tesis pernos.pdf

REPÚBLICA BOLIVARIANA DE VENEZUELA CARACAS, ESTADO MIRANDA UNIVERSIDAD NUEVA ESPARTA ESCUELA DE INGENIERÍA CIVIL TESIS II

COMPORTAMIENTO SISMORRESISTENTE DE CONEXIONES TIPO EMPALME EN VIGA DE ACERO COMO VARIANTE DE CONEXIÓN PRECALIFICADA VIGA-COLUMNA TIPO FLANGE PLATE

Tutor:

Proyecto de Tesis

Ing. Sigfrido Loges

Presentado por:

C.I.: V-11.310.481

Br. BAKHOS, Antonio

C.I.V.: 112.28

C.I.: V- 19.242.863 Br. BITONTI, Giovanni C.I.: V- 18.557.675

Comportamiento sismorresistente de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexiones precalificadas viga columna tipo Flange Plate por Bitonti Setaro, Giovanni : Bakhos, Antonio se encuentra bajo una Licencia Creative Commons Atribución-NoComercial-CompartirIgual 3.0 Unported.

DEDICATORIA:

A mis padres, Charbel Bakhos y Galia Haskour de Bakhos ya que fueron ellos lo que me dieron la oportunidad de estudiar una carrera y no tengo palabras para expresar lo mucho que quiero agradecerles por todo su apoyo y consejos para hacer cada día mejor persona y profesional. A mi hermana Ana María y a mi morocha Mariana quienes siempre me apoyaron en todo momento y me dieron grandes consejos para superarme cada día más. A San Charbel por darme todas esas oportunidades de seguir adelante en todo momento, cuidarme y protegerme siempre. A mi cuñado Miguel Mawad por todos sus consejos para ser mejor profesional. A Daniela Andrew por apoyarme y darme consejos para culminar mi carrera Universitaria.

Antonio Charbel Bakhos Haskour

DEDICATORIA Quiero agradecerle de forma especial a mi familia que durante toda mi vida me han apoyado, y que sin ellos la elaboración de este trabajo y la culminación de mis estudios no hubieran sido posibles, sobre todo a mi madre que dentro de todas sus preocupaciones me dio la posibilidad de brillar. A mis padrinos y a mis primos que en estos últimos tiempo nos han apoyado tanto. Gracias por su apoyo y ayuda incondicional.

Giovanni Bitonti Setaro

AGRADECIMIENTOS

Gracias a Dios y San Charbel que sin ellos esto no fuera posible. A mis padres, Charbel Bakhos y Galia de Bakhos que siempre me han dado su apoyo en todo momento y a quienes debo este triunfo profesional, por todo su trabajo y dedicación para darme una formación. Para mis hermanas Ana María y Mariana que siempre me apoyaron y me dieron consejos en todo momento. .

A mi tutor Sigfrido Loges quien nos apoyo y nos ayudo en todo

momento durante la elaboración de este trabajo de grado. A mis amigos, a mis profesores que hicieron posible este trabajo de grado de alguna u otra forma, por apoyarnos y dándonos consejos durante la elaboración. A mi compañero de tesis Giovanni Bitonti lo cual trabajo y aporto para culminar este trabajo de grado. ¡GRACIAS A TODOS!

Antonio Charbel Bakhos Haskour

AGRADECIMIENTOS

A mi compañero de tesis Antonio Bakhos, el cual trabajo conmigo fuertemente para culminar esta laboriosa tesis. A mi tutor Sigfrido Loges, que por su paciencia, preocupación, apoyo y colaboración hicieron posible que la ejecución de este proyecto fuera más agradable y sencilla. A mis compañeros de clases los cuales me apoyaron y me aconsejaron para durante el desarrollo de la tesis

Giovanni Bitonti Setaro

RESUMEN

El principal objetivo de este trabajo de grado es el análisis y detallado de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate, estableciendo sus consideraciones sismorresistentes. Mediante una hoja de cálculo de Microsoft Excel, se analizó y diseñó la conexión tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate basado principalmente en las Normas AISC 360 del año 2010 y 341 del año 2005, y en base a trabajos de grado anteriormente desarrollados. Finalmente se desarrolló una hoja de cálculo en el programa Excel, con lo cual se logró obtener una herramienta que facilite el cálculo de dicha conexión tipo empalme.

ABSTRACT

The main objective of this grade is the detailed analysis and joint type connections in steel beams as a variant of beam-column connection types prequalified Flange Plate, establishing their earthquake resistance considerations. Using a spreadsheet in Microsoft Excel, analyzed and designed the type connecting joint in steel beams as a variant of beamcolumn connection types prequalified Plate Flange Standards based primarily on the 2010 AISC 360 and 341 in 2005, and based on previously developed grade papers. Finally, we developed a spreadsheet in Excel, which is able to obtain a tool that facilitates the calculation of the connection type joint.

ÍNDICE GENERAL

CONTENIDO.

DEDICATORIAS.

AGRADECIMIENTOS.

RESUMEN.

ABSTRACT.

ÍNDICE.

INTRODUCCIÓN. CAPITULO I: EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN.

P ÁG. I I I V V I V II V III X VI 1

1.1 Planteamiento del Problema.

2

1.2 Justificación de la Investigación.

3

1.3 Formulación del Problema.

3

1.4 Objetivos. 1.4.1 Objetivo General.

3

1.4.2 Objetivos Específicos.

4

1.5 Delimitaciones.

4

1.6 Limitaciones.

5

CAPITULO II: MARCO TEÓRICO.

6

2.1 Antecedentes.

7

2.2 Bases Teóricas.

9

2.2.1 Riesgo sísmico e Ingeniería Sismo-Resistente.

9

CONTENIDO.

2.2.2 El acero como material estructural.

2.2.3 Desventajas y Ventajas del acero Estructural.

2.2.4 Conexiones en Acero Estructural.

2.2.5 Clasificación de las conexiones.

2.2.5.1 Conexiones Flexibles.

2.2.5.2 Conexiones a Momento o Rígidas.

2.2.6 Tipos de Conexiones.

2.2.6.1 Conexiones Empernadas.

2.2.6.1.1 Tipos de Pernos.

2.2.6.1.1.1 Pernos Ordinarios o Comunes.

2.2.6.1.1.2 Pernos de alta resistencia.

2.2.6.1.2 Ventajas de pernos a alta resistencia.

2.2.6.1.3 Desventaja de pernos a alta resistencia.

2.2.6.1.4 Comportamiento individual de Pernos.

P ÁG. 1 1 1 2 1 6 1 8 1 9 1 9 2 0 2 0 2 1 2 1 2 1 2 3 2 5 2 5

CONTENIDO.

2.2.6.1.5 Caso de cargas en Pernos.

P ÁG. 2 6

2.2.6.1.6 Pernos Sometidos a Tensiones por Tracción Axial.

2 8

2.2.6.1.7 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte.

2 8

2.2.6.1.8 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte y Tracción.

3 0

2.2.6.1.9 Tipos de Agujeros.

2.2.6.1.9.1 Agujeros Agrandados

2.2.6.1.9.2 Agujeros de Ranura Corta.

2.2.6.1.9.3 Agujeros de Ranura Larga o Sobresaliente.

2.2.6.1.10 Ajustes de Pernos.

2.2.6.1.10.1 Método del Giro de la Tuerca.

2.2.6.1.10.2 Método de la llave Calibrada.

2.2.6.1.10.3 Indicador Director de Tensión.

2.2.6.1.11 Tipos de Conexiones Empernadas.

2.2.6.1.11.1 Conexión tipo Fricción.

3 1 3 1 3 1 3 2 3 3 3 3 3 4 3 4 3 6 3 6

P

CONTENIDO.

ÁG. 3

2.2.6.1.11.2 Conexión tipo Aplastamiento.

7 4

2.2.7 Conexiones Soldadas.

2 4

2.2.7.1 Tipos de Soldadura.

2 4

A) Soldaduras a Filete.

2 4

B) Soldaduras de Ranura.

3 4

C) Soldadura de Tapón y Muesca.

3 4

2.2.7.2 Electrodos para Soldar.

5 4

2.2.8 Conexiones Precalificadas. 2.2.8.1

Criterios

De

Empalme

Precalificas.

6 Para

Conexiones

4 7

2.2.8.1.1 Empalmes para Vigas.

2.2.9 Tipo de Juntas.

2.2.9.1 Juntas a Tope.

2.2.9.2 Juntas a Solape.

2.2.9.3 Juntas a Doble plano.

4 7 5 2 5 2 5 2 5 2

P

CONTENIDO.

ÁG. 5

2.2.9.4 Juntas Múltiples. 2.2.10

Fallas

en

las

3 uniones

con

Conectores

Mecánicos.

5 5

2.2.10.1 Falla en los Conectores.

2.2.10.1.1 Falla por tracción en los Pernos.

2.2.10.1.2 Falla por corte en los Pernos.

2.2.10.1.3 Falla por aplastamiento de los Conectores.

2.2.10.2 Falla en los Miembros Conectados.

2.2.10.2.1 Falla por aplastamiento de las Planchas.

2.2.10.2.2 Falla por desgarramiento del material.

2.2.10.2.3 Falla por tracción en el Área Gruesa.

2.2.10.2.4 Falla por tracción en el Área Neta.

2.2.11 Bloque de Corte.

2.2.12 Sección de Whitmore.

2.2.13.1 Área Total y Área Neta.

5 5 5 5 5 8 5 8 5 9 5 9 5 9 6 0 6 0 6 1 6 5 6 7

P

CONTENIDO.

ÁG. 6

2.2.13.2 Área neta efectiva.

9

2.2.14 Especificaciones Sísmicas para edificios de Acero Estructural del AISC 341-05

0 7

2.2.15 Conexiones, Juntas y Abrazaderas.

5

2.2.16 La clasificación de Secciones para Anclaje. 2.2.17

Zonas

Protegidas

7

en

Conexiones

7 8

Viga-

Columna.

7 8

2.2.18 Limitaciones en Rebordes de Vigas.

2.2.19 Requisitos CVN de Sección Pesada.

2.2.20 Juntas / Uniones Empernadas.

2.3 Terminología Básica.

2.4 Sistemas de Variables.

CAPITULO III: MARCO METODOLÓGICO.

3.1 Diseño de Investigación.

3.2 Población y Muestra.

3.3 Técnicas e Instrumentos de Recolección de Datos.

7 9 7 9 8 1 8 4 8 9 9 2 9 3 9 3 9 4

CONTENIDO.

P ÁG.

3.4 Técnicas de Procesamiento y Análisis de los Datos.

9 4

CAPITULO IV: ANÁLISIS Y PRESENTACIÓN DE RESULTADOS.

9 6

4.1 Procedimientos para el Cálculo del Empalme en Viga.

9 7

1) Solicitaciones de Diseño.

2) Planchas en las alas.

2.1) Pernos.

2.1.1) Por Corte.

9 7 9 7 9 7 9 7

2.1.2) Separación entre Pernos y Distancia a los bordes.

9 8

2.1.3) Chequeo por Aplastamiento.

2.2) Dimensiones de las planchas sobre las alas.

9 8 9 9

2.2.1) Espesor por ruptura en el área neta de la plancha.

9 9

2.2.2) Espesor por cedencia en el área total.

2.2.3) Espesor por aplastamiento

9 9 9 9

2.3) Dimensiones de las planchas en las entradas de las vigas.

1 00

CONTENIDO.

P ÁG.

2.3.1) Espesor por ruptura en el área neta de la plancha.

1 00

2.3.2) Espesor por cedencia en el área total.

2.3.3) Espesor por aplastamiento.

2.4) Verificación si se produce una falla por corte

2.4.1) Ala de la viga.

2.4.2) Planchas sobre las alas.

3) Planchas en alma de la viga.

3.1) Pernos.

3.1.1) Por corte.

1 00 1 00 1 01 1 02 1 01 1 02 1 02 1 02

3.1.2) Separación entre pernos y distancias a los bordes.

1 02

3.1.3) Por aplastamiento.

1 02

3.2) Verificación de la disposición de los pernos excéntrico sobre el grupo de pernos. 3.3) Dimensiones de las planchas del alma.

1 03 1 03

3.3.1) Espesor por ruptura en el área neta de la plancha.

1 03

P

CONTENIDO.

ÁG.

3.3.2) Espesor por cedencia en el área total.

3.3.3) Espesor por Aplastamiento.

3.4) Verificación por bloque de corte.

4.2 Ejemplo de Conexión tipo Empalme.

4.3 Detallado de la Conexión tipo Empalme en Vigas.

CAPITULO V: CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES.

5.1 Conclusiones.

5.1 Recomendaciones.

1 03 1 04 1 04 1 05 1 11 1 15 1 16 1 17 1

BIBLIOGRAFÍA.

19

ÍNDICE DE IMÁGENES. Figura #1: Curva Tensión -Deformación de tres Arcos.

1 2

Figura #2: Curvas de Momento de Rotación según el tipo de conexión. Figura #3 Detallado del Perno. Figura #4: Funciones básicas de los pernos en una unión.

2 0 2 2 2

CONTENIDO.

P ÁG. 6

Figura #5: Fundamentos de Fuerza en Pernos.

Figura #6: Diagrama Tensión vs Deformación.

2 7 2 9

Figura #7: Pernos que trabajan simultáneamente por Fuerza Corte y Tracción. Figura #8: Tipos de Agujeros.

3 1 3 3

Figura #9: Apriete de Pernos por alta Resistencia por medio de indicador directo de Tracción.

3 5

Figura #10: Diferentes Procedimientos de Instalación de Pernos.

3 6

Figura #11: Apretados o instalado usando pocos impactos de una llave de impacto o manualmente. Figura #12: Conexiones tipo Aplastamiento.

Figura #13: Espaciamiento de Pernos.

Figura #14: Espaciamiento agujeros de pernos estándar.

Figura #15: Tipos de Soldadura.

Figura #16: Soldadura por arco sumergido.

Figura #17: Simbología de Soldadura. Figura #18: Empalme en ala y alma de viga.

3 6 3 8 4 1 4 1 4 4 4 4 4 5 4

CONTENIDO.

P ÁG. 8

Figura #19: Modelo analítico de un empalme de viga alma patín.

5 1

Figura #20: Juntas a Solape.

Figura #21: Juntas a Tope.

Figura #22: Juntas a Doble Plano.

Figura #23: Juntas Múltiples.

Figura #24: Conectores tradicionales.

Figura #25: Falla por cortes en los conectores.

Figura #26: Falla por cortes en los conectores.

Figura #27: Falla por aplastamiento de los Pernos.

Figura #28: Falla por aplastamiento de las Planchas.

Figura #29: Falla por desgarramiento del material.

Figura #30: Falla por tracción en el área gruesa.

Figura #31: Falla por tracción en el área neta. Figura #32: Superficies de ruptura y tensiones combinadas.

5 3 5 4 5 4 5 4 5 6 5 7 5 8 5 8 5 9 6 0 6 0 6 1 6

CONTENIDO.

P ÁG. 2

Figura #33: Resistencia a la ruptura.

Figura #34: Fenómeno de bloque de corte.

Figura #35: Distribuciones de tensiones por bloque de corte.

6 2 6 3 6 3

Figura #36: Trayectorias posibles para falla de bloque de corte.

6 4

Figura #37: Variable para cálculo de bloque de corte.

6 5

Figura #38: Ancho para una plancha soldada (a) y para una plancha empernada (b). Figura #39: k área.

Figura #40: Hoja de Cálculo.

Figura #41: Hoja de Cálculo.

Figura #42: Hoja de Cálculo.

Figura #43: Hoja de Cálculo.

Figura #44: Hoja de Cálculo.

Figura #45: Hoja de Cálculo. Figura #46: Hoja de Cálculo.

6 6 6 6 1 05 1 06 1 06 1 07 1 07 1 08 1

P

CONTENIDO.

