INTRODUCCION AL COMPORTAMIENTO

Y AL DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE

ACERO

METODO DE LOS ESTADOS LÍMITES

Profesora América Bendito Torija

INTRODUCCION AL COMPORTAMIENTO Y AL DISEÑO DE

ESTRUCTURAS DE ACERO

METODO DE LOS ESTADOS LÍMITES

Profesora América Bendito Torija

Capítulo 1

Capítulo 2

Capítulo 3

Capítulo 4

Capítulo 5

Capítulo 6

Capítulo 7

Capítulo 8

Capítulo 9

Anexos

Trabajo Final

Páginas Web Recomendadas

Bibliografía

Tabla de Contenido

Capítulo 1. Introducción

Ventajas del Acero como Material de Construcción. Desventajas del Acero como Material de Construcción.

Diagramas de Tensión-Deformación del Acero.

Filosofía de Diseño.

Métodos de Diseño.

Allowable Stress Design, ASD.

Load and Resistance Factor Design, LRFD.

Ventajas de Usar la Formulación AISC-LRFD.

Secciones de Perfiles de Acero.

Propiedades para el Diseño.

Definiciones.

Componentes de un Galpón.

Distribución Estructural.

Clasificación de los Galpones.

Norma COVENIN-MINDUR 1618:1998.

Acciones PERMANENTES.

Acciones ACCIDENTALES.

Combinaciones de CARGA para el Estado Límite de Agotamiento Resistente.

Cálculo de las Cargas por Viento W.

Flechas Máximas.

Frases para Pensar y Recordar / + Algunas de las 26 leyes de Murphy.

Capítulo 2. Sistema Estructural

Sistemas Estructurales de Plantas Industriales. Sistemas Estructurales Básicos.

Naves Aporticadas.

Naves a Base de Cerchas.

Ejercicio.

Capítulo 3. Estructuras Articuladas

Definición de una Armadura. Materiales de Construcción.

Usos de Este Tipo de Estructuras.

Ejemplos de Celosías para Puentes.

Hipótesis para el Análisis.

Tipos de Fuerzas.

Barras en Tracción.

Barras en Compresión.

¿Como Puede Fallar una Celosía?.

Estructuras Isostáticas, Hiperestáticas y Mecanismos. Grado de Hiperestaticidad (GH).

Ejemplos.

Análisis de una Armadura Cálculo de las Tensiones.

Método de los Nodos.

Esta es una Estructura Reticulada.

Método de las Secciones.

Ejercicios.

Capítulo 4. Elementos Solicitados a Tracción

Miembros a Tracción.

Resistencia de Elementos Sometidos a Tracción Pura.

Resistencia de Elementos Sometidos a Tensión Axial Pura.

Bloque de Cortante.

Bloque de Cortante en Conexiones de Vigas.

Bloque de Cortante en Conexiones de Cerchas.

Procedimiento de Revisión de Elementos Sometidos a Tracción Axial Pura.

Áreas a Tracción en Conexiones Apernadas.

Áreas a Tracción en Conexiones Soldadas.

Estado Límite de Servicio.

Varillas y Barras.

Diseñar los Tensores de la plataforma Mostrada con las Barras.

Determinar la Carga Axial de Tracción en la Conexión Mostrada

o Ejemplo 1.

o Ejemplo 2.

Diseñar el miembro diagonal mostrado en la figura.

Capítulo 5. Elementos Solicitados a Compresión

Barras en Compresión. Fórmula de Euler.

Factor de Longitud Efectiva: k.

Columnas que Forman Parte de los Pórticos.

Ejemplo.

Modos de Falla de un Elemento Sometido a Compresión.

Procedimiento de Diseño.

Ejemplo.

Capítulo 6. Miembros en Flexión y Flexo-Compresión

Introducción al Comportamiento de las Vigas. Comportamiento de Miembros Dúctiles.

Resistencia de Vigas a Flexión Simple.

Diseño Plástico de Vigas.

Resistencia de Miembros en Flexión.

Valores límites de la relación ancho/espesor en elementos a compresión de perfiles electrosoldados o soldados.

Valores límites de la relación ancho/espesor en elementos a compresión de perfiles laminados.

Determinación del Coeficiente de Flexión: Cb.

Ejemplo.

Valores de Cb para vigas simplemente apoyadas.

Procedimiento de Diseño por Flexión.

Pandeo Local de las Alas.

Pandeo Local del Alma.

Pandeo Lateral Torsional.

Ejemplo de Diseño de una Viga de Sección Compacta.

Miembros Solicitados Simultáneamente a Fuerzas Normales y Flexión.

Fórmulas de Diseño del LRFD.

Análisis de Segundo Orden.

Prediseño.

Consideraciones sobre el Procedimiento de Análisis y Diseño.

Ejemplo 1.

Ejemplo 2.

Capítulo 7. Conexiones Soldadas

Procedimiento para Soldar.

Tipos de Juntas Soldadas.

Clasificación de las Soldaduras.

Soldadura de Ranura.

Soldadura de Filete.

Procedimiento de Diseño de Conexiones Soldadas.

Diseño de Soldadura de Filete para Miembros de Armadura.

Ejemplo 1.

Ejemplo 2.

Símbolos de la Soldadura.

Capítulo 8. Conexiones Apernadas

Pernos Estructurales. Posibles Modo de Falla en Uniones Empernadas.

