥0. 6 ·fu·Anv ∅R=0.75·0.∅R∅R= 6·2530·4. 8 5+2530·1. 2 1 = 78781717..70 kg.kg.  

 

 

 

 

 

 

Determinación del espesor de la cartela por aplastamiento:

∅R=L·t·fut=0.⇒t=∅R/L·fu⇒t=2015/2. 197cm ⇒t=0.077in ⇒t=1/8"5 4·4100  

11.8- CALCULO DEL PERFIL CON SOLDADURA Calculo de la longitud de soldadura

U=0. 8 6 ⇒1. 5 w≤L≤2w donde:w=5cm 1.5·· 5 ≤L≤2· ≤L≤2·5  ⇒7.50cm≤L≤10cm L=10cm   An=Ag ⇒Ane=Ag·U ⇒Ane=0.715·0.86 ⇒Ane=0.611in  ⇒3.95cm ∅Pn=0.75·4100·3.95 ∅P∅Pnn = 121214146.6.2255 kgkg.. Agt=Ant=5.00·3/16"x2.54·2⇒4.80cm˄ Agv = Anv = 5.00·00 · 3/3/16"16"x2.54 ⇒ 2.40cm  

 

 

Estado límite de fractura:

 

 

Estado límite de corte:

 

fu Anv 4100 4.80 ⇒ 19680 kg. 0.6 · fu · Ant = 0.6 · 4100 · 2.40 ⇒ 5905 kg. ∅R=∅·0. fu·Anv≥0. 6 ·fy·Anv+fy·Agt 6 ·fu·Ant ∅R=0. 7 5·5· 0.6·2530·4.80+2530·2.400 ∅R∅R== 101001018.8.8800 kkg.g.  

 

 

 

 

 

117

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Diseño de la cartela:

fu·Ant=4100·5·t⇒20500·t 0. 6 ·fu·Anv=0. 6 ·4100·10·t⇒24600·t se toma este valor por ser mayor ∅R=∅·0. 6 ·fy·Anv+fy·Agt 2015=0.75·24600·t +2530·5·t 2015=27937.50·t 0.072cm=t 0.183in=t 3/16"=t  

 

 

 

Aplicando el método de Whitmore:

 

tan30° n30L°w==x/25.9⇒x⇒0 · x2=+ t5an30 n30° ⇒L ⇒ L°wx5=⇒⇒x10x.8=0 2cm.886cm ∅Pn=∅·fy·Lw·t 2015=0.90·2530·10.80·t 0.082cm=t 0.207in=t 3/16"=t  

 

 

 

 

Comprobando si falla la soldadura:

 

∅R=0.∅R=∅·f  75·0.6f ·0. 7·Agv071·tf  ·L    ˄ f   =     =       t=3/16"=0.1875in=0.476cm L = 10.10.00 cm ∅R=0.75·0.6·4220·0.7071·0.476 ·10 ∅R∅R== 63639191..65 kg.kg.  

Sabemos que los tipos de electrodos más comerciales son: Sabemos también que el espesor de la cartela es: Sabemos también que la longitud soldada es:

 

 

Comprobando si falla el material base:

 

∅R=0.∅R=0.54·fy·t·L ∅R∅R=54·2530·0. = 65650303..11 kg.k4g.76·10

 

 

Nota: La distribución y colocación de los perfiles se detallara en el capítulo de anexos –  planos.

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11.9- DISEÑO DE LA VIGUETA DE CELOSIA: Pre determinando la altura: h=L/20 Separación de celosías: h=b ≥ 0.20 

⇒

 h=4.80/20

⇒ ⇒

h=0.24 h=0.20 

Separación entre viguetas=1.30m Cargas en servicio: Peso de la calamina de aceros Arequipa

= 5kg/m2 

1.30m

6.50 kg/m

Peso de la propia estructura

= 15 kg/m2 

1.30m

19.50 kg/m

Sobrecarga de techo

= 30kg/m2 

1.30m

39.00 kg/m

w =1.4 ·· 6.5+19.555 +1.7·40 w = 104 104..40 kg/kg/mm

 

 

Calculo de momento y cortante:

       M V= w·Ln 8= w·Ln  ⇒M  ⇒ V= 105·5. 8 0 0   ⇒ M = 3 2 8. 1 25 k g  m 105·5. 0 0 = 2   ⇒ V = 262 262..50 kkgg  2

C=T=Mmax/0.95·h⇒328.125/0.95·0.20⇒1726.97kg.

Diseño de la Brida Inferior:

Ag=T/∅·fy ˄ ∅=0.90 Ag=1726.97/0.90·2530 Ag=0.758cm Ag=3/8˄ ∅=0. " 90 Tu=∅·fy·Ag Tu=0.90·2530·1.25 Tu=2846.25 kg/cm  

 

 ó 1/2

Elegiremos la 1/2”; Ag=1.25cm2 

∅

 

 

Diseño de la Barra en Diagonal:

Considerando la varilla de ½”; para la diagonal en compresión.