ÁG. 08

Figura #47: Hoja de Cálculo.

Figura #48: Hoja de Cálculo.

Figura #49: Hoja de Cálculo.

Figura #50: Hoja de Cálculo.

Figura #51: Conexión tipo empalme en viga.

Figura #52: Perfiles de acero.

Figura #53: Agujeros utilizados en el empalme.

1 09 1 09 1 10 1 10 1 11 1 11 1 12

Figura #54: Planchas superiores y planchas inferiores del empalme de viga.

1 13

Figura #55: Planchas superiores y planchas inferiores del empalme de viga.

1 13

Figura #56: Planchas en alma de las vigas.

1 14

ÍNDICE DE TABLAS Tabla #1: Ventajas Acero.

Tabla #2: Desventajas Acero.

1 3 1 4

CONTENIDO.

Tabla #3: Clasificación de las Conexiones.

Tabla #4: Clasificación de los Pernos.

Tabla #5: Característica de los Pernos.

Tabla #6: Valores Ct determinando Ane.

P ÁG. 1 8 2 3 3 9 7 0

Tabla #7: Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de Miembros.

7 5

INTRODUCCIÓN El uso del acero en la construcción se remonta a la antigua Grecia donde se consiguieron vigas en templos construidos en esa época. Pero la primera construcción formal de acero fue en el año 1706, en Inglaterra, donde se realizaron columnas de acero fundido para la Cámara de los Comunes de Londres. Las construcciones metálicas, son el sistema constructivo más utilizado en algunos países como Estado Unidos, Francia, Inglaterra, etc. Este tipo de estructuras es muy utilizado en estos países ya que al construir la estructura con perfiles metálicos, es mucho más rápido que empleando concreto. Asimismo, cuando se verifica la relación costo-tiempo, a muchas empresas le favorece este método constructivo. Las estructuras metálicas pueden ser de una rápida construcción pero por eso no deja de ser difícil su ejecución ya que las conexiones entre miembros pueden variar mucho, dependiendo de las exigencias del proyecto. Entre estas conexiones, se encuentran las tipo empalme (vigas-columnas), las cuales son las secciones donde una viga o una columna se juntan y por ende donde se encuentran acumuladas las mayores tensiones de corte. Estos empalmes son los más exigidos a la hora de un movimiento sísmico. Un ejemplo muy claro se obtiene de lo ocurrido en San Francisco, USA, donde en el año 1994 el famoso sismo de Northridge causó estragos en lo que se refiere a estructuras de acero donde muchas conexiones fallaron por la debilidad de estas, por los prolongados ciclos de cargas y descargas, entre otras, debido a las ondas sísmicas. Después de este desastre el AISC (American Institute of Steel Constrution), creó un catálogo o guía donde reflejan diferente tipos de conexiones tipo empalme, las cuales respetan las exigencias sísmicas reflejadas en las normas para estructuras de acero vigentes.

En el presente trabajo de investigación, se tratará el análisis y detallado de conexiones tipo empalme de vigas de acero como una alternativa de las conexiones de empalme con planchas empernadas en las alas y el alma (Flange Plate, en inglés), con el principal propósito de descongestionar el nodo viga – columna, facilitando la tarea de construcción de la estructura. Se emplearán los últimos lineamientos contenidos en la Norma AISC 360-10 y la guía AISC 341-05, en relación a los criterios sismorresistentes involucrados. El Capítulo I, titulado Problema de la Investigación, se tratarán los siguientes puntos: Planteamiento, Formulación y Justificación. Igualmente se presenta el Objetivo General y los Objetivos Específicos a alcanzar al final del proyecto, junto a la Delimitación y limitaciones del proceso de investigación. El Capitulo II, titulado Marco Teórico de la tesis, en el cual se desarrolla los siguientes puntos: Antecedentes Históricos de la Investigación, Las Bases Teóricas de la misma, el Marco Conceptual donde se define algunos términos técnicos utilizados en la investigación y el Sistema de Variables. El Capítulo III se presenta el Marco Metodológico de la investigación, en el cual está constituido por el Diseño de la Investigación, Técnicas e Instrumentos de Recolección de Datos, la Población y Muestra, el Plan de Procesamiento y Análisis de Datos y Técnicas de Procedimiento seguido durante el transcurso de la investigación. El Capítulo IV está conformado por el análisis de los resultados del proyecto. El

Capitulo

V

está

constituido

por

las

Conclusiones

Recomendaciones. La ultima parte del proyecto se presenta la Bibliografia.

y

CAPITULO I: EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN

CAPITULO I: EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN

1.1 Planteamiento del Problema

En Venezuela económicamente uno de los campos laborales más importante del país es el de la construcción, esta origina una gran cantidad de empleos. En nuestro país son muy habituales las construcciones en concreto estructural, pero en los últimos años las de acero estructural han sido más frecuentes, ya que requieren menos tiempo de ejecución, disminuyéndose de esta manera el costo asociado a la mano de obra.

No hay estructura segura si las uniones entre sus miembros no se comportan apropiadamente, en especial en zonas donde las cargas laterales son significativas. Por eso es tan importante calcular y detallar dichas conexiones, ya que en el momento de un sismo (carga lateral) esas conexiones probablemente presentarán importantes daños estructurales.

En zonas sísmicas y en especial, en estructuras aporticadas, se debe garantizar el adecuado nivel de empotramiento de los extremos de los miembros (vigas y columnas), con lo cual se garantice el comportamiento estructural esperado y la adecuada disipación de energía proveniente del sismo. Asimismo, la formación de rótulas plásticas en las zonas deseadas de los extremos de los miembros de vigas es un aspecto de vital importancia.

A la hora de construir una conexión hay que realizar ciertas actividades en el nodo (columna – viga) como soldar y/o empernar dependiendo del tipo de conexión. Realizar estas actividades en el nodo resulta a veces difícil.

En esta investigación, se estudió una modificación del tipo de conexión

Flange

Plate

como

alternativa

de

construcción

para

descongestionar el nodo. En obra se debe evitar la soldadura, y colocar pernos en todas las conexiones que se puedan, ya que son innumerables los problemas constructivos que pudieran presentarse. En taller se suelda, en obra se emperna. En los nodos, y en vista de que a veces resulta difícil trabajar las conexiones, estas deben ser bien detalladas por el ingeniero estructural, para que puedan ser construidas sin inconvenientes adicionales.

1.2. Justificación de la Investigación

En la presente investigación, la principal justificación es la de reconocer al empalme de vigas como una alternativa efectiva para ser empleada en la construcción de edificaciones de acero estructural, en sustitución de la conexión precalificada viga – columna tipo flange plate, con el propósito principal de descongestionar y facilitar el trabajo de armado de la conexión en el nodo.

1.3 Formulación del Problema

¿Cuáles son las consideraciones sismorresistentes de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de la conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate?

1.4 Objetivos Generales y Especificaciones 1.4.1 Objetivo General

Estudiar el comportamiento sismorresistente de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate.

1.4.2 Objetivos Específicos 

Realizar el estudio detallado de una conexión tipo empalme de vigas

de acero como variante de la conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate. 

Realizar una hoja de cálculo, en Microsoft Excel, para el análisis y

diseño de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo

(flange plate), de acuerdo a

criterios establecidos en las Guías AISC 360-10 y 341-05.

1.5 Delimitaciones A la hora de realizar un trabajo de investigación, se deben reflejar ciertos límites, en base a determinados aspectos, como Tiempo, Espacio y Contenido. Las delimitaciones de la investigación son las siguientes: 

Tiempo En lo referente a Tiempo, esta investigación se desarrolló en un lapso

de 10 meses comenzando en abril del 2011 y terminando en febrero del 2012. 

Espacio En cuanto al Espacio, la investigación se realizó en la ciudad de

Caracas, en el municipio del Hatillo, Los Naranjos 

Contenido En lo que respecta al Contenido, se estudió solo el comportamiento

de las conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de la

conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate según la Norma AISC 360-10 y la guía de diseño 341-05. 1.6 Limitaciones

Cuando se elabora un trabajo de investigación, se pueden presentar algunos obstáculos que retrasan la culminación del mismo y estos se conocen como limitaciones de la investigación. En el presente trabajo se presentaron las siguientes limitaciones: •

Dificultad en la obtención del material bibliográfico, ya que en Venezuela existe control cambiario y la bibliografía necesaria para realizar la investigación es foránea. Esto obligó a conseguir divisas extranjeras para adquirir dichas bibliografías. Parte del material bibliográfico fue extraído de internet en las cuales reflejamos sus fuentes, y la otra parte de la tesis fue extraída de libros que se encuentra en las bibliotecas de las universidades más importante del país, como lo son la Universidad Metropolitana y Universidad Católica. Todo los que se trata de normas nos vimos obligados adquirirlas en el exterior.

•

Retraso debido al tiempo de espera en que las bibliografías adquiridas y provenientes de los Estados Unidos llegaran a nuestro país.

El material adquirido en el exterior, llego a nuestro país mediante la contratación de currier.

CAPITULO II: MARCO TEÓRICO

CAPITULO II: MARCO TEÓRICO. 2.1. Antecedentes. 

Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía para el Cálculo Estandarizado de Conexiones Simples y Precalificadas en Estructuras de Acero”.

El presente

trabajo de investigación expone de manera resumida las

actividades realizadas durante el período de proyecto industrial en la empresa ADS Ingeniería Estructural C.A. en la estandarización en el diseño de conexiones en estructuras de acero. En este estudio se desarrolla diferentes tipos de conexiones precalificas en donde se realiza el cálculo de estas siguiendo la guia de COVENINMINDUR 2004-1998 y COVENIN-MINDUR 1618:1998 y en las Normas americanas ANSI/AISC 341-05 y ANSI/AISC 358-05. Estas conexiones Fueron desarrolladas en el programa de Office Excel. 

Mazzeo A., Marianella (1997), UCAB, “DISEÑO SÍSMICO DE CONEXIONES VIGA-COLUMNA EN ESTRUCTURAS DE ACERO”.

El objetivo principal de este trabajo de grado es, esencialmente, el diseño de una conexión capaz de soportar tensiones debidas a solicitaciones sísmicas. Se trata en gran profundidad de los tipos de soldadura y de la forma en que deben realizarse. De igual forma se trató todo lo relacionado a los pernos, y se especificó, tanto el tipo de acero a usarse, como las dimensiones mínimas de los mismos.

La investigación nos aportó amplios conocimientos en cuanto al cálculo y diseño de las conexiones tipo plancha extrema en el aspecto sismoresistente en vigas y columnas. Se detalla de gran manera todo lo relacionado a la soldadura de la plancha,



Arriaga M, Juan Carlos (1994), UCAB, “NORMALIZACIÓN DE CONEXIONES EN ESTRUCTURAS METÁLICAS A FUERZA AXIAL, CORTE SIMPLE Y MOMENTO”. El objetivo principal del este trabajo de grado fue, normalizar las

conexiones en estructuras de acero sometidas fuerza axial, corte simple y momento, determinando así cuales son los aspectos de cálculo y diseño más significativos para la normalización de conexión en estructuras metálicas.

Esta tesis de grado nos aportó los parámetros a seguir referentes a las conexiones en estructuras metálicas por fuerza axial, corte simple y momento. Se consideraron los siguientes estados límites en el diseño de las conexiones de momento de plancha extrema de la viga a la columna: Flexión por cedencia del material de la plancha extrema en la cercanía de los pernos en tracción, Corte por cedencia de la plancha extrema (Este Estado Límite no es usual, pero la interacción corte-flexión puede reducir la capacidad de flexión y rigidez), Ruptura por corte de la plancha extrema no rigidizada a través de la línea exterior de agujeros de los pernos.

2.2. Base Teórica. 2.2.1 Riesgo Sísmico e Ingeniería Sismo-Resistente. La humanidad ha experimentado a lo largo de su historia el efecto destructivo de los terremotos. En el siglo XX, estas catástrofes naturales han ocasionado una media anual del orden de 14.000 muertos, por encima de otros desastres como ciclones, huracanes, inundaciones, avalanchas y erupciones volcánicas. Adicionalmente, originan grandes pérdidas económicas como resultado del daño en las obras de infraestructura pública y construcciones privadas, lo cual impacta negativamente en el desarrollo de las zonas afectadas. Latinoamérica no es ajena a esta situación y muchos de sus países han sufrido el efecto devastador de estos eventos.

En el año 1910 la Sociedad Sismológica de América identificó los tres aspectos principales del problema sísmico: el terremoto en sí mismo, el movimiento del terreno asociado y su efecto sobre las construcciones. Los dos primeros aspectos representan la peligrosidad o amenaza sísmica de un determinado lugar, mientras que el tercer aspecto se vincula la vulnerabilidad. Ésta puede definirse como la susceptibilidad de las construcciones a sufrir daño ante la ocurrencia de fenómenos desestabilizantes de origen natural.

El riesgo sísmico, en términos generales, puede interpretarse como una medida de las pérdidas potenciales que pueden originar los sismos un periodo de tiempo especificado. Desde otro punto de vista, el riesgo sísmico surge como resultado de la interacción de dos variables principales: la amenaza sísmica y la vulnerabilidad. En resumen, la amenaza sísmica describe el potencial que presenta el fenómeno, por ejemplo en términos de sacudimiento, y que obviamente puede resultar en consecuencias

(Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE CONSTRUCCION DE ACERO) desfavorables para la sociedad y sus obras de infraestructura. El riesgo sísmico cuantifica la probabilidad de ocurrencia de esas consecuencias.

La ingeniería estructural sismorresistence surgió como una necesidad imperiosa para controlar el efecto de los sismos. Los terremotos de San Francisco, EEUU, en 1906 (7,8 en la escala de Richter), y de Mesina, Italia, en 1908 (7,2 en la escala de Richter), pueden considerarse como dos hechos importantes que mostraron la vulnerabilidad de las ciudades en zonas sísmicas y originaron un cambio significativo en los criterios de cálculo de la época. Como resultado de ello, y teniendo en cuenta las observaciones realizadas, se propuso considerar una fuerza estática horizontal para representar el efecto sísmico, cuyo valor se estimaba como un 10% del peso de la construcción. De esta forma se trataba de representar, en forma simplificada, pero racional, la naturaleza dinámica del problema y los efectos inerciales producidos por la vibración sísmica sobre la masa de la construcción. Posteriormente, la experiencia recogida en sitio tras la ocurrencia de terremotos, la investigación analítica y experimental y el desarrollo de reglamentos de diseño sismorresistente han contribuido para un avance continuo y significativo durante los últimos 100 años.

En la actualidad la ingeniería sismorresistente dispone de soluciones adecuadas que, mediante el uso de distintos materiales estructurales, sistemas constructivos, dispositivos innovadores para el control de vibraciones, criterios de diseño y métodos de análisis confiables, permiten reducir el riesgo sísmico. (Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE CONSTRUCCION DE ACERO)

Sin embargo la reducción del riesgo sísmico no se ha alcanzado en forma uniforme a escala mundial. Ello se debe a distintas razones, algunas de las cuales no son de carácter técnico o ingenieril. Es por ello que uno de los mayores desafíos, particularmente en Latinoamérica, es lograr la implementación práctica de las soluciones que la ingeniería sismoresistente ha desarrollado tanto para construcciones nuevas como para la rehabilitación de estructuras existentes que no cumplen con los niveles de seguridad requeridos en la actualidad. Uno de los problemas que se observa reiteradamente en muchos lugares afectados por terremotos es la diferencia entre los criterios de diseño y la estructura realmente construida. Por desconocimiento o razones de costo, se realizan modificaciones en obra que luego conducen al colapso de los componentes estructurales. (Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE CONSTRUCCION DE ACERO)

2.2.2 El acero como material estructural.

El Acero como material de estructural es muy buena opción ya que es un material de fabricación industrializada, por lo tanto a la hora de construir con dicho material asegura tener un control de calidad alto. El acero tiene características que la hacen el material de construcción preferido en un país tan importante como los estados unidos, ya que es un material con una alta resistencia, es muy rígido y a la vez dúctil, por lo tanto la mayoría de las veces se logra obtener miembros de espesores pequeños a comparación del concreto armado.