Resistencia Nominal de Pernos Individuales.

Resistencia al Corte de los Pernos.

Resistencia al Aplastamiento en los Agujeros de los Pernos.

Procedimiento de Diseño de Conexiones Empernadas.

Capacidad de los Pernos.

Capacidad Resistente de Elementos Conectados, tanto en Conexiones Empernadas como Soldadas.

Distancias mínimas al borde, d0, y separación mínima, s, entre los centros de agujeros estándar.

Capacidad resistente a tracción: Rnt (tf).

Pernos sujetos a Corte y Tracción.

Ejemplo 1.

Ejemplo 2.

Ejemplo 3.

Capítulo 9. Diseño Sismorresistente de Estructuras de Acero y Estructuras Mixtas Acero - Concreto

Desastres Naturales. Ondas Sísmicas Internas o de Cuerpo.

Ondas Sísmicas de Superficie.

El Código de Hammurabí (1780 AC).

Filosofía y Validez del Código Sísmico Venezolano.

Aspectos Novedosos de la Norma 1618-98.

Espectros de Diseño.

Selección de la Forma Espectral y el Factor .

Diseño Sismorresistente Según la Norma 1618-98.

Comportamiento de Estructuras Construidas con Miembros Ductiles.

Factor de Sobrerresistencia para Estructuras de Acero y Mixtas Acero-Concreto.

Niveles de Diseño.

Sistemas Estructurales.

Tipos Estructurales en Acero.

Moment Frames in Buildings.

Braced Frames in Buildings.

Combining Braced and Moment Frames.

Eccentric Braced Frames.

Comparación entre Pórticos Resistentes a Momento y Pórticos Arriostrados.

El proyecto de pórticos con arriostramientos, concéntricos o excéntricos exige una atención muy minuciosa en los siguientes aspectos:

Mecanismos de Disipación de Energía..

Pórticos con Arriostramiento Concéntricos (CBF).

Comportamiento Observado Durante los Terremotos.

Pórticos con Arriostramiento Excéntricos (EBF).

Filosofía de Diseño de los Pórticos con Arriostramientos Excéntricos.

Procedimiento de Diseño (EBF).

Requisitos Sismorresistentes COVENIN-MINDUR 1648-98.

Requisitos Sismorresistentes para Vigas.

Requisitos Sismorresistentes para Columnas.

Conexiones, Juntas y Nodos.

Daños a Estructuras de Acero Durante Eventos Sísmicos.

Máxima.

Capítulo 1.

IntroducciónLos metales y las aleaciones empleados en la industria y en la construcción pueden dividirse en dos grupos principales: Materiales FERROSOS y NO FERROSOS. Ferroso viene de la palabra Ferrum que los romanos empleaban para el fierro o hierro. Por lo tanto, los materiales ferrosos son aquellos que contienen hierro como su ingrediente principal; es decir, las numerosas calidades del hierro y el acero.

Los materiales No Ferrosos no contienen hierro. Estos incluyen el aluminio, magnesio, zinc, cobre, plomo y otros elementos metálicos. Las aleaciones el latón y el bronce, son una combinación de algunos de estos metales No Ferrosos y se les denomina Aleaciones No Ferrosas.

Uno de los materiales de fabricación y construcción más versátil, más adaptable y más ampliamente usado es el ACERO. A un precio relativamente bajo, el acero combina la resistencia y la posibilidad de ser trabajado, lo que se presta para fabricaciones mediante muchos métodos. Además, sus propiedades pueden ser manejadas de acuerdo a las necesidades específicas mediante tratamientos con calor, trabajo mecánico, o mediante aleaciones (http://www.infoacero.cl).

Contenido

MÉTODO DE DISEÑO POR LOS ESTADOS LÍMITESo Métodos de Diseño

o Miembros en Tracción

o Miembros en Compresión

o Miembros en Flexión

o Miembros Bajo Solicitaciones Combinadas

o Conexiones Soldadas y Apernadas

INTRODUCCIÓN AL DISEÑO SISMORRESISTENTE EN ACERO

o Norma Covenin-Mindur 1756-98 “Edificaciones Sismorresistentes

o Norma Covenin-Mindur 1618-98 “Estructuras de Acero para Edificaciones: Método de los Estados Límites”

Ventajas del Acero como Material de Construcción

Alta relación resistencia/peso

Importante en puentes de grandes claros, en edificios altos y en estructuras con malas condiciones de cimentación

Uniformidad

Sus propiedades no cambian apreciablemente.

Alta ductilidad

El hecho de que el material sea dúctil no implica que la estructura fabricada con él sea también dúctil.

Ciclos histeréticos más amplios y estables

Importante para un buen desempeño sismorresistente

Facilidad en la construcción y para la modificación de estructuras

Se adaptan bien a posibles ampliaciones

Fácilmente reciclable

Desventajas del Acero como Material de Construcción

Costo de mantenimiento

Susceptibles a la corrosión al estar expuestos al aire y al agua.

Costo de la protección contra el fuego

El acero pierde apreciablemente su capacidad de resistencia con el aumento de la temperatura. Además es un excelente conductor de calor.

Susceptibilidad al pandeo

Su alta relación resistencia/peso puede dar lugar a miembros esbeltos.