 

Vu=V w l/2 Vu=262.50105·0.20/2 −1020 =tan ⁄ Vu= Vu  = ⇒ 25 252. 2. = 00 0 26. 26 0 kg. kg . 5 7° . ; co cos s =0. 8 94 F =Vu/cos  ⇒252/0.894 ⇒281.88 kg. L =h/cos  ⇒20/0.894⇒ 22.37cm

ϴ

ϴ

ϴ

 

ϴ

 

ϴ

 

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Cálculo de esbeltez:

1.0.322.17537 ≤200 ⇒70.457≤200

Reemplazando y hallando el valor de “ λC” 

 · fy 3 7 2 2530 530     λ  = 0.1·22. ·   ⇒ λ  =0. 7 98≤1. 5 entonces ∅f  =∅·0. 6 58     3175·π 2x10 ∅f  =0.85·0.658. ·2530 ∅f  =1647.35 kg/cm ∅Pn=∅·f  ·Ag ∅Pn=1647.35·1.25 ∅Pn=2059.18 kg. Ag=3.02cm ; r = 0.7772c72cmm ;r = 1.588c 588cmm ;x = 0.752c 752cmm

 

Calculo del esfuerzo crítico:

 

 

Resistencia a la compresión del elemento:

Diseño de la Brida Superior:  Considerando 2L 1”x1”x1/8”  Sus características son:

Estado límite de esbeltez

 

1.0.317522 ≤200 ⇒70≤200

Reemplazando y hallando el valor de “ λC”      λ  = 0.31·22       175·π ·  2x10 175·π· 2530 2530   ⇒ λ  =0.792≤1.5 entonces ∅f  =∅·0. 6 58 · fy Calculo del esfuerzo crítico: ∅f  =0.85·0.658. ·2530   ∅f  =1653.94 kg/cm  Resistencia a la compresión del elemento: ∅Pn=∅·f  ·Ag

∅Pn=1653.94·1.25

∅Pn=2067.42 kg.

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11.10- DISEÑO DE LAS VIGUETAS O LARGUEROS CON CARGAS SIN AMPLIFICAR Metrados de cargas: Peso propio de Eternit 4NT color rojo

= 5kg/m2 

Peso propio de estructuras metálicas aprox.

= 15 kg/m2  2

Sobre carga en Techo, carga viva (CV) , según R.N.E. TOTAL

= 30kg/m 2  = 50 kg/m  

El ancho tributario considerado en las dos mitades de cada correa: L=1.28m. La separación entre las vigas principales es 5.00m (eje de la columna) y por lo tanto cual es la longitud de cada correa igual 5.00m. Luego tenemos la carga de diseño por metro lineal:

El esfuerzo máximo:

=50 /^2 1.28 ⇒ =65 /   = 8 = 6558  = 204   

 

 

El área de los perfiles en la vigueta o correa es:

 ℎ = 0.20  = = /∅ /∅·· fy ⇒ =  =  · /8 · ℎ ⇒  = 1020 .    = = 0.566; ∅3/8"   36

Considerando altura de vigueta:

 

El área de acero en tracción:

 

Área de acero en tracción (Brida Inferior):

 

Área de acero en compresión (brida superior): Asumiremos el uso de los perfiles estructurales aligeraras ali geraras A-36 espalda con espalda lo cual consideraremos: 2L 1”x1”x1/8” ;cuyas características son: Ag=3.024cm2; Ixx=1.08cm4; Iyy=3.51cm4; rx=0.773cm; ry=1.144cm Verificamos relación de esbeltez:

 = 1.0.0703073 = 39.60 ≂ 40 ≤ 200  =25303.034 ⇒=7676 >  

El área de acero por compresión es:

860

 

En conclusión: La altura de la vigueta será de 20cm y a su vez debemos minimizar los costos de los materiales y usamos los siguientes aceros: Compresión: 1L 1/8”x1”x1”; unidos con un (V) invertida a cada 22 cm. 

Tracción: 1 1/2”; unido con un (V) invertido a cada 22cm

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CONCLUSIONES:  

El proyecto diseñado tuvo un comportamiento adecuado ante cargas sísmicas y cumple con las distorsiones permisibles de la norma e-030.

 

Al dividir en dos bloques el proyecto (a y b) se pudo apreciar un buen comportamiento ante los desplazamientos que estas tuvieron al momento de realizar en análisis sísmico dinámico.

 

El diseño de los refuerzos estructurales como vigas y columnas fueron diseñados a rotura, lo cual con ayuda del software se pudo comprobar dichos resultados.

 

La estructura diseñada cumple con las cuantías establecida en el R.N.E. el diseño de zapatas o cimentaciones cumplen con lo establecido en el R.N.E. y a su vez las secciones calculadas están de acuerdo a la capacidad portante del suelo que tiene dicha zona del proyecto.

 

La estructura metálica tiene como finalidad de solo cubrir la zona del taller y no se ha considerado excesiva carga al realizar su análisis y diseño.

RECOMENDACIONES:  

Se debe realizar cambios de secciones de los elementos estructurales si estas no cumplen con los análisis sísmicos ya que sufrirían fallas ante tales eventos sísmicos.

 

Las vigas y columnas del bloque del taller solo soportan su propio peso y se debe de realizar con un cálculo de cuantía mínima o máxima ya que solo soporta su propio peso y el sísmico.

 

Al realizar el modelado se debe tener en cuenta la categoría y los factores sísmicos.

 

Para el armado del tijeral se realizó el análisis con pernos porque se desea realizar un fácil armado y a su vez desmontarla en un futuro si es que se desea llevar dicha cobertura a otro lugar.

 

Si se desea realizar el armado del tijeral con soldaduras se bebe tener en cuenta el tipo de electrodo que muestra en los planos. pl anos.

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CAPITULO X ANEXOS

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HOJAS DE CALCULO DE VIGAS Y COLUMNAS

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PRESUPUESTO DEL DEL

PROYECTO

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PROGRAMACION DE

LA CONTRUCCION

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CAPACIDAD PORTANTE DEL SUELO

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PLANOS DEL DEL PROYECTO