En diseño y comprobación de componentes estructurales de acero, uno de los parámetros mecánicos más importantes es la tensión mínima de fluencia, Fy, Adicionalmente, en algunos estados límite vinculados con la fractura se aplica la resistencia de tracción mínima, Fu. Ambos parámetros

son propiedades nominales del acero especificado. Los aceros convencionales presentan resistencias menores y mayor ductilidad, mientras que los aceros de alta resistencia en general presentan una ductilidad Fuente: (F.j. crisafulli diseño simorresistente de construcción de acero) reducida (ver Figura 1). Esta es la razón por la cual las especificaciones sísmicas AISC 341-05 limitan la tensión mínima de fluencia a 3520 Kg/cm2 en componentes donde se espera que se desarrolle comportamiento inelástico. Para el caso de estructuras con ductilidad limitada este límite se incrementa a 3875 Kg/cm” (Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE CONSTRUCCION DE ACERO)

Figura # 1 Curva Tensión-Deformación de tres aceros (Fuente: F.J. CRISAFULLIDISEÑO SIMORRESISTENTE DE CONSTRUCCION DE ACERO)

2.2.3 Ventajas y Desventajas del Acero Estructural.

Las principales ventajas del acero son: Alta Resistencia

Permite estructuras relativamente

livianas, lo cual es de gran importancia en la construcción de puentes, edificios altos y estructuras cimentadas en suelos blandos. Las propiedades del acero no se Homogeneidad

alteran con el tiempo, ni varían con la localización en los elementos estructurales. El acero es el material que más se

Elasticidad

acerca a un comportamiento linealmente elástico (Ley de Hooke) hasta alcanzar tensiones considerables. Los

perfiles

fabricados Precisión Dimensional

laminados

bajo

están

estándares

que

permiten establecer de manera muy precisa las propiedades geométricas de la sección. El acero permite soportar grandes

Ductilidad

deformaciones sin falla, alcanzando altos tensiones en tensión, ayudando a que las fallas sean evidentes. El acero tiene la capacidad de

Tenacidad

absorber

grandes

cantidades

de

energía en deformación (elástica e inelástica).

Facilidad de unión con otros miembros

El

acero

conectar

en

perfiles

fácilmente

a

se

puede

través

de

remaches, pernos o soldadura con

otros perfiles. La velocidad de construcción en Rapidez de Montaje

acero es muy superior al resto de los materiales

Disponibilidad de secciones y tamaños

El acero se encuentra disponible en perfiles para optimizar su uso en gran cantidad de tamaños y formas. Las estructuras de acero de desecho,

Costo de Recuperación

tienen un costo de recuperación en el peor de los casos como chatarra de acero. El acero es un material 100 %

Reciclable

reciclable además de ser degradable por lo que no contamina.

Permite ampliaciones Fácilmente

El acero permite modificaciones y/o ampliaciones

en

proyectos

de

manera relativamente sencilla. El acero permite realizar la mayor

Se puede prefabricar estructuras

parte posible de una estructura en taller

y

la

mínima

en

obra

consiguiendo mayor exactitud

Tabla 1 Ventajas Del Acero (Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y precalificadas en estructuras de acero)

Las principales desventajas del acero son:

El acero expuesto a intemperie sufre corrosión por lo que deben recubrirse Corrosión

siempre con esmaltes alquidálicos (primarios anticorrosivos) exceptuando a los aceros especiales como el inoxidable. En el caso de incendios, el calor se propaga rápidamente por las estructuras haciendo disminuir su resistencia hasta alcanzar

Alto costo de mantenimiento contra el fuego

temperaturas donde el acero se comporta plásticamente, debiendo protegerse con recubrimientos aislantes del calor y del fuego (retardantes) como mortero, concreto, asbesto, etc. Debido a su alta resistencia/peso el empleo de perfiles esbeltos sujetos a

Pandeo elástico

compresión, los hace susceptibles al pandeo elástico, por lo que en ocasiones no son económicos las columnas de acero. La resistencia del acero (así como del resto de los materiales), puede disminuir cuando se somete a un

Fatiga

gran número de inversiones de carga o a cambios frecuentes de magnitud de tensiones a tensión (cargas pulsantes y alternativas).

Bajo ciertas condiciones, el acero puede perder su ductilidad y presentarse una fractura frágil en Fractura Frágil

lugares con concentración de tensiones. Las cargas que generan fatiga junto con temperaturas muy bajas, agravan la situación.

Tabla 2 Desventajas Del Acero (Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)

Muchas de estas ventajas y desventajas del acero y de las conexiones estructurales se dieron gracias a una serie de estudios y evaluaciones realizadas a las estructuras que sufrieron daños durante el terremoto de Northridge.

El Terremoto de Northridge de 1994, ocurrió en el área norte del Valle de San Fernando en la ciudad de Los Ángeles la madrugada del día 17 de enero de 1994 a las 4:30:55 AM hora local. Causó 72 muertos, 12.000 heridos y pérdidas por 12,5 billones de dólares. El pico registrado llegó a los 6,7 en la escala de Richter, y la aceleración terrestre fue la mayor jamás captada en un área urbana estadounidense.

Este terremoto obligo el chequeo de los métodos de diseños. El acero tiene una serie de ventajas fundamentales frente a los otros materiales, como son: su comportamiento está mucho más estudiado y se puede lograr una alta calidad estructural debido a que todos los componentes de un pórtico metálico se fabrican en taller. Por estos y otros motivos, el comportamiento sísmico del acero es más predecible que el de otros sistemas constructivos y

además, (Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero) después de un evento como el terremoto, los componentes dañados pueden ser fácilmente reparados o reemplazados.

Sin embargo, el hecho de que un edificio esté construido con acero no es suficiente garantía de que vaya a tener un comportamiento adecuado durante terremotos importantes.

Sólo se conseguirá un comportamiento satisfactorio si la configuración estructural es estable y si los elementos estructurales y sus uniones son proyectados de manera que sean capaces de absorber y disipar energía. Para impedir el colapso de una estructura durante un terremoto se ha de garantizar, a través del diseño, una suficiente y eficaz capacidad de disipación de energía. En el caso de pórticos de nodos rígidos la energía se supone absorbida y disipada principalmente por las rótulas plásticas formadas en la viga. Durante el terremoto de Northridge, se produjeron fracturas frágiles de las uniones sin que en ningún caso se apreciara la formación de las rótulas plásticas. A partir de este momento se empezaron a realizar estudios en la manera en que se deberían hacer las conexiones en el nodo buscando la manera de garantizar su funcionamiento bajo acciones sísmicas fuertes.

De aquí surgen una serie de conexiones que siguiendo unos parámetros establecidos se garantiza el funcionamiento de las mismas, de manera de no tener que hacer pruebas en laboratorios con cada conexión que se realice diferentes a las establecidas entre las precalificadas. Estas conexiones no permiten soldar directamente la viga a la columna, sino que la unión se realiza mediante planchas, garantizando un mejor funcionamiento. Estas son

conexiones probadas por especialistas y que actualmente son muy usadas en edificaciones de acero. (Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)

2.2.4 Conexiones en Acero Estructural.

Las conexiones son las uniones mediante conectores mecánicos o soldadura, de los miembros de una estructura para obtener un conjunto resistente que trasmita las cargas a la fundación.

Cuando se va a realizar una conexión es de suma importancia el tipo de unión que se va a utilizar ya que de ellos depende en gran parte el buen funcionamiento de la misma. La selección del tipo de unión que deben usarse para una estructura específica, implica la consideración de muchos factores entre los cuales cabe mencionar: requisitos de normas vigentes de construcción, economía relativa, preferencias del proyectista, disponibilidad de buenos soldadores, condiciones de carga (estática o de fatiga), preferencias del fabricante y equipo disponible. Es imposible dar un conjunto definido de reglas para seleccionar el mejor tipo de conexión para una estructura dada cualquiera. Podemos mencionar algunas observaciones generales que ayuden a tomar una decisión: 

Los pernos estructurales comunes resultan económicos para estructuras ligeras sometidas a cargas estáticas pequeñas y para miembros secundarios (largueros, riostras, largueros de pared, etc.) de estructuras pesadas.



El empernado en campo es muy rápido y requiere menos mano de obra especializada que la soldadura. Sin embargo, el costo de los pernos de alta resistencia es un poco alto. Fuente: (Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)



Si a la larga se tiene que desmontar la estructura, probablemente la soldadura no deba considerarse, dejando el campo abierto a los pernos.



Cuando se tienen cargas de fatiga, los pernos de alta resistencia completamente

tensados

y

la

soldadura

ofrecen

un

comportamiento muy bueno. 

La soldadura requiere la menor cantidad de acero, contribuye al mejor aspecto de las juntas y tiene la mayor amplitud de aplicaciones para los diferentes tipos de conexiones.



Cuando se desean juntas continuas, rígidas y resistentes a momentos, probablemente se escogerá la soldadura.



La soldadura se acepta casi universalmente como satisfactoria para el trabajo en planta. Para el trabajo en campo es muy popular en algunas zonas, y en otras es rechazada por el temor de que la supervisión de campo no sea totalmente confiable.

(Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)

2.2.5. Clasificación de las Conexiones

Las conexiones se clasifican en: 

Flexibles.



A Momento o Rígidas.

Tabla 3 Clasificación de las Conexiones (Fuente: Guía de Diseño Prof. Arnaldo Gutiérrez) 2.2.5.1 Conexiones Flexibles.

Las conexiones flexibles son las que permiten rotaciones relativas entre los miembros, y tienen capacidades para transmitir corte y fuerzas axiales, pero no soportan momentos flectores, o resisten flexiones muy limitadas. Las conexiones parcialmente restringidas pueden ser varios tipos, estos son: 

Tracción



Compresión



Corte

A su vez se pueden realizar empernadas o soldadas.

2.2.5.2 Conexiones a Momento o Rígidas.

Según el PROFESOR JESÚS MOLINA son conexiones donde los elementos se encuentren empotrados, se diseñarán considerando los efectos combinados de los momentos y las fuerzas cortantes resultantes de la rigidez de la conexión. Dentro de este tipo de conexiones se consideran dos grupos: 

Conexiones Totalmente Restringidas (FR).



Conexiones Parcialmente Restringidas (PR).

Cada conexión puede tener distintos tipos de configuraciones según las planchas, ángulos y elementos que la conformen. El tipo de conexiones se determinará por la máxima rotación que esta sea capaz de absorber.

Figura # 2 Curvas de momento rotación según el tipo de conexión.

(Fuente: PROFESOR JESÚS MOLINA Elaboración de un manual de diseño sismorresistente de edificaciones en acero bajo los sistemassmf, scbf y ebf basado en las normas ansi/aisc 360-05 y 34105.)

Las conexiones rígidas tienen una capacidad de momento que se acerca a la máxima que se puede aplicar al caso de una viga, en cambio la rotación es casi libre para las conexiones articuladas con poca capacidad de momento.

2.2.6 Tipos de Conexiones.

2.2.6.1 Conexiones Empernadas.

Son el tipo de uniones en estructuras de acero que se realizan mediante unos pernos de alta resistencia. Se designan pernos los dispositivos mecánicos de conexión, con cabeza cuadrada o hexagonal, formados por un vástago cilíndrico con roscado exterior en su extremo libre, que se insertan a través de agujeros pasantes en placas o piezas a unir, y se ajustan con tuercas y arandelas de apriete en su extremo sobresaliente de rosca.

2.2.6.1.1Tipos de Pernos.

Existen varios tipos de pernos que pueden usarse para la conexión de miembros de acero:

2.2.6.1.1.1 Pernos Ordinarios o Comunes.

Estos pernos los designa la ASTM como A307 y se fabrican con aceros al carbono con características similares al acero A36. En el mercado

se pueden encontrar en diámetros desde 5/8 pulg hasta 1 ½ pulg en incrementos de 1/8 pulg. (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Los pernos A307 se fabrican generalmente con cabezas y tuercas cuadradas para reducir costos, pero las cabezas hexagonales se usan a veces por apariencia más atractiva, facilidad de manipulación con la herramienta y requieren menos espacio para girarlas. Tienen relativamente grandes tolerancias en el vástago, pero su resistencia de diseño es menor que los pernos de alta resistencia. Se usan generalmente en estructuras ligeras sujetas a cargas estáticas como: correas, plataformas y armaduras pequeñas (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

2.2.6.1.1.2 Pernos de Alta Resistencia.

Existen dos tipos básicos, el A325 (hecho con acero al carbono tratado térmicamente) y el A490 de mayor resistencia (hecho con acero aleado tratado térmicamente), su resistencia a la tensión es de dos o más veces que los pernos comunes. Los pernos de alta resistencia se usan en todo tipo de estructuras, desde pequeños edificios hasta rascacielos, puentes de todo tipo. Estos pernos fueron desarrollados para superar la debilidad de los remaches, especialmente la insuficiente tensión en el vástago una vez enfriado; las tensiones resultantes en los remaches no son suficientemente grandes como para mantenerlos en posición durante la aplicación de cargas por impacto o vibratorias, a causa de esto, los remaches se aflojan, vibran y deben ser reemplazados. Los pernos de alta resistencia pueden apretarse hasta alcanzar tensiones muy altos de tensión, de forma que las partes conectadas quedan fuertemente afianzadas entre la tuerca del perno y su cabeza, lo que permite que las cargas se transfieran principalmente por fricción.

(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Figura # 3 Detallado de Perno (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.) El montaje de estructuras de acero por medio de pernos, es un proceso que además de ser muy rápido requiere mano de obra menos especializada que cuando se trabaja con remaches o soldaduras.

PERNOS

CARACTERÍSTICAS

USO Se usan en aplicaciones industriales con cargas

A307

Conector normal sin tornear,

estáticas de pequeña

elaborados con acero de bajo

magnitud. No son aptos

contenido de carbono.

para soportar cargas de impacto, fatiga o vibratorias.

Son pernos de alta resistencia. Tienen uso Son elaborados con acero de A325

medio carbono, aleados, templados y revenidos.

específico estructural, con campo de aplicación en juntas de pórticos de edificios, puentes, armaduras de techo y galpones. Son pernos de alta resistencia. Tienen uso

Son elaborados con acero de A490

medio carbono, aleados, templados y revenidos.

específico estructural, con campo de aplicación en juntas de pórticos de edificios, puentes, armaduras de techo y galpones.

Tabla 4 Clasificación de los Pernos (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

2.2.6.1.2Ventajas de los Pernos de Alta Resistencia. 

Los trabajadores que se necesitan para empernar son la mitad, que los que necesita para colocar los remaches.



Los pernos son mucho más resistentes que los remaches y por ende se hacen menos agujeros para dichos conectores.



Una buena conexión o junta empernada se puede hacer con un personal con menos entrenamiento y experiencia que con una soldada o con remache.



No se requieren pernos de montaje que deben removerse después (dependiendo de las especificaciones) como en las juntas soldadas.



Es menos rumoroso en comparación con el remachado.



Se requiere

equipo

más

barato para realizar

conexiones

empernadas. Fuente: (Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía para el cálculo estandarizado de conexiones simples y precalificadas en estructuras de acero”). 

Es mucho más seguro que los remaches y soldaduras ya que no se trabaja con fuego o electrodos que podrían causar un accidente



Las pruebas hechas en juntas remachadas y en juntas empernadas, bajo condiciones idénticas, muestran definitivamente que las juntas empernadas tienen una mayor resistencia a la fatiga. Su resistencia a la fatiga es igual o mayor que la obtenida con juntas soldadas equivalentes.



A la hora de hacer algún cambio en la estructura es mucho más fácil desarmar cuando esta empernada.