Fatiga

Su resistencia se reduce ante un gran número de inversiones del signo de la tensión o a un gran número de cambios de la magnitud de la tensión.

Fractura frágil

Diagramas de Tensión-Deformación del Acero

Diagrama tensión-deformación (sin escala) que ilustra los efectos

del endurecimiento por deformación en el acero

Curvas típicas tensión-deformación para aceros estructurales

(se han modificado para reflejar las propiedades específicas mínimas)

Filosofía de Diseño

Resistencia nominal o de agotamiento

Solicitaciones de servicio previstas

es un factor, normalmente menor que 1, que toma en cuenta la incertidumbre en la determinación de la resistencia nominal, incluye la variabilidad en la calidad de los materiales y en las dimensiones previstas, errores de construcción, idealizaciones de los modelos matemáticos, limitaciones en la teoría de análisis y diseño.

es un factor, normalmente mayor que 1, que toma en cuenta la incertidumbre en la determinación del sistema de cargas nominales Qi. Incluye la variabilidad del sistema de las cargas, modificaciones en el uso de la estructura, variación en los pesos unitarios, etc.

Métodos de Diseño

Método de Diseño por Tensiones Admisibles(Allowable Stress Design,

ASD)

Método de Diseño por Estados Límites

(Load and Resistance Factor Design, LRFD)

Allowable Stress Design, ASD

Bajo este criterio se diseña de manera tal que las tensiones calculadas por efectos de las cargas de servicio no superen los valores máximos en las especificaciones.

Método de diseño que trabaja en función de las Tensiones Admisibles.

Las tensiones admisibles son una fracción de las tensiones cedentes del material.

Basado en el análisis elástico de las estructuras: los miembros deben ser diseñados para comportarse elásticamente.

Fi :son las tensiones elásticas calculadas para cada caso de carga.

Fadmisible = Fy / FS : FS = Factor de seguridad y Fy es la tensión cedente del material.

Load and Resistance Factor Design, LRFD

Bajo este criterio los procedimientos de análisis y diseño son los de la teoría plástica o una combinación de análisis elástico con diseño plástico.

Método de diseño por Estados Límites. Es consistente con el método de diseño para concreto reforzado

ACI-318.

Considera un procedimiento probabilístico.

Provee un nivel más uniforme de confiabilidad.

= factor de carga que afecta a las cargas de servicio.

Ventajas de Usar la Formulación AISC-LRFD

Formato similar al de la Norma COVENIN-MINDUR 1753 Estructuras de Concreto Armado para Edificaciones, Análisis y Diseño, basada en la Norma ACI-318.

Facilita el uso de la norma sismorresistente COVENIN-MINDUR 1756-98, en la cual se establecen Niveles de Diseño en las diferentes zonas sísmicas del país.

Suministra una confiabilidad consistente para el sistema estructural y todos sus miembros y conexiones.

Economía (menor peso).

Congruente con el enfoque energético en Ingeniería Sísmica.

DEMANDAS SOBRE LA ESTRUCTURA DE

CAPACIDADES SUMINISTRADAS A LA

ESTRUCTURA DE Rigidez

Resistencia

Estabilidad

Capacidad de absorción

Disipación de energía

Rigidez

Resistencia

Estabilidad

Capacidad de absorción

Disipación de energía

Secciones de Perfiles de Acero PERFILES LAMINADOS EN CALIENTE:

Son piezas únicas, que se obtienen por la laminación de tochos o palanquillas provenientes del proceso de colada continua.

Las características técnicas de los perfiles laminados facilitan la solución de las conexiones y uniformidad estructural, por no presentar soldaduras o costuras e inclusive un bajo nivel de tensiones residuales localizadas, gracias a la ausencia de soldadura en su proceso de fabricación.

Estos tipos de perfiles pueden ser laminados con alas paralelas (series I, H), que siguen la norma ASTM A6/A6M, con nomenclatura de la serie americana WF (wide flange); o perfiles laminados normales de alas inclinadas, cuyas secciones pueden ser en I (doble te), U (en forma de U o canales) ó L (perfiles en forma de L o angulares), tal como se muestran en las figuras.

PERFILES SOLDADOS

Son aquellos fabricados mediante el corte, la composición y soldadura de chapas planas de acero. Son elementos ensamblados generalmente de forma rectangular, la ventaja que tiene este tipo de perfil es que se adecua perfectamente a los requerimientos de diseño de acuerdo al análisis estructural que se realiza, lo que permite obtener una gran variedad de formas y dimensiones de secciones.

Las relaciones de las dimensiones en perfiles típicos H, I, son las siguientes:

CS, tienen la forma de H y su altura es igual al ancho del ala, h=b. CVS, tienen forma de H y la proporción entre la altura y el ancho

es de 1.5:1.

VS, son de sección tipo I y la proporción entre la altura y el ancho del ala es de 2:1 y 3:1.

PERFILES ELECTROSOLDADOS

Los perfiles electrosoldados se fabrican a partir de bandas de acero estructural laminadas en caliente mediante el proceso continuo y automático de alta productividad.

La versatilidad de la línea de electrosoldadura permite obtener perfiles de diferentes secciones y longitudes.

Propiedades para el Diseño

En el diseño se utilizarán las propiedades del acero dadas en la tabla. Los valores de la tensión de cedencia Fy y la resistencia de agotamiento en tracción FU a emplear en el diseño de acero serán los mínimos valores especificados en las correspondientes normas y especificaciones de los materiales y productoss considerados.

TABLA PROPIEDADES PARA EL DISEÑO

DefinicionesUn galpón es una construcción techada adaptable a un gran número de usos, cuya separación entre columnas permite grandes espacios libres de obstrucciones, con mayor libertad para la distribución de la tabiquería interna y un mayor aprovechamiento de las áreas útiles. Por lo general son estructuras de un solo nivel, con pavimentos y fachadas, cerradas o no. Eventualmente pueden albergar mezzaninas destinadas a usos administrativos o de depósito. Las características de estas estructuras conducen a importantes economías en la solución del sistema de fundaciones.

Esta palabra de origen americano significa ‘barraca de construcción simple’ y es poco conocida en la Península Ibérica, aunque hacia comienzos del siglo XVII se usaba en Castilla galpol, que le dio origen y que significaba ‘gran salón de un palacio’.

Componentes de un Galpón

Distribución Estructural

Clasificación de los Galpones

Número de tramos

Techo Estructura

Inclinación

Forma Pórticos Forma

Simple

Simple con anexo

Múltiples

A dos aguas

A una agua

Plana

Arco

Circular

Diente de sierra

Perfiles laminados soldados,

compuestos

Sección constante

Sección variable

Atirantado

Celosía Warren

Celosía Pratt

Triángular

Trapecial

Arco

Circular

Norma COVENIN-MINDUR 1618:1998

CAPÍTULO 10: ACCIONES E HIPÓTESIS DE SOLICITACIONES

Las estructuras de acero y las estructuras mixtas de acero-concreto estructural, sus miembros, juntas y conexiones, y el sistema de fundación deben diseñarse para que tengan la resistencia, la rigidez, la estabilidad y la tenacidad exigidas para los Estados Límites establecidos en el Capítulo 8. Las hipótesis y requisitos del proyecto y la construcción sismorresistente de esta Norma se fundamentan en las solicitaciones que resultan de los movimientos sísmicos especificados en la Norma 1756-98.

Se considerarán las siguientes acciones:

Acciones Permanentes. Definidas en el Capítulo 4 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002 Criterios y Acciones Mínimas para el Proyecto de Edificaciones.Acciones Variables. Definidas en el Capítulo 5 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002 Criterios y Acciones Mínimas para el Proyecto de Edificaciones.Acciones Variables en Techos y Cubiertas. Definidas en la Sección 5.2.4 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002. Criterios y Acciones Mínimas para el Proyecto de Edificaciones.Acciones accidentales debidas al viento, según la Norma COVENIN-MINDUR 2003, Acciones del Viento sobre Edificaciones.

Acciones accidentales debidas al sismo, según la Norma COVENIN-MINDUR 1756-98, Edificaciones Sismorresistentes.

Cuando sean importantes, también se considerarán las siguientes acciones

Acciones debidas a empujes de tierra, materiales granulares y agua presente en el suelo, según se definen en el Capítulo 7 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002. Acciones debidas a fluidos de los cuales se conoce su peso unitario, p resión y máxima variación en altura, según se define en el Capítulo 7 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002.

Acciones geológicas o térmicas, asentamientos diferenciales o combinaciones de estas acciones, según se define en el Capítulo 6 de la Norma COVENIN-MINDUR 2002.

Acciones PERMANENTES

(Debidas al peso propio de la estructura y de todos los materiales que estén permanentemente unidos o soportados por ella, así como de otras cargas o deformaciones de carácter invariable con el tiempo).

Peso propio de los elementos estructurales y no estructurales.

Peso de equipos fijos.

Empuje estático de tierra y líquidos de carácter permanente.

Desplazamientos y deformaciones impuestos a la estructura.

Acciones ACCIDENTALES Viento. Eventos sísmicos.

Explosiones.

Incendios

Combinaciones de CARGA para el Estado Límite de Agotamiento Resistente

La resistencia requerida de la estructura, así como la de sus miembros y conexiones, se determinará a partir de la combinación crítica apropiada de las cargas mayoradas. El efecto más crítico puede ocurrir cuando una o más de las cargas no esté actuando. Se investigarán las siguientes hipótesis de solicitaciones o combinaciones de cargas con sus respectivos factores de mayoración:

CAPITULO 10: COVENIN 1618-98 “Estructuras de Acero para Edificaciones

Método de los Estados Límites

1.4 CP 1.2 CP + 1.6 CV + 0.5 CVt

1.2 CP + 1.6 CVt + (0.5 CV ó 0.8 W)

1.2 CP + 0.5 CV + 0.5 CVT + 1.3 W

0.9 CP ± 1.3 W

1.2 CP + 0.5 CV ± S

0.9 CP ± S

El factor de mayoración para CV en las combinaciones 3, 4 y 6 será igual a 1.0 para estacionamientos, áreas empleadas como sitios de reuniones públicas y en todas las áreas donde la carga variable sea mayor de 500 kgf/m2 o en todos los casos en que el porcentaje de las acciones variables sea mayor del 25%.