Las técnicas de instalación son sencillas y se puede capacitar a un trabajador en horas.

(Fuente: Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía para el cálculo estandarizado de conexiones simples y precalificadas en estructuras de acero”).

2.2.6.1.3 Desventaja de los Pernos de Alta Resistencia.



El costo de los pernos de alta resistencia son altos.



Necesitan mayor cantidad de acero para su instalación

2.2.6.1.4 Comportamiento Individual de Pernos.

En la figura 4 las funciones básica de los pernos en uniones. Los pernos A, que trasmiten las cargas P al angular, están solicitados a tracción. A su vez la carga de los pernos. A es transferida al alma de los angulares por medio de los pernos B que previenen el movimiento angular hacia abajo .En consecuencia resiste una fuerza cortante entre la superficie del angular y la cartela a la cual debe trasmitir la carga

Los pernos C y D que unen la cartela a las alas de la columna están afectados por la fuerza P, es decir, cada perno esta solicitado a corte. Además debido a las posiciones excéntricas de P el momento M tiende hacer rotar la cartela de unión, traccionando a los pernos C y comprimiendo a los pernos D contra la columna. Los pernos C están trabajando a la misma vez por tracción y corte y los pernos D solo por corte, la compresión es trasmitida directamente a través de la placas de apoyo y las alas. Pero el uso de los pernos no se limita solamente a transmitir carga de y desde las uniones estructurales, sirve también para transferir cargar entre piezas armadas que deban comportarse consistentemente.

Después están los pernos E los cuales no resisten tensiones calculables y únicamente tiene la función de mantener las piezas componentes. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

Figura # 4 Funciones básica de los pernos en una unión (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

2.2.6.1.5 Caso de Cargas en Pernos.

Hay tres fuerzas que actúan en una superficie, la tensión normal y las dos tensiones cortantes ortogonales Fig.#5. La tensión resultante se define como la integral de una tensión sobre el área de una sección transversal, o la integral del momento causado por las tensiones sobre áreas elementales, con relación a cualquier eje elegido, sobre el área de una sección transversal. Es muy común tomar en cuenta que las tensiones resultantes actúen sobre secciones transversales normales al eje del perno. Existen seis componentes de esas tensiones resultantes como lo podemos ver en la Figura. #5 b.

Con el tipo de conexiones empernadas que se utilizan en las estructuras en donde las placas unidas están en contacto una con otra y la

relación longitud a diámetro del perno es pequeña, los momentos de torsión y de flexión resultantes en las secciones transversales del perno son iguales a cero o insignificante. Por lo tanto, la tensión resultante en la sección del perno se reduce a tres tensiones (ver fig. #5c): una fuerza normal, Bzzy dos tensiones cortantes, Bzx y Bzy. Debido al perfil circular de la seción del perno, se pueden remplazar a, Bzx y Bzy por su resultado

√

. Así, el

tensión resultante sobre un perno estructural se reduce a la fuerza de tensión Bt(= Bzz) que actúa a lo largo del eje del perno y/o una fuerza cortante Bv que actúa en los ángulos rectos en el eje del perno (ver figura.#5 d) Dependiendo de las fuerzas resultantes que actúan sobre el perno debido a cargas externas, éste puede clasificarse como un perno solo a cortante, un perno solo a tensión, o un perno sujeto a cortante y tensiones combinadas. (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006)

Figura # 5 Fundamentos de fuerzas en pernos (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, Sriramula Vinnkota,2006)

2.2.6.1.6 Pernos Sometidos a Tensiones por Tracción Axial.

El comportamiento de un perno solicitado a tracción axial está controlado por las características de su longitud roscada, por lo cual el diagrama tensión versus deformación de un perno es significativamente distinto al que se obtiene al ensayar una probeta del acero correspondiente que lo constituye.

En la práctica, al colocar el perno y apretar su tuerca, se introduce una carga de pre-tracción, pero a la vez la fricción entre las rocas del perno y la tuerca induce tensiones torsionales, resultando así una combinación de tensiones simultáneas sobre el sujetador mecánico. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

2.2.6.1.7 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte.

El comportamiento a corte de un conector mecánico está influenciado por el signo de la fuerza cortante. Como se muestra en la figura #8, la resistencia al corte de pernos en uniones ensayadas a tracción es menos que la correspondiente a uniones ensayadas a compresión. Esta menor resistencia se atribuye al efecto de palanca que tiende a flexionar las placas traslapadas. Por representar un límite inferior de resistencia y por la mayor consistencia de los resultados obtenidos, se aceptan las relaciones tensión versus deformación provenientes de ensayos a fuerza cortante por tracción como las más idóneas para establecer los valores de diseño a corte.

La capacidad resistente al corte está controlada por el área resistente más que por la ubicación misma del plano de corte, como puede verificarse en la figura #6. Cuando el plano de corte pasa por el cuerpo del perno (caso 4), la

capacidad resistente y de deformación se maximiza, y cuando el plano de corte pasa por la parte roscada (caso 1) se minimiza. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

Figura # 6 Diagrama Tensión vs Deformación para Diferentes Posiciones del Plano de Corte (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

La carga transmitida por una unión que consta de N pernos y M posibles planos de corte que pasan a través del cuerpo de los pernos queda expresada por la siguiente fórmula: (

)

Si los planos de corte pasan a través de la longitud roscada de los pernos, el área de corte es igual al área de la raíz del perno, la cual es alrededor del 75% al 80% del área nominal Ad. Entonces la ecuación precedente se modifica de la siguiente manera:

(

)

(

)(

)

(

)

La carga admisible de corte, V, se obtiene dividiendo la expresión anterior por el factor de seguridad, FS. El factor de seguridad está relacionado con la calidad del acero de las planchas y principalmente con la longitud de la unión. Luego, (

)

Para los pernos con la rosca excluida del plano de corte (En la notación AISC esto se indica añadiendo al grado del perno una X que denota además de que se trata de una unión del tipo aplastamiento), se tiene que

Fv= 2110 kgf/cm2 para pernos A325-X, con FS= 1,88 Fv= 2810 kgf/cm2 para pernos A490-X, con FS= 1,76 Para pernos con la cosca incluida en el plano de corte (En la notación AISC esto se indica añadiendo al grado del perno una N que denota además de que se trata de una unión del tipo aplastamiento), Fuente: (Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO) los valores precedentes deben multiplicarse por 0,7 es decir, Fv= 1480 kgf/cm2 para pernos A325-N Fv= 1970 kgf/cm2 para pernos A490-N (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

2.2.6.1.8 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte y Tracción.

Experimentalmente se ha establecido que la elipse de interacción representada en la figura #7 describe adecuadamente al comportamiento a carga última de pernos solicitados simultáneamente por fuerza cortante y tracción.

En la ecuación de interacción la tensión de tracción actuante f1, se ha calculado sobre el área de tracción mientras que en la evaluación de la tensión de corte actuante, fv, se ha tomado en cuenta la localización del plano de corte. En todo caso se observa en la figura 10 que la razón x/y es independiente del grado del perno y de la localización del plano de corte. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

Figura # 7 Pernos que trabajan simultáneamente por fuerza corte y tracción (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

2.2.6.1.9 Tipos de Agujeros.

2.2.6.1.9.1 Agujeros Agrandados.

Podrán utilizarse agujeros agrandados en todos los empalmes diseñados con conexiones de deslizamiento crítico, pero no en las conexiones por aplastamiento.

2.2.6.1.9.2 Agujeros de Ranura Corta.

Los agujeros de ranura corta podrán utilizarse en todos los empalmes, sean diseñados como conexiones tipo aplastamiento o de deslizamiento crítico. En las conexiones de deslizamiento crítico no será necesario considerar la orientación de la ranura en el agujero, pero en las conexiones del tipo aplastamiento, la dirección de la ranura en el agujero será perpendicular a la línea de acción de la carga.

Pueden emplearse independientemente de la dirección de la carga aplicada para conexiones de deslizamiento crítico o de tipo aplastamiento si la resistencia permisible por deslizamiento es mayor que la fuerza aplicada. Si la carga se aplica en una dirección aproximadamente normal (entre 80° y 100°) a la ranura, estos agujeros pueden usarse en algunas o todas las capas de las conexiones por aplastamiento

2.2.6.1.9.3 Agujeros de Ranura Larga o Sobresaliente.

Se utilizarán agujeros ranura larga solamente en una de las partes empalmadas de una conexión de deslizamiento crítico o por aplastamiento que presente una superficie de contacto individual Los agujeros de ranura larga podrán utilizarse sin consideración de la dirección de la carga en Fuente: (Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, Sriramula Vinnkota, 2006)

conexiones de deslizamiento crítico, pero serán perpendiculares a la dirección de la carga en conexiones tipo aplastamiento. En las planchas exteriores con agujeros de ranura larga se suministrarán pletinas a modo de arandelas o pletinas continuas con agujeros estándar de tamaño suficiente como para cubrir totalmente el agujero de ranura larga después de su colocación. En las conexiones con pernos de alta

Resistencia, las arandelas de pletina o las pletinas continuas tendrán un espesor no menor de 8 mm (5/16 plg) y de un material de grado estructural no necesariamente endurecido. (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, Sriramula Vinnkota, 2006)

Figura # 8 Tipos de Agujeros (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006)

2.2.6.1.10 Ajuste de Pernos.

Métodos para tensar completamente los pernos de alta resistencia.

Los métodos de apriete pueden ser usados indistintamente, según especificación LRFD.

2.2.6.1.10.1 Método del Giro de la Tuerca.

Los pernos se aprietan sin holgura y luego se les da un giro de 1/3 o una vuelta completa, dependiendo de la longitud de éstos y de la inclinación de las superficies entre sus cabezas y tuercas. La magnitud de giro puede controlarse fácilmente marcando la posición con marcador o rayador de metal.

2.2.6.1.10.2 Método de la Llave Calibrada.

Se utiliza una llave de impacto ajustada para detenerse cuando se alcanza el par necesario para el perno dependiendo de su diámetro y clasificación según ASTM; las llaves deben ser calibradas diariamente y debe usarse arandelas endurecidas; los pernos así como sus accesorios deben ser protegidos de la humedad y del polvo en la obra para evitar su corrosión o debe usarse pernos y accesorios galvanizados en caliente. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

2.2.6.1.10.3 Indicador Directo de Tensión.

Consiste en una roldana o arandela endurecida con protuberancias en forma de pequeños arcos, los cuales a medida que se aplica la carga se aplanan, la

apertura es proporcional a la tensión aplicada al perno; se usa una cinta calibrada para medir la abertura, para pernos completamente tensados la separación debe medir 0,015 pulgadas o menos. (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Figura # 9 Apriete de Pernos por Alta Resistencia por Medio de Indicador Directo de Tracción (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

Para ninguno de los métodos antes mencionados existe una tensión máxima de apriete, lo que quiere decir que se puede apretar al perno a la mayor carga que no lo rompa y aun así trabaje con eficiencia; las tuercas siempre son de un material más resistente previniendo así la falla prematura de estas.

Figura # 10 Diferentes Procedimientos de Instalación de Pernos (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO)

Figura # 11 Apretado o instalado usando pocos impactos de una llave de impacto o manualmente. (Fuente: Guía de Diseño Prof. Arnaldo Gutiérrez)

2.2.6.1.11 Tipos de Conexiones Empernadas.

2.2.6.1.11.1 Conexiones Tipo Fricción.

Cuando en una conexión empernada, se ajustan las tuercas con elevadas fuerzas de apriete, no se produce ningún desplazamiento entre las placas. Al aplicar fuerzas de tracción en los miembros así conectados, la trasmisión de las cargas se efectúa únicamente por la fricción producida entre las placas. Este tipo de conexión no exige de los pernos ningún trabajo a corte. Únicamente exige un buen apriete de las tuercas, con eficiente acción de agarre, que origine elevadas tensiones de tracción en el vástago.

La resistencia de una conexión a fricción depende de la magnitud de apriete de los pernos, de la condición de la superficie de contacto y es independiente de los tensiones de diseño en los miembros conectados.

2.2.6.1.11.2 Conexiones Tipo Aplastamiento.

Cuando los pernos no trasmiten una ajustada acción de apriete entre las planchas, o cuando la fuerza aplicada supera la resistencia a fricción de la unión, las planchas comienzan a deslizar entre si y los vástagos de los conectores toman contacto con las paredes de las perforaciones de los miembros solicitados. En general, la falla por aplastamiento consiste en la deformación del agujero del conector, en forma gradual y progresiva, es decir, falla la plancha de la unión antes que el perno. Esto se debe a dos razones, el acero del conector es por lo general de calidad superior al de las

planchas y el vástago del conector está confinado por las paredes de la perforación, lo cual aumenta su ductilidad, evitando una falla por corte, que es súbita y frágil. (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Figura # 12 Conexiones tipo aplastamiento (Fuente: http://webdelprofesor.ula.ve/nucleotrujillo/americab/08conexionesApernadas/8-3.html)

Diámetro del Conector

Área

Detallado Sep

Tipo de Conexión A324

Nominal

D

cm1

inch

mm

cm2

mm

mm

mm

1/2"

12.7

1.27

38

38

5/8"

15.9

1.99

48

48

3d

Dist. Borde

APL CR

APL SR

CPD

TRC

Piv

Tmin

Piv

Tmin

Piv

Tmin

Kg

mm

Kg

mm

Kg

mm

19

3210

3.8

4020

4.75

2136

6029

22

5004

4.73

6267

5.93

3401

9400

3/4"

19.1

2.87

57

57

25

7203

5.68

9020

7.11

5023 13530

7/8"

22.2

3.87

67

67

29

9807

6.63 12280

8.3

700

1"

25.4

5.07

76

76

32

12814 7.58 16047 9.49

1 - 1/8"

28.6

6.42

86

86

38

16201 8.51 20288 10.66 10046 30431

1 - 1/4"

31.8

7.94

95

95

41

20018 9.47 25067 11.85 12735 37600

1 - 3/8"

34.9

9.57

105

105

44

24213 10.41 30321 13.04 15266 45481

1 - 1/2"

38.1

11.4

114

114

48

28814 11.36 36081 14.22 18470 54122

Diámetro del Conector

Área

Detallado Sep

9136 24070

Tipo de Conexión A490

Nominal

D

cm1

inch

mm

cm2

mm

mm

mm

1/2"

12.7

1.27

38

38

5/8"

15.9

1.99

48

3/4"

19.1

2.87

7/8"

22.2

1"

3d

18420

Dist. Borde

APL CR

APL SR

CPD

TRC

Piv

Tmin

Piv

Tmin

Piv

Tmin

Kg

mm

Kg

mm

Kg

mm

19

4020

4.75

5020

5.93

2689

7563

48

22

6267

5.93

1826

7.4

4311 11791

57

57

25

9020

7.11 11265 8.88

6288 16972

3.87

67

67

29

12280

8.3

25.4

5.07

76

76

32

16047 9.49 20039 11.85 11470 30192

1 - 1/8"

28.6

6.42

86

86

38

20288 10.66 25336 13.31 14357 38172

1 - 1/4"

31.8

7.94

95

95

41

25067 11.85 31304 14.8 18312 47164

15336 10.36 8780 23105

1 - 3/8"

34.9

9.57

105

105

44

30321 13.04 37865 16.28 21713 57049

1 - 1/2"

38.1

11.4

114

114

48

36081 14.22 45059 17.76 26538 67887

SEP: Es la separaciónmínima entre centros de pernos CIZ: Es la distancia mínima del centro de un perno al borde cizallado SOP: Es la distancia mínima del centro de un perno a un borde cortado al soplete APL: Indica un conexión de corte, critica por deslizamiento CPD: Indica conexión de corte, Critica por deslizamientos TRC: Indica una conexión donde el perno esta traccionado Pw: Es la resistencia minorada, en corte, de un plano de corte del perno Pit: Es la resistencia minorada, en tracción de un perno Tmin: Espesor mínimo de la plancha (con Fu=3700 kgf/cm2) para la resistencia al aplastamiento sea igual a la resistencia del perno (un plano de corte)

Tabla 5 Características de los Pernos (Fuente: Antonio Güell. DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO POR ESTADOS LÍMITES. INFORMACIÓN PARA EL DISEÑO) 

Espaciamiento Entre Pernos.