Cuando los efectos estructurales de otras acciones sean importantes, sus solicitaciones se incorporarán mediante la siguiente combinación:

Cuando sea exigido por esta Normas, las solicitaciones mayoradas se calcularán con las siguientes combinaciones:

SH es la componente horizontal de la acción sísmica Ωo es el factor de sobrerresistencia estructural, dado en la Tablay 10.1.

Combinaciones de CARGA para el Estado Límite de Servicio

Se formularán las hipótesis de solicitaciones adecuadas para seleccionar el efecto más desfavorable bajo las condiciones previstas de utilización. En el diseño o en la verificación de este estado límite se considerarán independientemente las solicitaciones más desfavorables de las acciones debidas al viento o al sismo.

Cálculo de las Cargas por Viento W

W = c * qW 60 kgf/m2

Condiciones de la ubicación de la construcción

Altura de la construcción (m)

10 15 20 25

Normales en terreno llano 50 55 60 65

En terreno elevado no abrigado 100 110 120 125

Expuestos a orillas del mar 130 145 155 165

En donde:

Flechas Máximas

Se puede controlar el problema de flechas excesivas, limitando la razón luz a altura de viga, L/d.

Frases para Pensar y Recordar

Recopilación Prof. Joaquín Marín y Arnaldo Gutiérrez

El propósito de calcular es el ENTENDER y DECIDIR, no los números.

Lo primero que debemos hacer ante un problema de cálculo es examinar cuestionadoramente QUE VAMOS A HACER LUEGO CON LOS RESULTADOS?

Nuestros resultados jamás serán mejores que nuestras hipótesis.

Si sabemos que nos vamos a equivocar, Equivoquémonos por el camino más corto!!!

ENSAYA Y REVISA MUCHAS VECES, como los músicos y los deportistas; a la primera no sale.

Seamos APROXIMADOS y CORRECTOS, NO PRECISOS Y EQUIVOCADOS.

Nadie puede ir más allá de su vocabulario.

+ Algunas de las 26 leyes de Murphy:

1. “Si una persona tiene una forma de cometer un error, lo hará”2. “Los problemas complejos, tienen soluciones erróneas”

3. "Si algo puede salir mal, saldrá mal"

4. “Si los hechos no se ajustan a la teoría, tendrá que deshacerse de los hechos”.

5. “Cuando todo falle, lea las instrucciones”

6. “Nunca intentar repetir un experimento que haya salido bien”

7. “Ningún experimento es un fracaso absoluto. Siempre puede servir como mal ejemplo”

8. "No aplique ningún modelo hasta que no entienda los supuestos simplificados sobre los que se fundamenta y compruebe que es aplicable"

9. "No crea que el modelo es la realidad"

10. "No distorsione la realidad para que se ajuste al modelo"

11. "No defienda un modelo desprestigiado"

12. "No se limite a un solo modelo. Emplear más de uno puede ser útil para entender los distintos aspectos de un mismo fenómeno""No piense que lo ha construido con sólo ponerle un nombre al modelo"

13. "Si su proyecto no funciona, investigue la parte que pensó que no tenía importancia.

14. "La suposición es la madre de todas las pifias"

15. "Es sorprendente el tiempo que se necesita para terminar algo en lo que no se está trabajando"

y, en relación a las 26 leyes, la conclusión final a la que llegó Murphy en su teoría y comprobación: “Todas las leyes son simulacros de la realidad”.

Capítulo 2.

Sistema Estructural

El edificio industrial está principalmente destinado a alojar procesos de producción y al almacenamiento de equipos e insumos. En este contexto, el edificio industrial brinda protección a los empleados contra las inclemencias del tiempo y resguarda la maquinaria y materiales contra la intemperie, del robo y de otras causas de pérdidas o deterioro. En el diseño de edificios industriales se debe considerar los siguientes aspectos: estética del edificio, distribución de plantas libres y pasillos, límites de altura, maquinarias, equipos y métodos de almacenamientos, futuras remodelaciones y cambios de uso, cargas, materiales y terminaciones, y relaciones entre las áreas de trabajo, flujos de producción y consideraciones acústicas.

Por su economía, la forma más utilizada en edificios industriales es el pórtico con cubierta inclinada típicamente con luces o vanos de 20 – 30 metros y 6 metros entre pórticos. Puesto que las columnas internas suelen ocupar espacios apreciables en su entorno, su separación puede incrementarse utilizando armaduras o vigas reticuladas para soportar las cargas de techo. Las armaduras o vigas reticuladas son más livianas que las armaduras de los pórticos, por lo que, basándose sólo en requisitos estructurales, los sistemas de armaduras o vigas reticuladas resultan económicamente efectivos para luces o vanos superiores a 20 metros. Además, miembros armados o reticulados pueden utilizarse para estructuras que soportan puentes de grúa pesados.

Sistemas Estructurales de Plantas Industriales

Sistemas Estructurales Básicos

TIPOLOGÍAS BÁSICAS

UNA SOLA

ALTURA

VARIAS ALTURAS

NAVE ÚNICA

NAVES MÚLTIPLES

SISTEMA PLANO

SISTEMA ESPACIAL

A DOS AGUAS

EN DIENTE DE SIERRA

EMPOTRADA EN LA BASE

ARTICULADA EN LA BASE

Naves Aporticadas

ESQUEMA ESTRUCTURAL

ESQUEMA DE TRANSMISIÓN DE CARGAS

ACCIONES GRAVITATORIAS

ESQUEMA DE TRANSMISIÓN DE CARGAS VIENTO LATERAL

ESQUEMA ESTRUCTURAL

CELOSÍAS

PILARES

PÓRTICOS DE FACHADA

SISTEMA CONTRAVIENTO

CRUZ DE SAN ANDRÉS

ESQUEMA DE TRANSMISIÓN DE CARGAS ACCIONES GRAVITATORIAS

ESQUEMA DE TRANSMISIÓN DE CARGAS VIENTO LATERAL

Ejercicio

Dibujar los diagramas de fuerza cortante y momento flector de la estructura aporticada la cual está unida a su fundación mediante un empotramiento en A y un rodillo en E. Determinar los valores máximos de corte y momento para la estructura.

Para el pórtico mostrado, calcular las expresiones y los diagramas de fuerza cortante y momento flector en la barra DC. Los nodos B y C son articulaciones de pasador liso, A es un empotramiento y D una articulación.

Capítulo 3.

Estructuras Articuladas

Galpón es una palabra de origen americano significa ‘barraca de construcción simple’ y es poco conocida en la Península Ibérica. Sin embargo, hacia comienzos del sigloXVII, se usaba en Castilla galpol, que le dio origen, y que significaba ‘gran salón de un palacio’. Galpol había sido llevada a España desde México, como corrupción de la voz náhuatl kalpulli, que significaba ‘casa grande’ o ‘sala grande’. Era con ese sentido que Fernández de Oviedo usaba galpón en 1535, como referencia al palacio de Moctezuma. La palabra se extendió rápidamente, tanto que en 1602 el peruano Garcilaso la empleaba en Perú con la denotación de ‘casa grande donde habitan varias familias’, pero su sentido se fue alterando con el tiempo y hoy denota construcciones más modestas que un palacio imperial (Sosa, R., 2005).

Un galpón industrial es una construcción techada adaptable a un gran número de usos, cuya separación entre columnas permite grandes espacios libres de obstrucciones, con mayor libertad para la distribución de la tabiquería interna y un mayor aprovechamiento de las áreas útiles. Por lo general, suelen ser estructuras de un solo nivel, con pavimentos y fachadas, que pueden ser cerradas o no. Eventualmente, pueden albergar mezzaninas destinadas a usos administrativos o de depósito. Las características de estas estructuras conducen a importantes economías en la solución del sistema de fundaciones (Arnal, E., et al, 2007).

Entre los usos más comunes que se les suelen dar, se pueden mencionar los siguientes:

Comerciales: Tiendas y centros comerciales, depósitos, estacionamientos, oficinas, hangares, mercados, comedores.

Industriales: Fábricas, talleres, casetas.

Educativos: Centros comunitarios, centros deportivos y recreacionales, religiosos, centros de salud, auditorios.

Agrícolas: Avícolas, porcinas, etc.

Índice Definición de una estructura articulada plana Hipótesis para el análisis

Estructuras Isostáticas, Hiperestáticas y Mecanismos

Análisis de una armadura. Cálculo de las tensiones

o Método de los nodos

o Método de las secciones

Definición de una ArmaduraLas armaduras son estructuras formadas por elementos rectos, conectados mediante pasadores en sus extremos en forma de triángulo o por un sistema de triángulos. La característica principal de este sistema es que cada elemento recto está sometido a compresión o tracción.

Materiales de Construcción

Madera

Acero

Aluminio

Plástico

Madera, acero y aluminio son los principales materiales con los cuales se construyen las armaduras, debido a la alta resistencia de estos materiales a la tracción y compresión. Los materiales tales como el concreto no son usados como miembros de estas estructuras por su bajo nivel de resistencia en tracción.

Usos de Este Tipo de Estructuras

PUENTES

Otaki-mura, Saitama Prefecture Edogawa-ku, Tokyo

TECHADOS

Las armaduras también son usadas para generar diversas formas geométricas

Sistemas de techado para viviendas y galpones industriales

Ejemplos de Celosías para Puentes

Celosía tipo Warren

Celosía tipo Howe

Celosía tipo Pratt

Una importante característica de una armadura es su estabilidad. La figura rígida elemental, formada por barras unidas mediante articulaciones no permite ningún tipo de movimientos. Esta configuración es estable.

Una configuración cuadrada o pentagonal son inestables.

El triángulo es la unidad básica de una estructura reticular

Hipótesis para el Análisis

Las barras (miembros) de la estructura están unidas mediante pasadores lisos colocados en sus extremos.

Las cargas y reacciones actúan únicamente en los nodos.

Las barras tienen un peso despreciable.

Régimen elástico lineal. Proporcionalidad entre cargas y desplazamientos.

Pequeños desplazamientos. Principio de superposición.

Tipos de Fuerzas

Peso de la Estructura.

Fuerzas Internas en los miembros.

Reacciones en los apoyos

de la armadura.

Bajo las hipótesis indicadas, cada miembro de una estructura en equilibrio se encuentra sometida a la acción de dos fuerzas que deben ser iguales en magnitud, pero de sentido contrario y colineales con el eje de la barra.

Cuando se calculan las dimensiones de las secciones transversales de una barra capaces de resistir las fuerzas actuantes en ellas es indispensable conocer si las mismas son de Tracción o Compresión.