Toda conexión debe ser resistente, dúctil, compacta y efectiva. Pero si a la hora de colocarlos conectores no se toma cierta aspectos, la conexión podría verse comprometida en cualquiera de sus características antes nombradas. (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.) Los aspectos son:

-

Si los conectores están muy cerca se produce una interferencia entre ellos, por superposición de esfuerza debido a la fricción de apriete.

-

Espaciamiento demasiado cercano trae dificultades a la hora de instalar los pernos ya que en el caso de un perno de cabeza se necesita un espacio para la operación.

-

Una distancia pequeña entre el agujero y el borde, cargado axialmente provocaría un rasgadura en la plancha

-

La cercanía de los conectores minimiza el área neta de la sección transversal, al aumentar el número de conectores por hilera. Esto facilita la falla por tracción en las áreas netas del miembro.

-

Cuando el espaciamiento es muy grande, existe la posibilidad de que se produzca un pandeo local de la plancha entre los conectores o separación por el levantamiento de los bordes.

Ciertos estudios han llevado a definir parámetros en el espaciamiento de los conectores para conformar uniones de planchas o perfiles laminados y armados. Estos parámetros son:

-

Paso S: Es la separación centro a centro de los agujeros, medida paralelamente al eje del miembro y a la dirección de carga aplicada

-

Gramil g: Es la separación centro a centro de los agujeros, medida paralelamente al eje del miembro y a la dirección de carga aplicada

(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

-

Distancia al borde Lt:Es la distancia desde el centro del agujero de la fila extrema y el borde adyacente de la plancha medida paralela o perpendicularmente al eje del miembro.

(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Figura # 13 Espaciamiento de pernos (Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)

Figura # 14 Espaciamiento agujeros de pernos estándar (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006) 2.2.7 Conexiones Soldadas.

Son un tipo de uniones en estructuras de acero. La soldadura es un proceso mediante el cual se unen elementos metálicos calentándolos hasta el estado de fluido o casi fluido y aplicando o no presión entre ellos.

Este método de unión, cuyas primeras aplicaciones se hicieron en taller bajo estricto control y luego se generalizó su uso en el campo con iguales resultados exitosos. En la actualidad, se construyen edificios elevados soldados en su totalidad, en los cuales la correcta elección de las secciones de aceros y del material de aporte de las soldaduras, conjuntamente con una mano de obra de calidad, permite asegurar conexiones seguras y confiables.

2.2.7.1 Tipos de Soldadura.

Las soldaduras utilizadas para el acero estructural se clasifican de acuerdo con la forma de su sección transversal, como filete, ranura, tapón y muesca. De acuerdo a investigaciones previas el tipo de soldadura más utilizado en las conexiones de acero en estructura es la soldadura a filete.

A) Soldaduras a Filete.

Las soldaduras de filete en teoría tienen una sección transversal triangular y unen dos superficies aproximadamente en ángulos rectos, formados por el traslape o intersección de partes de miembros estructurales. La soldadura de filete son las utilizadas con mayor frecuencia, en particular para cargas ligeras, además son las más económicas, debido a que se requiere de poca preparación del material de la plancha. Asimismo, para las (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006)

soldaduras de filete no es necesario el mismo nivel de habilidad del operador que para las soldaduras de ranura.

B) Soldaduras de Ranura.

Las soldaduras de ranura o de penetración son soldaduras que se depositan en una ranura o separación entre extremos, bordes o superficies adyacentes de dos partes a unir. Se utilizan para unir dos planchas que descansan sobre el mismo plano (conexión a tope), así como también para conexiones en te o en esquina. Las soldaduras de ranura requieren de una preparación especial del borde. Los bordes de una o ambas planchas se preparan mediante el corte con flama, corte del borde, cepillado del borde o ranura con un arco de aire. La resistencia de una soldadura de ranura no depende del tipo de

preparación del borde, siempre y cuando la preparación requerida se ejecute bien. Las soldaduras de ranura requieren menos metal de aporte que las soldaduras de filete de la misma resistencia. Por lo general, las soldaduras de ranura son más costosas que las de filete debido al costo de preparación de los bordes aunque para cargas pesadas en la mayoría de los casos son las más económicas, ya que se puede alcanzar con facilidad la resistencia total del material base. En conexiones sujetas a cargas dinámicas, son preferibles las soldaduras de ranura a las de filete.

C) Soldadura de Tapón y Muesca.

Las soldaduras de muesca y de tapón se efectúan al depositar metal de aporte en aberturas circulares o ranuradas formadas en uno o los dos miembros a unir. Las aberturas se pueden rellenar en forma parcial o completa dependiendo del espesor de la placa. (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006) Es raro que se utilicen soldaduras de tapón y de muesca como soldaduras primarias. En vez de ello, por lo general se usan para ganar resistencia adicional cuando no existe suficiente espacio para colocar la longitud necesaria de soldadura de filete. No se permite la soldadura de tapón y de muesca en el acero A514. (Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota, 2006)

Figura # 15 Tipos de soldadura (Fuente: Indura en Véliz S, Sebastián; Seminario FAU 2009.)

Figura # 16 Soldadura por arco sumergido (Fuente: Curso Ilafa, arquitecto Sandro Maino Ansaldo) 2.2.7.2 Electrodos para Soldar.

Los electrodos a emplear para soldaduras de arco, están normalizados por la American WeldingSociety AWS. Al producirse el arco, la fusión del extremo del electrodo constituye el metal de aporte depositado, el cual debe elegirse

con características similares a las del metal base. Esta condición se denomina compatibilidad de los electrodos.

Se dispone en el mercado de una variedad de electrodos para poder hacer un ajuste apropiado de las propiedades y características resistentes del metal de aporte, en relación con el metal base.

El sistema de numeración de electrodos, los clasifica así:

Figura # 17 Simbología de Soldaduras (Fuente: AISC Guía de Diseño 21, Conexiones Soldadas ) No todos los aceros ofrecen la misma facilidad de ser soldados. Debe recordarse que los aceros con alto contenido de carbono son más difíciles de soldar, por lo cual la técnica de la ejecución, la calidad del metal de aporte, el espesor depositado en cada pase, y la velocidad de enfriamiento deben ser cuidadosamente controlados.

Durante la ejecución de la soldadura, deben sujetarse fuertemente las piezas a unir, con pernos o pernos, para evitar cualquier deslizamiento.

Cuando se sueldan metales tratados térmicamente, deben tomarse especiales precauciones, debido a que el metal adyacente a la soldadura pierde los efectos del tratamiento previo, por lo cual en estos casos, es preferible soldar previamente y luego realizar los tratamientos térmicos o las aleaciones deseadas. Los aceros inoxidables requieren consideraciones especiales para ser soldados.

2.2.8 Conexiones Precalificadas.

Con el objeto de evitar las fallas en las conexiones viga-columna observadas en el terremoto de Northridge (ocurrido en California, USA, en 1994), las especificaciones sísmicas vigentes requieren el uso de “conexiones precalificadas” en pórticos no arriostrados sismorresistentes. Se entiende como tal aquellas conexiones que han sido validadas en forma experimental, ya sea como parte del proyecto que se desarrolla o bien en ensayos previos que se encuentran debidamente documentados. El proceso de precalificación implica que: (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO) 

Existe suficiente información experimental y analítica para asegurar que la conexión presenta adecuada capacidad de deformación plástica.



Se dispone de modelos racionales para predecir la resistencia asociada a los distintos modos de falla y la capacidad de

deformación, a partir de las propiedades geométricas y mecánicas de los elementos componentes. 

Los datos existentes permiten evaluar estadísticamente la confiabilidad de la conexión.

Como resultado del proceso de precalificación, el ingeniero estructural dispone de criterios y pautas para diseñar la conexión. Adicionalmente, para cada tipo de conexión se indican el campo de aplicación y limitaciones para su uso, tales como dimensiones máximas de vigas y columnas, tipos de soldaduras, características del acero, etc. (Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA DE ACERO

2.2.8.1Criterios de Empalmes para Conexiones Precalificadas.

2.2.8.1.1Empalmes para Viga.

Los empalmes en viga se realizan para los siguientes casos: 

Vigas de gran luz, simplemente apoyadas que no se pueden transportar por la longitud total.



Vigas continuas con apoyos intermedios, colocados a igual nivel de las vigas de carga.



Vigas formadas por perfiles de diferentes alturas.

Los empalmes en vigas se clasifican como empalmes de taller o de campo.Los empalmes de taller se producen durante la fabricación del miembro en el taller. Los empalmes de campo se utilizan cuando las

longitudes del miembro son limitadas, por causa al transporte de estos dichos miembros.

En la fig. # 18 se muestra un empalme atornillado en campo. A las planchas de empalme rectangular se solapan alrededor de la junta y se emperna las planchas al alma de la viga con el fin de transferir la carga. Este tipo de empalmes suele nombrarse como empalma alma-patín. En los empalmes empernados, el alma y los patines se empalman en el mismo lugar. Se utiliza mucho, una sola plancha de empalme sometida a corte en cada patín es suficiente. En el caso de los perfiles grandes puede que se necesite planchas de empalmes mas pesados en ambos lados de los patines para disminuir el número de pernos. (Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)

Figura # 18 Empalme en ala y alma de viga (Fuente: Curso de Ingenieros estructurales Asociados)

En el año 1990 Kulak y Green presentaron un método para saber la capacidad última de los empalmes alma-alas empernadas. Utilizan las

ecuaciones de equilibrio estático y usan la verdadera carga cortante contra la respuesta de la deformación por corte de pernos. Con este método una viga simple que tiene un empalme en alma de la viga empernada que se localiza en la sección Lo, donde está presente tanto el tensión cortante (V0) como el momento (Mo), se muestra en la figura #19. La fuerza en los pernos gira alrededor de un centro instantáneo, L, como se muestra en esta figura. Se pueden expresar las siguientes tres ecuaciones de equilibrio:

∑

∑

∑

(

∑

∑

(

∑

[ (

)

(

)]

(

La ecuación 1 se compensa de manera automática porque no hay cargas horizontales externas presentes. La ecuación 2 se satisface cuando la suma de los componentes verticales de las fuerzas de pernos es igual al cortante V0 que actúa en la sección. La ecuación 3 identificada manera en que el momento transferido a través del empalme compartido entre los pernos en el empalme del alma y aquellos en el empalme del patín. En estas ecuaciones, se tiene que: (Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)

= Fuerza resultante en el perno i. = Componente horizontal de la fuerza de los pernos . = Componente vertical de la fuerza de los pernos .

N = número de pernos en un lado del empalme del alma. = Cortante de la viga en la línea del empalme. = Momento de la viga en la línea del empalme. = Distancia entre los centroides en las placas de empalme del patín superior e inferior. = Fuerzas en los pernos superiores e inferiores del patín en un lado de la línea de empalme. = Distancia del centro de línea del empalme al centroide del grupo de pernos en un lado de la línea de empalme (excentricidad de la fuerza cortante). = Distancia del centroide de un grupo de pernos a su centro instantáneo de rotación. (Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)

Figura # 19 Modelo analítico de un empalme de viga alma patín. (Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)

2.2.9 Tipos de Juntas. Existen cuatro tipos básicos de juntas soldadas. Los tipos de juntas dependen de varios factores como el tamaño y forma de los miembros que forman la junta, el tipo de carga. Los cuatro tipos de juntas son los siguientes: a tope, a solape, en dobles planos y múltiples. 2.2.9.1 Juntas a Tope.

Son aquellas juntas con planchas de enlace simétricamente ubicadas a ambos lados de los miembros a conectar. Unas de las ventajas de este tipo de unión es que aquí los pernos trabajan a cortante doble y aplastamiento, por lo cual se necesita la mitad de los pernos que trabajan a corte simple

2.2.9.2 Juntas a Solape.

En este tipo de juntas, los bordes de las chapas, no requieren preparación mecánica ya que los mismos van superpuestos. El ancho de la solapa dependerá del espesor de la chapa. Este tipo de unión presenta el inconveniente que los ejes donde actúan las fuerzas en ambos miembros no son coincidentes, por lo cual se producen tensión segundarios de flexión que no son tomados en cuenta en el análisis. Este tipo de junta no es muy utilizado en miembros principales.

2.2.9.3 Juntas a Doble Plano.

Es el caso donde las filas de pernos trabajan a cortante simple y aplastamiento, pero en dos planos diferentes, en ausencia de flexión. (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

2.2.9.4 Juntas Múltiples.

Los tipos de juntas más utilizados son la de solape y a tope. Sin embargo, pueden presentarse en la práctica otros tipos de uniones, cuando se debe conectar un mayor número de planchas.

En este tipo de junta los pernos están sometidos a cortante múltiple, con conectores trabajando a corte en cuatro o más planos diferentes. En estos casos es usual no tomar en cuenta el corte más de los planos, ya que resulta improbable que la falla ocurra en los pernos en tres o más planos simultáneamente. (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 20 Juntas a Solape (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 21 Juntas a tope (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 22 Juntas a doble plano (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 23 Junta Múltiples (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli) 2.2.10 Falla en las Uniones con Conectores Mecánicos

El agotamiento de la resistencia de una conexión se puede producir por: 

Falla en los conectores:

A) Falla por tracción. B) Falla por corte. C) Falla por aplastamiento. 

Falta en los miembros conectados:

A) Aplastamiento de las plancha. B) Desgarramiento del material. C) Falla por tracción en el área gruesa. D) Falla por tracción en el área neta. E) Fallas por bloque de corte.

2.2.10.1 Falla en los Conectores.

2.2.10.1.1 Falla por Tracción en los Pernos.

El enfriamiento de los remaches luego de su colación, así como el apriete de los pernos, origina fuerzas de pretracción en los medios de unión. Si a las cargas exteriores de tracción sobre los conectores se suman las fuerzas iníciales y se supera la resistencia al agotamiento a tracción, se origina la falla por tracción en el conector. Las tensiones adicionales debido a las cargas exteriores aplicadas, son generalmente reducidas y no se llega a exceder el límite de resistencia. (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Por lo tanto, las pre-tracciones en los pernos no reducen su resistencia a tracción. En algunos casos es importante tomar en cuenta la acción de palanca que aumenta la magnitud de las cargas de tracción en los conectores.

Figura # 24 Conectores tradicionales (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

La acción de la palanca se origina porque las fuerzas P no se aplican directamente sobre los pernos, sino a través de ángulos de conexión, estos pueden sufrir deformaciones por flexión que modifican la distribución de las tensiones por aplastamiento. Debido a estas tensiones aparecen fuerzas de

palanca Q que se suman a las fuerzas F de tracción en cada conector y estas fuerzas dan como resultado las fuerzas T. T= F+Q Si existe simetría:

Siendo n el número de pernos solicitados a tracción. Para valorar la magnitud de Q existen las siguientes relaciones empíricas:

Para pernos A 325: [

]

Para pernos A 490: [

]

Figura # 25 Falla por cortes en los conectores (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

Los bordes externos de la conexión se comportan como volados de longitud a, en cuyo extremo se halla aplicada la fuerza Q. Por lo tanto, el ala

de T flexa según un diagrama de momentos donde

y

son momentos

máximos de signos opuesto, donde el mayor de estos controla el diseño.

Los momentos críticos deben verificarse para que no superen la capacidad flexional del ala que se analiza. Por lo tanto, la distancia a debe cumplir: { (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli) 2.10.1.2 Falla por Corte en los Pernos.

Esta falla se produce cuando el desplazamiento entre las planchas origina elevadas tensiones por corte en uno o más planos del conector.

Figura # 26 Falla por cortes en los conectores (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.10.1.3 Falla por Aplastamiento de los Conectores.

Este tipo de falla tiene solo una posibilidad de ocurrencia, debido a que el acero de los pernos o remaches es de calidad superior al de las planchas que conectan y el confinamiento dentro de las perforaciones incrementa su ductilidad.

(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 27 Falla por aplastamiento de los pernos (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.2.10.2 Falla en los Miembros Conectados.

2.2.10.2.1 Falla por Aplastamiento de las Planchas.

Se produce del resultado de la compresión del vástago del conector contra las paredes de la perforación. Debido al desplazamiento de las planchas, comienza gradualmente a aumentar el tamaño del agujero, aumentando su diámetro en la dirección de la fuerza aplicada. Esta falla es usual en miembros en estado de agotamiento resistente. Esto se reflejo en el programa en la fig. # 42, 44, 45, 47 (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 28 Falla por aplastamiento de las planchas (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.2.10.2.2 Falla por Desgarramiento del Material.

Este tipo de falla ocurre cuando la distancia de la perforación al borde cargado es insuficiente. Para evitar esta falla deben respetarse las distancias mínimas para los bordes cizallados. (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 29 Falla por desgarramiento del material (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.2.10.2.3 Falla por Tracción en el Área Gruesa.

Las estructuras metálicas generalmente fallan en sus conexiones, por lo tanto, el diseño de las mismas debe prever que su resistencia sea igual o mayor que la de los miembros que conectan. Esta falla por tracción en el área gruesa no es muy usual, ocurre con mayor frecuencia cuando el ancho de las planchas disminuye. . Esto se reflejo en el programa en la fig. # 42, 43, 44 y 45 (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 30 Falla por tracción en el área gruesa (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.2.10.2.4 Falla por Tracción en el Área Neta.

Se define por área neta el área resultante de la sección transversal definida por una trayectoria recta o quebrada que atraviesa una o más perforaciones, y de la cual se resta el área de esos agujeros.

En la sección de un miembro traccionado aumentan las tensiones por la presencia de una perforación, aun cuando en ella se haya colocado un conector ajustado. Esto se debe a la relación del área sobre la cual se debe distribuir la carga. (Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)

Figura # 31 Falla por tracción en el área neta (Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)

2.2.11 Bloque de Corte.

El bloque de corte debe revisarse cuando se diseñan: • Conexiones de miembros en tensión. • Placas de nudo de armaduras que reciben diagonales o montantes en tensión. • Otros miembros estructurales en los que puede presentarse este estado límite. (Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 estructuras de acero para edificaciones)

Figura # 32 Superficie de ruptura y tensiones combinadas. (Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 ESTRUCTURAS DE ACERO PARA EDIFICACIONES)

Figura # 33 Resistencia a la Ruptura. (Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 ESTRUCTURAS DE ACERO PARA EDIFICACIONES)

La Norma ANSI/AISC 360-05 actualiza la Norma COVENIN 1618- 98. La nueva fórmula para el cálculo del bloque de corte del AISC 360-05, con Ø = 0.75, es:

Con Ubs=1.0 cuando la distribución de las tensiones de tracción es similar, como sucede en angulares empernados o soldados, y vigas destajadas con una sola hilera de pernos.

Con Ubs=0.5 cuando la distribución de tensiones de tracción no es similar, como sucede en las vigas destajadas con dos o más hileras de pernos. (Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 estructuras de acero para edificaciones)

Figura # 34 Fenómeno de Bloque de Corte. (Fuente: Norma COVENIN 1618-1998)

Figura # 35 Distribuciones de Tensiones por Bloque de Corte. (Fuente: J4.2 AISC 360-05)

La Figura # 34 de la Norma COVENIN 1618-98, ilustrar el fenómeno de bloque de corte, y la Figura 37 del AISC, define las variables para el cálculo del bloque de corte, a saber: -

Área de Corte, Av=bt

-

Área de tracción, At=st

-

Área neta de Corte, Anv

[

(

)

]

Donde, 2.5 es, nv, el número de agujeros en el plano de corte.

-

Área neta de tracción, Ant

[

(

) ]

Donde, ½ es nt, que es el número de agujeros en el plano de tracción.

En el cálculo de las secciones netas del bloque de corte deben explorarse diferentes rutas, tal como se indica a continuación para los planos en la sección neta efectiva y por bloque de corte:

Figura # 36 Trayectorias posibles para falla de Bloque de Corte (Fuente: AISC 360-05)

Figura # 37 Variable para el cálculo del bloque de corte. (Fuente: J4.3 AISC 360-05)

2.2.12 Sección de Whitmore.

Considerada en el Manual AISC. La distribución de tensiones en los extremos de los miembros conectados a una cartela es compleja. El método de Whitmore supone que las fuerzas se distribuyen uniformemente en un área definida por el trapecio que se forma al proyectar desde la primera fila de los conectores, en línea recta a 30º que a su vez se intercepta por la recta que pasa por la última fila de los conectores, tal como se muestra en la siguiente figura:

Figura # 38 Ancho para una plancha soldada (a) y para una plancha empernada (b) (Fuente: G3-A AISC 2010)

El ancho de Whitmore se puede calcular utilizando las siguientes fórmulas para las conexiones soldadas y empernadas, respectivamente: √ √

(Para miembros soldados) (Para miembros empernados)

Donde: Ancho de la cartela al final de la soldadura de refuerzo establecido mediante el método de Whitmore. Longitud de la soldadura que conecta al miembro. Longitud del empernado que conecta al miembro. Distancia entre líneas de soldaduras o entre líneas empernadas. Esta falla se verifica en el programa, en la fig. # 46 y 48

2.2.13.1 Área Total y Área Neta. El área de la sección transversal total, A, en un punto cualquiera de un miembro se determinará sumando las áreas obtenidas al multiplicar el espesor y el ancho de cada uno de los elementos componentes, debiéndose medir los anchos perpendicularmente al eje del miembro. En los perfiles angulares el ancho total es igual a la suma de los anchos de los dos lados menos el espesor. Cuando una conexión de miembros en tracción existen pernos o remaches, es posible que la falla pueda notarse según la trayectoria de esta, pudiendo ser recta o quebrada, cada una de las cuales define un área neta. 1) Perpendicular:

2) Zig-Zag: (Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli)

3) En diagonal:

Al calcular las áreas netas de los elementos en tracción y corte, los diámetros de los agujeros, se considerarán 2 mm mayores que la dimensión nominal del agujero ó 3 mm mayores que el diámetro nominal del perno. (

)

∑

Siendo: An, el área neta. m, el número de agujeros de la trayectoria de falla considerada n, es el número de tramos transversales a la trayectoria s y g, el paso y el gramil de cada tramo transversal (Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli) El área neta crítica será el menor valor de las áreas netas obtenidas según la fórmula antes planteada. Sin embargo, el área neta crítica nunca se tomará

mayor que el 85% del área gruesa de la sección transversal. Por lo tanto debe cumplirse:

Si en una conexión un miembro está en tracción, el área neta crítica resulta muy pequeña, las tensiones que se encuentran en el miembro traccionado aumentarían su valor. En este caso se aconseja disminuir el número de pernos que se tenga en el perfil, aumentando el diámetro de estos, variando el espacio entre ellos y cambiando su distribución.

Se debe recordar que el área neta trabaja solo en miembros a tracción. Cuando los miembros están comprimidos, se basa el diseño en área total, siempre y cuando esté en todas las perforaciones un perno o remache.

Las áreas netas que se definen por trayectorias perpendiculares al eje del miembro, solo son capaces de resistir tensiones por tracción. En cambio, las áreas netas definidas por trayectorias diagonales o en zig-zag son capaces de soportar tanto las tensiones por tracción como los de corte, esto permite una mayor resistencia a las fallas y un mejor soporte de la carga axial. Se ha demostrado que cuando los espacios s, son muy largos, hay muchas posibilidades de que el área neta crítica no sea de una trayectoria diagonal o zig-zag. En cambio, cuando los agujeros están alineados en hileras perpendicularmente al eje del miembro, y en las hileras exteriores hay un número de perforaciones de igual o mayor número a las demás hileras esta trayectoria se definiría como área neta crítica. (Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli)

2.2.13.2 Área neta efectiva

El Área neta efectiva de un miembro se obtiene multiplicando el valor del área neta An, con un coeficiente de reducción

:

Ct depende del tipo y forma de los elementos conectados, de las características de la conexión y del número de conectores que se encuentran. Miembro Traccionado a) Todos los elementos de la sección transversal están conectados para resistir la carga. b) Empalmes empernados y placas de cartela. c) Perfiles I unión a las alas bf/d ≥ 2/3. d) I cortada de estos perfiles. e) Perfiles I que no cumple las condiciones c) y I cortadas de estos perfiles.

Número mínimo de conectores por fila

Ct

1

1

3

0,9

3 f) Secciones armadas, conectadas con segmentos no conectados fuera del plano de carga. g) Todos los puntos anteriores exceptuando 2 los dos primeros Tabla 6 Valores Ct determinando Ane

0,85

0,75

(Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 340-05)

2.2.14 Especificaciones Sísmicas para Edificios de Acero Estructural del AISC 341-05.

2.2.14.1 Ámbito. Las normas Sísmicas para Edificaciones Estructurales de Acero (AISC 341-05), representarán el diseño, la fabricación, la rigidez de miembros estructurales de acero, conexiones en los sistemas resistentes a cargas sísmicas (SLRS) y los empalmes en columnas que no son parte de los SLRS. Estas Disposiciones aplicarán cuando el coeficiente de modificación sísmico de respuesta, R, es tomado mayor a 3, a pesar de la Categoría de diseño sísmico. Cuando el coeficiente de modificación sísmico de respuesta, R, es tomada como 3 ó menor, la estructura no requiere satisfacer estas disposiciones, a menos que sea específicamente requerido por el código de construcción aplicable.

2.2.14.2 Los Dibujos estructurales del Diseño y Especificaciones.

Los diseños estructurales y las especificaciones mostrarán el trabajo a ser realizado, e incluye artículos necesarios por las Especificaciones y lo presentado: 

La designación del sistema resistente a cargas sísmicas (SLRS).



La designación de los miembros y las conexiones que forman parte del SLRS.



Configuración de las conexiones.



Especificaciones y materiales de las conexiones.



Ubicación de las soldaras críticas obligatorias.



Ubicaciones y las dimensiones de las zonas protegidas.



Ubicaciones donde las placas de refuerzo sean detalladas para incluir la rotación inelástica.



Requisitos de Soldadura. Estas Disposiciones deben ser consistentes con el Código de la

norma, en caso de conexiones y aplicaciones específicas para los cuales no se detalla dentro de la norma, si tal condición existe, los documentos de contrato deben incluir los requisitos apropiados para esas aplicaciones. Los requisitos de pernos diferentes a aquellos en la guía de diseño de las Conexiones Estructurales (RCSC) Especificación para juntas Estructurales utilizando pernos ASTM A325 o A490.

2.2.14.4 Gráficos del Taller

Los gráficos del taller deberán incluir las siguientes especificaciones según sea aplicable: 

Designación de los miembros y las conexiones que formen parte del SLRS.



Especificaciones de materiales de la conexión.



Las ubicaciones de la soldadura de taller.



Ubicaciones y las dimensiones de zonas protegidas.

 Es posible que existan conexiones específicas para las cuales no exista el detallado. Si tal condición existe, los dibujos del taller deberán incluir los requisitos apropiados para esa condición. Estos pueden incluir la fabricación de pernos y agujero más allá de los permitidos por la norma, los requisitos de pernos, diferente a aquellos en la Especificación RCSC para Juntas estructurales, utilizan Pernos ASTM A325 ó A490.

2.2.14.5 Gráficos de Erección.

Los gráficos de Erección deberán incluir las siguientes especificaciones según sea aplicable: 

Designación de los miembros y las conexiones que forman parte del SLRS.



Especificación de material y tamaño de las conexiones de Campo



Ubicaciones de demanda critica de soldaduras de campo.



Ubicaciones y dimensiones de zonas protegidas.



Ubicaciones de pernos pre-tensionados



Los requisitos de soldadura de campo.

Es posible que haya conexiones específicas para las cuales no exista estas disposiciones. Si tal condición existiera, los gráficos de erección deben incluir requisitos apropiados para esa aplicación. Estos pueden ser requisitos de pernos diferentes a aquellos en la Especificación de RCSC para Juntas estructurales que Utilizan pernos ASTM A325 o A490.

2.2.14.6 Materiales

2.2.14.6.1 Las Especificaciones de Materiales

El acero estructural utilizado en el SLRS cumplirán con las siguientes Especificaciones: A36/A36M, A53/A53M, A500 (Grado B ó C), A501, A529/A529M, A572/A572M [Grado 42 (290), 50 (345) ó 55 (380)], A588/A588M, A913/A913M [Gradúe 50 (345), 60 (415) ó 65 (450)], A992/A992M, ó HSLAS A1011 Grado 55 (380). El acero estructural utilizado para las placas base de las columnas deberá cumplir con las especificaciones anteriores de ASTM ó Grado de ASTM A283/A283M D.

Esta sección sólo cubre propiedades de los materiales para el acero estructural utilizado en SLRS u aquellas incluidas en la definición del acero estructural ofrecido para la Sección 2.1 del Código de AISC de Norma. Otros aceros, como cables para reforzado permanente, no está incluido.

2.2.14.6.2 Propiedades de los Materiales para la Determinación de las Tensiones en los Miembros y las Conexiones.

Cuando sea necesario en estas Disposiciones, la fuerza necesaria de un elemento (un miembro o una conexión) será determinado por la fuerza de rendimiento esperado, RyFy, de un miembro adyacente, donde Fy es el esfuerzo mínimo de fluencia especificado del grado de acero para ser utilizado en los miembros adyacentes y Ry es el cociente de la tensión de fluencia para el mínimo rendimiento especificado de dicho material. La fuerza disponible del elemento, R y para LRFD y Rŋ/Ώ para ASD, será igual a o mayor a la resistencia requerida, donde Rn es la resistencia nominal de la conexión. La resistencia a la traccion, RtFu, y la tensión de fluencia esperada, RyFy, son permitidos a ser utilizados en vez de Fu y Fy, respectivamente, en determinar la resistencia nominal, Rn, de ruptura y rendimiento de estados límites dentro del mismo miembro para el cual está determinada la resistencia requerida.

En varios casos un miembro, o en un estado de límite de conexión dentro de ese miembro, requiere ser diseñado para las resistencias correspondientes a aquella esperada en el mismo miembro. Tales casos incluyen estados de límite de fractura de refuerzo (ruptura de Bloque de

Corte y fractura neta de sección en el refuerzo en SCBF), el diseño de la viga fuera del vínculo EBF, etc. En tales casos es permitido utilizar la resistencia del material esperado en la determinación de la resistencia disponible de miembro.

Los valores de Ry y Rt son expresado en la siguiente tabla los determinan los estados límites del miembro, determinando las resistencias requeridas.

Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de Miembros Aplicación Barras y formas en caliente, estructurales  ASTM A36/A36M 

ASTM A572/572M Grado 42 (90)



ASTM A572/572M Grado 50 (345) ó 55 (380)

Ry

Rt

1.5 1.2 1.3 1.1 1.1 1.1

ASTM A572/572M Grado 50 (345) ó 60 (415) ó 65 (450) ASTM A588/588M , ASTM A992/A922M, A1011 HSLAS Grado 55 (80) 

ASTM A529 Grado 50 (345)



ASTM A529 Grado 55 (380)

Sección hueca, estructural (HSS):  ASTM A500 (grado B ó C), ASTM A501 Tuberías:  ASTM A36/A36M 

ASTM A572/A572M Grado 50 (345),

1.2 1.2 1.1 1.2 1.4 1.3 1.3 1.2 1.1 1.2

ASTM A588/A588M Tabla 7 Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de Miembros (Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 340-05)

2.2.15 Conexiones, Juntas y Abrazaderas 2.2.15.1 Ámbito. Las Conexiones, juntas y abrazaderas que forman parte del sistema de resistencia de carga sísmica (SLRS), deberán cumplir con los requisitos de esta Sección. El diseño de las conexiones para un miembro que forma parte de las SLR se configura de tal manera que un estado de límite dúctil, ya sea en la conexión o en el miembro es controlado por el diseño. Un ejemplo de un estado de límite dúctil es la tensión al rendimiento. No es permisible el diseño de las conexiones de los miembros que forman parte de las SLRS tales que el estado límite de resistencia se rige por los estados límites no-dúctil o frágiles, como fracturas, ya sea en la conexión o el miembro. 2.2.15.2 Uniones Empernadas. Todos los pernos deberán ser pernos o tornillos pre-tensados de alta resistencia y deberán cumplir los requisitos de deslizamiento crítico y superficies de contacto. Los Pernos se instalan en agujeros estándar o agrandados perpendiculares a la carga aplicada. Para las abrazaderas diagonales de agujeros de gran tamaño se permitirá cuando la conexión se ha diseñado como una unión de deslizamiento crítico, y el agujero de gran tamaño en una sola capa. Los diferentes tipos de agujeros se permite si ha sido diseñado en las conexiones Precalificadas de momento especial e intermedio como en las aplicaciones sísmicas (ANSI / AISC 358).

La resistencia al corte disponible de las uniones empernado con agujeros estándar se calcula para uniones tipo aplastamiento, salvo que la capacidad de resistencia nominal a agujeros de los tornillos no debe ser mayor a 2.4dtFu. La conexione de plancha final, los momentos son evaluados para la resistencia al deslizamiento o con un coeficiente de deslizamiento menor que el de Clase A superficie de contacto. Los tornillos, pernos y soldaduras no deberán estar diseñados para compartir la fuerza en una articulación o la misma fuerza componente de una conexión. Un grupo de miembros, como una fuerza axial de abrazadera, debe ser resistente a la conexión en su totalidad por un tipo de unión (en otras palabras, ya sea en su totalidad por pernos o en su totalidad por las soldaduras). Una conexión en la que los pernos deben resistir a una fuerza que es normal a la fuerza de resistencia de las soldaduras, tales como una conexión de momento en dónde los bordes soldados transmiten la flexión y una malla con pernos transmite el corte, no se debe considerar para compartir la fuerza. 2.2.15.3 Zona Protegida.

Las zonas protegidas están designadas por las siguientes normativas ANSI/AISC 358: 

Dentro de la zona protegida, las discontinuidades creadas por operaciones de fabricación o erección, como soldaduras, sujetadores de erección,

enganche aire-arco u corte térmico, serán reparados

según sea necesario por el ingeniero.



Los agregados soldados, atornillados, fachadas externas,

las

divisiones, trabajo de conducto u otra construcción no será colocada dentro de la zona protegida. Fuera de la zona protegida, los cálculos basados sobre el momento esperado serán hechos para demostrar la adecuación del miembro de la sección neta, cuando los conectores que penetran al miembro son utilizados.

2.2.16 La clasificación de Secciones para Anclaje.

2.2.16.1 Compacto.

Cuando sea necesario por estas disposiciones, los miembros de SLRS tendrán rebordes conectados continuamente a la malla y las proporciones de ancho-espesor de sus elementos de compresión no excederán las proporciones limitadas de ancho-espesor.

2.2.16.2 Sísmicamente Compacto.

Cuando las Disposiciones lo requieran, los miembros de SLRS deberán tener rebordes conectados continuamente a la malla y las proporciones de ancho-espesor de sus elementos de compresión no excederán las proporciones limitadas del ancho-espesor.

2.2.17 Zonas Protegidas en Conexiones Viga-Columna.

La región en cada extremo de la viga está sujeta a la tensión inelástica que deberá estar designada como una zona protegida. La extensión de la zona protegida será designada en ANSI/AISC 358, o como de otro modo determinado en una preclasificación de conexión.

Las zonas de anclaje plásticas al final de las vigas SMF deberán ser tratadas como zonas protegidas. El plástico que ancla las zonas deberá ser establecido como parte de un programa de preclasificación o requisito para la conexión. En general, las conexiones no-reforzadas, la zona protegida se extenderá de la cara de la columna a la mitad de la profundidad de la viga más allá del punto plástico.

2.2.18 Limitaciones en Rebordes de Vigas.

Los cambios abruptos en el área del borde de la viga no están permitidos en las regiones de rótulas plásticas. La configuración será consistente con la conexión precalificada en ANSI/AISC 358, o como determinado de otra manera en conexión de preclasificación.

2.2.19 Requisitos CVN de Sección Pesada.

Los requisitos de especificación para la dureza de las uniones de corte caliente con el grosor de borde con un ascendente a 2 pulgadas (50 mm) y elementos de placa con el espesor de más o igual a 2 pulgadas (50 mm) en aplicaciones de tensión. En las Disposiciones, este requisito excede al tendido para cubrir: 

Las formas en que forman parte de SLRS con el espesor de reborde más que o igual a ½ pulgada (38 mm).



Elementos de placa con el espesor de más que o igual a 2 pulgadas (50 mm) que forman parte de, como los rebordes de material urbanizado de vigas y conexión sujeto al esfuerzo inelástico bajo la carga sísmica. Porque formas más pequeñas

y las placas más delgadas son generalmente sujetos a la reducción cruzada durante el proceso de verificación

que

resultara de la dureza del nudo que podría exceder el antes indicado (Cattan, 1995) los requisitos específicos no están incluidos en el mismo.

Los requisitos de esta sección no pueden ser necesarios para miembros que resisten cargas sólo accidentales. Por ejemplo, un diseñador quizás incluya a un miembro en SLRS para desarrollar una ruta de carga más robusto, pero el miembro experimentará sólo un nivel insignificante de demanda Sísmica. Un ejemplo de tal miembro quizás incluya una viga de transferencia con placas gruesas donde su diseño es dominado por su demanda de carga de gravedad. Sería contradictorio con la intención de esta sección si el diseñador pudo excluir arbitrariamente a un miembro con cargas sísmicas insignificantes de SLRS que de otro modo mejorarían el desempeño sísmico del edificio para evitar los requisitos de la dureza en esta sección.

Los requisitos de la Especificación denotaron que todavía aplicaría en este caso. Para las Formas-W, el área de dureza reducida de corte ha sido documentada en una región limitada de la malla inmediatamente adyacente al reborde como ilustrado en la Figura # 39. Las recomendaciones publicadas por AISC (AISC, 1997a) fueron seguidos por una serie de la industria proyectos patrocinados de investigación (Kaufmann, Metrovich y Pense, 2001; Uang y la Ji, 2001; Kaufmann y el Pescador, 2001; Lee, el Algodón, Dexter, Hajjar, El y Ojard, 2002; Bartlett, Jelinek, Schmidt, Dexter, Graeser y Galambos, 2001). Esta investigación corrobora generalmente conclusiones iniciales de AISC y las recomendaciones.

Las investigaciones tempranas de fracturas de conexión con el sismo de Northridge de 1994, identificaron varias fracturas que al ser corregido fue el resultado de fuerza inadecuada del espesor del material de reborde de columna. Como resultado, siguiendo inmediatamente el sismo de Northridge, varias recomendaciones fueron promulgadas que sugirió limitando el valor de demanda de énfasis de dureza en los rebordes de columna a asegurar que el espesor y las juntas que no iniciaron en los rebordes de columna. Este estado del límite a menudo controló el diseño general de estas conexiones.

Figura # 39 K área. (Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 341-05) . Esto se reflejo en el detallado de la conexión en la fig. # 56

2.2.20 Juntas / Uniones Empernadas.

El potencial total de la carga del diseño y la posibilidad de deformaciones inelásticas de los miembros y / o partes relacionadas requiere que los tornillos o pernos pretensados utilizados en uniones empernadas en las SLRS. Sin embargo, los movimientos sísmicos son tales que el deslizamiento no puede y no debe ser impedido en todos los casos, incluso con conexiones de deslizamiento crítico. En consecuencia, las disposiciones llamadas para

uniones empernadas a ser proporcionadas como pretensados las articulaciones que soportan, pero con superficies de contacto preparadas como para la clase A o mejores conexiones de deslizamiento crítico. Es decir, las uniones empernadas puede ser proporcionadas con las fuerzas disponibles para rodamientos de conexión, siempre que las superficies de contacto estén todavía dispuestas a ofrecer un mínimo coeficiente de deslizamiento, μ = 0,35.

El resultado importe nominal de la resistencia al deslizamiento será minimizar los daños a unos más moderados en casos de eventos sísmicos. Este requisito está destinado a juntas donde la superficie de contacto es principalmente sometida a corte. Cuando la superficie de contacto está sujeto principalmente a tracción o compresión, por ejemplo, en un momento de conexión final atornillada la placa, la exigencia en la preparación de las superficies de contacto puede ser relajada.

Para evitar deformaciones excesivas de las uniones empernadas debido al deslizamiento entre las capas conectadas en caso de terremotos, el uso de los agujeros en uniones o juntas apernadas en el SLRS se limita a los agujeros estándar y hoyos cortos con ranura en la dirección de la ranura perpendicular a la línea de fuerza.

El diseño de las conexiones con llave de gran tamaño agujeros como de deslizamiento crítico proporcionará tolerancia adicional para las conexiones de campo, sin embargo, debe permanecer como antideslizantes para los eventos más sísmicas. Si los tornillos han resbalado en los agujeros de gran tamaño en una situación extrema, las conexiones todavía debe comportarse similares a las conexiones de la rigidez total.

Para tornillos de gran diámetro, la cantidad de deslizamiento también puede ser minimizado mediante la limitación del tamaño del agujero del perno a un máximo de 3/16 pulgada mayor que el diámetro del perno, en lugar del rango permitido por la Especificación. Al utilizar los agujeros de gran tamaño con pernos de deslizamiento crítico, el efecto de capacidad de deslizamiento reducido de tornillos en los agujeros de gran tamaño debe ser considerado. La reducción de los resultados de la pretensión de una carga de deslizamiento inferior estática, sino el comportamiento global de las conexiones con los agujeros de gran tamaño ha demostrado ser similares a los de agujeros estándar.

Debido a la posibilidad de la carga y la posibilidad de deformaciones inelásticas en la conexión de la plancha, los tornillos pueden superar sus resistencias, deslizarse debajo de importantes cargas sísmicas. Estas disposiciones han sido modificadas para prohibir pernos de compartir una fuerza común con soldaduras en todas las situaciones.

2.3 Terminología Básica.

2.3.1 Acero estructural. En las estructuras metálicas, aplicase a todo miembro o elemento que se designa así en los documentos del contrato y/o es necesario para la resistencia y la estabilidad de la estructura.

2.3.2 AISC. "American Institute of Steel Construction" (Instituto Americano de la Construcción de Acero).

2.3.3 Perfiles. Elementos utilizados en la fabricación de estructuras metálicas obtenidos mediante laminado en caliente de lingotes de hierro. Tiene diferentes formas tales como, I, H, U, T, L, entre otros. Los perfiles L son llamados ángulos. (Arnaldo Gutiérrez (1982). Manual de proyectos de estructuras de acero segunda edición).

2.3.4 Alma del Perfil I. Elemento del perfil que se encuentra en sentido vertical, parte esencial para la resistencia a la hora de utilizar perfile de acero como vigas.

2.3.5 Ala de Perfil I.

Se le llama alas a las partes horizontales arriba donde se apoza la carga en caso de utilizar el perfil como columna

2.3.5 Ala de Perfil I. Se le llama alas a las partes horizontales arriba donde se apoza la carga en caso de utilizar el perfil como columna

2.3.6 Capacidad Resistente. Carga máxima que se alcanza cuando se ha formado un número suficiente de zonas cedentes a fin de permitir que la estructura se deforme plásticamente sin incremento de carga adicional. La capacidad resistente se obtiene con el área de acero cuyo detalle aparece indicado en los planos.

2.3.7 Carga Admisible. Carga que induce la tensión máxima admisible o permitida calculada en la sección crítica

2.3.8 Carga de Agotamiento. Carga que conduce al estado límite de agotamiento resistente

2.3.9 Carga Axial.

Fuerza que actúa a lo largo del eje longitudinal de un miembro estructural aplicada al centroide de la sección transversal del mismo produciendo un tensión uniforme. También llamada carga axial.

2.3.10 Carga Máxima. Carga límite plástica o de estabilidad.

2.3.11 Carga de Pandeo. Carga para la cual un miembro comprimido perfectamente recto adopta una posición deformada

2.3.12 Carga de Servicio. Carga que probabilísticamente se espera ocurra durante la vida útil de la edificación debida a su ocupación y uso habitual.

2.3.13 Cedencia. Primera tensión aplicada a un material para la cual ocurre un incremento en las deformaciones sin un aumento de las tensiones. También se llama tensión cedente. Condición caracterizada por la plastificación de por lo menos la región más solicitada del sistema resistente a sismos, tal como la formación de la primera rótula plástica en un componente importante del mismo.

2.3.14 Columna. Miembro estructural utilizado principalmente para soportar la carga axial de compresión acompañada o no de momentos flectores, y que tiene una altura de por lo menos 3 veces su menor dimensión lateral.

2.3.15 Compresión.

Es la resultante de las tensiones o presiones que existe dentro de un sólido deformable o medio continuo, caracterizada porque tiende a una reducción de volumen o un acortamiento en determinada dirección.

2.3.17 COVENIN. Comisión Venezolana de Normas Industriales.

2.3.18 Ductilidad. En general, capacidad de deformación una vez rebasado el límite de proporcionalidad. En Ingeniería Sísmica, capacidad que poseen los componentes de un sistema estructural de hacer incursiones alternantes en el dominio inelástico, sin pérdida apreciable de su capacidad resistente.

2.3.20 Tensión. Puede ser definido como la fuerza interna por unidad de área de una sección de unión. Estas tensiones pueden ser de traccion o compresión dependiendo de sus tendencias a alargar o acortar el material sobre el cual actúa. (Russel C. Hibbeler (2004). Mecánica vectorial para ingenieros (Estática, decima edición)).

2.3.21 Tensión Admisible. Tal como se utiliza en el diseño mediante tensiones admisibles, es la tensión máxima que se permite bajo cargas de servicio o de utilización previstas.

2.3.22 Viga. Miembro estructural en el cual puede considerarse que las tensiones internas en cualquier sección transversal.

2.3.23 Perno.

Es una pieza metálica larga de sección constante cilíndrica, normalmente hecha de acero o hierro.

2.3.24 Tracción. Tensión a que está sometido un cuerpo por la aplicación de dos fuerzas que actúan en sentido opuesto, y tienden a estirarlo.

2.3.25 Nodo (Viga-Columna)

Se le llama nodo al punto de unión entre viga y columna puede ser tanto de acero como de columna

2.4 Sistema de Variable

Para el desarrollo del presente trabajo, se elaboro un sistema de cuadro de variables, que contiene los objetivos específicos, las variables de dichos objetivos, las dimensiones, los indicadores, la forma medición, las técnicas de recolección de datos y los instrumentos de recolecciones de dichos datos. El presenté cuadro de variables se muestra en la siguiente pagina.

OBJETIVOS ESPECÍFICOS Realizar una hoja de cálculo, en Microsoft Excel, para el análisis y diseño de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo (flange plate), de acuerdo a criterios establecidos en las Guías AISC 360-10 y 34110

VARIABLES

DIMENSIONES

INDICADORES

MEDICIÓN

TÉCNICAS DE RECOLECCIÓN DE DATOS

Carga portante por Kg/ml Nivel de diseño ND3°

Norma AISC 36010 Y 34105

A través de una hoja de cálculo en Microsoft Excel

INSTRUMENT RECOLECCIÓ DATOS



Resistencia sísmica y de carga de la conexión tipo empalme en viga de acero según la norma AISC 360-10 Y 341-05

En las plancha en conexión tipo empalme en viga.