Barras en Tracción

En la mecánica racional las estructuras se analizan suponiendo que los miembros son rígidos, esto es, que no sufren deformación por acción de las cargas aplicadas. En miembros reales tenemos deformaciones: la longitud y otras dimensiones cambian por la acción de las cargas.

Barras en Compresión

La compresión ocurre cuando dos fuerzas actúan en la misma dirección y sentido contrario haciendo que el elemento se acorte y se deforme. Cada pieza falla bajo diferentes magnitudes de carga. La cantidad de carga bajo la cual falla un elemento en compresión depende del tipo de material, la forma del elemento y la longitud de la pieza.

BARRA EN COMPRESION

El problema es que si se presiona dos extremos de una barra delgada la misma no permanece recta, se acorta y se flexiona fuera de su eje (PANDEO).

La deformación de un miembro en

compresión se calcula

por la expresión:

PANDEO DE UN ELEMENTO

¿Como Puede Fallar una Celosía?

Hay tres formas bajo las cuales puede fallar una cercha:

PANDEO DE UN MIEMBRO EN COMPRESIÓN (Un miembro se flexionará por pandeo en la dirección del eje respecto al cual su momento de inercia sea menor).

FALLA DE UN MIEMBRO POR TRACCIÓN (Esta falla se presenta generalmente en la sección media del miembro).

FALLA DE LAS UNIONES DE LA ESTRUCTURA

Estructuras Isostáticas, Hiperestáticas y Mecanismos.

Grado de Hiperestaticidad (GH)

La estructura propiamente dicha puede ser:

Internamente mecanismo. Internamente isostática.

Internamente hiperestática.

GHI = 2 · nº nudos - nº barras - 3

GHI > 0 ... Mecanismo interno.

GHI = 0 ... Isostática interna.

GHI = 0 ... Hiperestática interna.

Siempre que los apoyos estén bien dispuestos

La fuerza F da un Momento no nulo

Respecto a A

Hay un caso particular en el que las tres reacciones no se cortan en un punto que tampoco asegura la estabilidad de la estructura: es cuando las reacciones son paralelas. Cualquier pequeña fuerza horizontal la desplazaría.

EjemplosInternamente

hiperestática

de grado dos

GHI = 2 · nº nudos - nº barras - 3 = 2 · 12 - 23 - 3 = -2

Internamente isostática y simple

Internamente isostática. Se cataloga tambiéncomo compuesta. Aunque en vez de una barra de uniónhay una celosíasimple

Mecanismo interno

de grado 2

De las siguientes estructuras articuladas planas indicar si son isostáticas, hiperestáticas o mecanismos en conjunto (contando con los apoyos).

Hiperestática interna de grado 2 e hiperestática

externa de grado 1.

Hiperestática en conjunto de grado 3.

Se tienen 3 reacciones que se cortan, por lo que la estructura no es estable

Isostática interna (celosía simple)

e isostática externa

Isostática en conjunto

Internamente isostática y 5 apoyosbien dispuestos. Hiperestática de grado 2.

Análisis de una Armadura Cálculo de las Tensiones

Método de los NODOS Método de las SECCIONES

Método de los Nodos

Determinemos las reacciones en los soportes A y B y las fuerzas (tracción/compresión) en los miembros BE, BC y EF.

Dibujamos un diagrama de cuerpo libre de toda la estructura donde se muestren todas las cargas externas y las reacciones.

Se descomponen todas las fuerzas en sus componentes X e Y. Aplicamos las condiciones de equilibrio: SFx=0; Fy=0; M=0

SFx=0=Ax+800 lb. (suma de fuerzas en X)

SFy=0=y+Dy-500 lb. (suma de fuerzas en Y)

MA=0=Dy (12 ft)-500 lb (8ft) -800 lb (3ft). (momento respecto de A)

Resolviendo tenemos : Ax = 800 lb ; Ay = -33 lb ; Dy = 533 lb

Una vez determinadas los valores de las reacciones en los apoyos procedemos a determinar los valores de las fuerzas en los miembros (fuerzas internas).

Junta Analizada

ANALISIS JUNTA A

JUNTA A: Se suponen los sentidos de las

fuerzas desconocidas que actúan en las barras que llegan al nodo A y se dibujan todas las fuerzas externas que actúan sobre el mismo.

JUNTA A: Se descomponen las fuerzas axiales sobre cada barra en sus componentes X e Y. Aplicamos las ecuaciones de equilibrio de la estática:

Fx=0: AE - ABcos37º - 800 = 0.

Fy=0: -ABsin37º - 33 = 0.

Resolviendo : AB = - 55 lb (Tracción)

AE = + 756 lb (Tracción)

El signo negativo de la fuerza ABindica que el sentido supuesto de la fuerza

es incorrecto: la fuerza es enTensión no en Compresión.