En los pernos en conexión tipo empalme en viga.



En los perfiles en conexión tipo empalme en viga.

Representación través de la com

OBJETIVOS ESPECÍFICOS

VARIABLES

DIMENSIONES

 Realizar el estudio detallado de una conexión tipo empalme de vigas de acero como variante de la conexión criterios establecidos en las Guías AISC 360-10 y 341-10



Dimensiones de perfil.

INDICADORES

Ton y





Norma AISC 36010 y 341-05

A través de una hoja de cálculo en Microsoft Excel

INST

REC D

.

Tipos de pernos. Ton y

Conexión sismorresistente tipo empalme en vigas de acero.

MEDICIÓN

TÉCNICAS DE RECOLECCIÓN DE DATOS

Tipos de agujeros y separaciones entre ellas. Tipo de plancha

.

mm.

.

Re tabu la c

CAPITULO III: MARCO METODOLÓGICO

CAPITULO III: MARCO METODOLÓGICO

3.1 Diseño de la Investigación.

La investigación a realizar es de tipo Experimental, en relación a las características del diseño del estudio y de los objetivos a los que se desea llegar. Como fundamento se tiene que esta se desarrolla y abarca un tema determinado y específico. Por lo que este tipo de investigación permite establecer y relacionar los valores que toman las variables en el estudio.

En cuanto a los diseños Experimentales, Fidias Arias comenta, “…proceso que consiste en someter a un objeto o grupo de individuos a determinadas condiciones o estímulos (variable independiente), para observar los efectos que se producen (variable dependiente)” (p. 28). Por otra parte Stracuzzi y Martins comentan, “…el diseño experimental es aquel según el cual el investigador manipula una variable experimental no comprobada, bajo condiciones estrictamente controladas, su objetivo es describir de qué modo y por qué causa se produce o puede producirse un fenómeno” (p. 95).

3.2 Población y Muestra.

En la presente investigación se tomó como Población, a todo el campo de conexiones.

Las siguientes muestras correspondieron al estudio de las Conexiones tipo empalme en vigas de acero, como variante de conexión precalificada Viga- Columna tipo Flange Plate bajo comportamiento sísmico.

3.3 Técnicas e Instrumentos de Recolección de Datos.

En función del tipo de información a conseguir, se obtuvieron reducir las técnicas e instrumentos de recolección de datos empleados en el desarrollo de la investigación.

En el presente trabajo se emplearon datos obtenidos del contacto directo (datos primarios) y aquellos recogidos con anterioridad por otros investigadores (datos secundarios). Se eligió como la observación científica como técnica para la recolección de datos primarios, ya que permitió obtener estos datos, necesarios para la investigación, sin intermediación alguna que incluyera cierto grado de subjetividad. Carlos Sabino define la observación científica como: “…el uso sistemático de nuestros sentidos en la búsqueda de datos que se necesitan para resolver un problema de investigación” (p. 55).

3.4 Técnicas de Procesamiento y Análisis de Datos.

Al finalizar el trabajo de la recolección de datos, se obtuvo una gran cantidad de información, por lo cual, por si sola, no hubiera permitido alcanzar objetivos si previamente no se hubiera aplicado sobre la hoja de Excel. Esta gran cantidad de información se pudo introducir en el análisis cuantitativo que serían todos los datos numéricos, por otra parte el análisis cualitativo que contemplaría la información verbal de un modo general y el análisis de esta información.

Para la elaboración de esta hoja de cálculo en Microsoft Excel los datos de tipo numérico se ordenaron y luego se implantó la información siguiendo los

puntos de la Norma AISC 360-10 y la Guía 341-05, obteniendo de esta manera resultados exactos.

CAPITULO IV: ANÁLISIS Y PRESENTACIÓN DE RESULTADOS

CAPITULO IV: Procedimiento de Cálculo 4.1 Procedimientos para el Cálculo del Empalme en Vigas.

1. Solicitaciones de Diseño

Por ser la continuación de un miembro se diseñara al 100% de la capacidad a flexión y corte de la sección transversal.

(Fuente: AISC 360-10)

Fuerza axial de diseño en alas

(Fuente: AISC 360-10)

(Fuente: AISC 360-10)

Donde Øv=1 y Cv=1

2. Planchas en las alas 2.1 Pernos

2.1.1 Por Corte

Buscar el valor de

en la de diseño por corte de la norma covenin

1618-98, página 94. 2.1.2 Separación entre pernos y distancia a los bordes Según el artículo 22.4 y 22.5 COVENIN 1618-98 (AISC 360-10, J3.3 Y J3.5), usando la tabla “distancias mínimas al borde y separación mínima entre los cortes del agujero” 2.1.3 Chequeo por aplastamiento Cuando la deformación en el agujero del perno sometido a solicitaciones de servicio es una consideración de diseño:



Para los pernos del borde exterior :

Según b3-b AISC 360-10:



Para los pernos interiores:

Se toma el de menor valor.



Resistencia al aplastamiento:

Si (

Entonces

)

(

)

2.2 Dimensiones de las planchas sobre las alas. 2.2.1Espesor por ruptura en el área neta de la plancha: Anchura de la plancha, bp

bf sería la altura del ala Se usara (

)

Tomamos en cuenta que Entonces 2.2.2 Espesor por cedencia en el área total según AISC 360-10.

2.2.3 Espesor por aplastamiento, considerando la deformación de los agujeros de los pernos como variable del diseño: 

Pernos exteriores:

Se toma el de menor valor 

Pernos interiores:

Se toma el de menor valor



Resistencia al aplastamiento:

2.3 Dimensiones de las planchas en las entradas de las alas. 2.3.1 Espesor por rotura en el área neta de la plancha: (

)

Donde el valor de bpi consiste en el cálculo para la posición de las planchas debajo de las alas respetando la sección soldada en taller. Para el cálculo de esta razón

, hay que tener presente que son cuatros planchas por

se dividirá entre cuatro ( 4 ).

, entonces

2.3.2 Espesor por cedencia de área total:

2.3.3 Espesor por aplastamiento: Considerando la deformación de los agujeros de los pernos como variable del diseño: 

Pernos exteriores: (

) Se toma el de menor valor.

( 

)

Pernos exteriores: (

) Se toma el de menor valor.

(

)



Resistencia al aplastamiento: (

)

(

)

2.4 Para Verificar si se produce una falla por corte, se usará el procedimiento según el AISC 360-10, J4.3:

2.4.1 Ala de la viga:

(

) (

)

(

)

2.4.2 Planchas sobre las alas:

(

) (

) Se toma el de menor valor.

(

)

El valor final se divide entre dos (T/2).

3. Planchas en Alma de la Viga. 3.1 Pernos. 3.1.1 Por corte. Buscar el valor de

en la de diseño por corte de la norma covenin 1618-

98, página 94. (

)

3.1.2 Separación entre Pernos y Distancia a los Bordes. La máxima altura para colocar planchas es: (

)

3.1.3 Por Aplastamiento. Considerando la deformación de los agujeros como variables de diseño: 

Pernos del borde exterior: (

) Se toma el de menor valor.

( 

)

Pernos interiores: (

) Se toma el de menor valor.

( 

)

Resistencia al aplastamiento: (

)

(

)

3.2 Verificación de la disposición de los pernos excéntrico sobre el grupo de pernos:

m= cantidad de planos de corte. 3.3 Dimensiones de la plancha del alma. Calculamos el espesor requerido de la plancha del alma para completar el detallado. 3.3.1 Espesor por rotura en el área neta de la plancha. (

)

3.3.2 Espesor por Cedencia en el Área Total:

3.3.3 Espesor por Aplastamiento: Considerando la deformación de los agujeros de los pernos como variable de diseño. 

Pernos exteriores:

(

) Se toma el de menor valor.

( 

)

Pernos interiores:

(

) Se toma el de menor valor.

( 

)

Resistencia al aplastamiento: (

)

(

)

3.4 Verificación por Bloque de Corte: Se usará el artículo J4.3 del AISC 360-10: Esto no aplica para el alma de la viga pero si a la plancha de empalme. (

) [(

)

[(

]

)

(

] )

Se toma el de menor valor. (

)

. 4.2 Ejemplo de Conexión tipo Empalme en Viga (Excel)

Figura # 40 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Fig. 41 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 42 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 43 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 44 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 45 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 46 Hoja de Cálculo

(Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 47 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 48 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 49 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia)

Figura # 50 Hoja de Cálculo (Fuente: Elaboración Propia) 4.3 Detallado de la Conexión Tipo Empalme en Vigas

Se reflejará en imágenes los resultados que arrojó la hoja de cálculo para la conexión tipo empalme en vigas.

Figura # 51 Conexión tipo Empalme en viga

(Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)

Figura # 52 Perfiles de Acero (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia) En la figura # 52 se pueden ver los perfiles de acero IPE 300 que se utilizaron para componer la viga, para el empalme calculado.

Figura # 53 Agujeros Utilizados en el Empalme (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)

En la figura # 53 se utilizaron agujeros estándar ya que no se deseaba permitir deslizamiento de los pernos, así formando un empalme más rígido.

Figura # 54 Planchas Superiores y Planchas Inferiores del Empalme en Viga (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)

Figura # 55 Planchas Superiores y Planchas Inferiores del Empalme en Viga (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)

En la figura # 55 se puede ver las planchas del empalme las cuales van a unir los perfiles IPE 300. Estas planchas van en las partes superiores e inferiores de las alas de las vigas. Las planchas de mayor magnitud tienen un espesor de 10 mm, un ancho de 110 mm un gramil de 80 mm con una separación de pernos exteriores de 15 mm y con una separación de pernos interiores de 30 mm. Las planchas de menor magnitud tienen un espesor de 10 mm, un ancho de 80 mm. Se usará un perno A325 con rosca de tamaño 5/8”, en las alas se usarán 8 pernos en cada perfil para así unir las planchas al perfil.

Figura # 56 Planchas en Alma de las Vigas (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)

En la figura # 56 se puede ver la plancha que va empernada en el alma de la viga. Esta plancha tiene 260 mm de ancho la separación entre los pernos exteriores será de 30 mm y la separación de los pernos interiores será de 70 mm. La holgura entre los perfiles es de 10 mm, esto es la separación de perfil a perfil.

CAPITULO V: CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

CAPITULO V: CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

5.1 CONCLUSIONES

Del presente trabajo de investigación se obtuvieron resultados, con los cuales se llegó a una serie de conclusiones. Las conclusiones resultado del presente trabajo son las siguientes: 

Hemos determinado que desplazar la conexión precalificada situada en el nodo y convertirlo en un empalme en viga, facilita su instalación y a la vez disminuye posibles errores que pueden ser provocadas por la mayor dificultad en la instalación de estas conexiones en nodos.



Es necesario seguir el procedimiento establecido en las guías de diseño y Normas de acero estructural, ya que son el resultado de una serie de ensayos y de aprendizajes en terremotos sucedidos a lo largo del mundo. Con estos procedimientos, se garantiza que las conexiones tienen suficiente ductilidad y resistencia, y que el nivel de empotramiento real es similar al considerado en el análisis de la estructura.



Se deben detallar correctamente todos los tipos de conexiones existentes en un proyecto estructural, de manera tal que la labor de fabricación y posterior ensamblaje será realizada conforme a lo establecido en los planos del proyecto estructural, con lo cual las condiciones de análisis no serán modificadas.



La hoja de cálculo realizada en Microsoft Excel incluye el tipo de conexión tipo empalme en viga según la guía de diseño AISC 341-05 y AISC 360-10, sirviendo por lo tanto como ayuda para verificar el predimensionado establecido en la fase inicial del proyecto estructural.

Estos procedimientos de análisis y diseño son perfectamente programables en una hoja de cálculo o programa por computadora, ya que se basan en la revisión de diversos estados límites, resultados de la aplicación de diversas fórmulas que modifican sus valores de acuerdo a las características de los perfiles a conectar.

5.2 RECOMENDACIONES

Una vez alcanzadas las conclusiones de este trabajo de investigación, se obtuvieron las recomendaciones finales, las cuales se indican a continuación: 

Es importante en Venezuela no solo tomar en cuenta las Normas venezolanas establecidas por la ley sino también ampliar los procedimientos indicados con aquellos establecidos en las guías de diseño del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC, American Institute of Steel Construction), ya que se encuentran mucho más actualizadas que las Normas venezolanas. Es importante destacar que en nuestro país no existen organismos encargados de actualizar las normativas existentes en el sector de la construcción, con la periodicidad que otros países, como por ejemplo, los Estados Unidos de América, por medio, entre otros, del AISC. Por esta razón, debemos emplear los procedimientos normativos establecidos por este instituto y adecuarlos a las condiciones existentes en Venezuela, para poder mantener el curso de las actualizaciones y mejoras estructurales más modernas.



El

comportamiento

de

una

estructura

de

acero

depende

fundamentalmente del tipo de conexiones empleadas y de la ejecución correcta de las mismas, de acuerdo a los lineamientos establecidos en los planos de proyecto. Existen ciertos pasos a partir del cálculo y

análisis estructurales provenientes del uso de un programa de computación cualquiera estructural. Entre esos pasos se encuentra la labor de la fabricación y el replanteo, respetando las tolerancias constructivas, los tipos de materiales, elementos estructurales, etc. Por ello, es imprescindible que exista una ingeniería de inspección que garantice que la estructura será construida con todos las indicaciones de los planos del proyecto, con lo cual el comportamiento sismorresistente de dicha estructura será similar a aquél idealizado en el programa de computadora. 

Se debe tratar en lo posible, tener el menor número de conexiones diferentes en todo proyecto estructural, con lo cual la labor de fabricación y replanteo resultará con un rendimiento mucho mayor que si se incluyen numerosos tipos diferentes de conexiones, que en vez de tener un impacto positivo en la economía de la estructura puede más bien aumentar los costos finales.



Se recomienda continuar realizando trabajos de grados con otros tipos de conexiones establecidas en las diferentes guías de diseño y esto permitirá generar una mayor cantidad y variedad de investigaciones para comparar resultados e información.

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS 

AISC RCSCS Specification for Structural Joints Using High-Strength Bolts December 31, 2009



AISC 341-05 Seismic Design Manual



AISC 360-10 Specification for Structural Steel Buildings



AISC Steel Design Guide 17 Higth Strength Bolts



Norma de Acero COVENIN - Mindur 1618-98

Estructuras de Acero para Edificaciones 

Gutiérrez A., Arnaldo

Manual de Proyectos de Estructuras de Acero SIDOR, Caracas. 1982 

Gutiérrez A., Arnaldo

Catálogos de Productos y Tablas de Diseño SIDETUR, Caracas 2005. 

Ing. Maria Graciela Fratelli Proyectos Estructurales De Acero



GUTIÉRREZ A., Arnaldo Apuntes de Proyectos de Estructuras de Acero, UCAB Semestre Octubre 2004 - Febrero 2005



Mc CORMACK, Jack C.

Diseño de Estructuras de Acero Método LRFD Ediciones Alfaomega, S.A. de C.V., 1990 

AISC 358-10 Prequalified Connections for Special and Intermediate Steel Moment Frames for Seismic Applications



Sriramula Vinnkota, 2006 Estructuras de acero: comportamiento y LRFD Segunda Edición.



Ingeniero Civil, Ph.D. Francisco Javier Crisafulli Diseño sismorresistente de construcciones de acero

Las Condes, Santiago, Chile 

IMCA Manual de Construcciones De Acero



Curso INESA Ingenieros Estructurales Asociados Caracas, Octubre 2010