ANALISIS JUNTA B (que son las que trabajan)

Fx=0: -44 + BC = 0

Fx=0: -33 + BE = 0

Resolviendo : BC = + 44 lb (Tracción)

BE = + 33 lb (Compresión)

COMPLETADO EL ANALISIS DE LA ESTRUCTURA LA DISPOSICION DE FUERZAS AXIALES SOBRE CADA MIEMBRO ES:

Esta es una Estructura Reticulada

A ver que pasa cuando le aplicamos una fuerza en los nodos extremos

A partir de la configuración deformada, se puede inferir cual es el estado de tensión de las barras

Fuerza entrando del nodo » barra en compresiónFuerza saliendo del nodo » barra en tracción

Si se aplica la fuerza en el nodo extremo superior se modifica la condición de tensión en las barras, también se

puede inferir el estado de tensión

Fuerza entrando del nodo » barra en compresiónFuerza saliendo del nodo » barra en tracción

Recuerda el principio de acción y reacción. La fuerza de REACCION sobre el miembro genera otra fuerza (ACCION) de igual magnitud y sentido contrario. En este caso la reacción es la que estamos dibujando sobre el miembro y la acción interna es justamente lo contrario.

Notar que si lo dibujamos asi pareciera que el miembro esta en tracción. PERO NO!!.

Estas fuerzas son la reacción. La ACCION INTERNA que se opone a esta es otra fuerza que es de COMPRESION .

Por conveniencia y para no confundir se dice: Cuando la fuerza comprime al nodo el miembro esta en compresión. Cuando la fuerza sale del nodo el miembro esta en tracción. Así se evita la mala interpretación y se hace compatible el análisis.

Método de las Secciones

Determinemos las reacciones en los soportes A y B y las fuerzas (tracción/compresión) en los miembros BE ; EF y EC.

Resolviendo:

Fx =0: -800 + EF - EC(Cos37º) + BC = 0 BC = + 44 lb (Tracción)Fy =0: -33 - EC(Sin37º) = 0 EC = - 55 lb (Tracción)Me =0: 33 (4 ) - BC (3 ) = 0 EF = + 712 lb (Tracción)

COMO SE DISEÑAN LOS MIEMBROS DE UNA ARMADURA

El diseño se orienta a determinar el AREA necesaria de sección de un miembro para resistir la FUERZA actuante sobre él, sin que exceda la TENSIÓN ADMISIBLE del material.

Ejercicios

Hallar por el método de los nodos las tensiones en las barras

Hallar las reacciones y la tensión en la barra 1 de la estructura

Capítulo 4.

Elementos Solicitados a Tracción Los miembros en tracción

son miembros estructurales que están solicitados a fuerza de tensión axial.

a. Miembros en sistemas reticulados tipo cercha.

b. Sistemas de arriostramiento en estructuras para resistir las fuerzas laterales impuestas por explosiones, viento o sismo.

c. Tensores, barras o cables en puentes de suspensión.

Miembros a Tracción

Los miembros en tracción son elementos estructurales que están sometidos a fuerza de tensión axial

Perfiles laminados

Miembros en sistemas reticulados tipo cercha.

Perfiles compuestos

Sistemas de arriostramiento en estructuras para resistir las fuerzas laterales impuestas por explosiones,

Perfiles soldados

viento o sismo.Varillas, Barras

Tensores, barras o cables en puentes de suspensión.

TorónCables

Diagrama Tensión-Deformación

Resistencia de Elementos Sometidos a Tracción Pura

Un miembro en tracción puede fallar por:

Deformación excesiva (cedencia bajo cargas gravitatorias). Fractura.

La falla por deformación excesiva puede ser prevenida (para cargas gravitatorias) limitando el nivel de esfuerzo sobre el área gruesa de la sección a un valor menor que el esfuerzo de cedencia del material. Para la cedencia sobre la sección gruesa, la resistencia nominal es:

Nn = Fy Ag

La fractura se puede ser prevenir limitando el nivel de esfuerzo sobre la sección neta a un valor menor que la resistencia de agotamiento a tracción. Para la fractura sobre la sección neta, la resistencia nominal es:

Nn = Fu An

Resistencia de Elementos Sometidos a Tensión Axial Pura

Para verificar la resistencia última de elementos sometidos a tensión axial pura se consideran los siguientes estados límites y la resistencia de diseño:

; será el menor valor que se obtenga de considerar los modos de falla:

Fluencia de la sección bruta (total)Fractura de la sección neta efectivaFalla del bloque de cortante

Cedencia en la Sección Total:

Donde: A = Área total de la sección transversal del miembro.

Fractura en la Sección Neta Efectiva:

Fractura por Bloque de Corte:

Se toma el mayor valor entre los dos casos siguientes:

Bloque de Cortante

La resistencia de diseño de un miembro a tensión no siempre está especificada por ft Fy Ag o por ft Fy Ae o bien por la resistencia de los tornillos o soldadura con que se conecta el miembro; ésta puede determinarse por la resistencia de su bloque de cortante.

La falla en un miembro puede ocurrir a lo largo de una trayectoria que implique tensión en un plano y cortante en otro plano perpendicular. Es poco probable que la fractura ocurra en ambos planos simultáneamente.

El miembro tiene un área grande de cortante y una pequeña área en tracción. Las especificaciones LRFD consideran que es lógico suponer que cuando ocurre una fractura en esta zona con alta capacidad de corte, la pequeña área a tensión ya ha fluido.

Bloque de Cortante en Conexiones de Vigas

Para conexiones soldadas, la ruptura por bloque de corte se trata en forma similar a de las conexiones apernadas. La única diferencia es la ausencia de orificios para los pernos, con lo cual: Anc=Ac y Ant=At.

Bloque de Cortante en Conexiones de Cerchas

Procedimiento de Revisión de Elementos Sometidos a Tracción

Axial Pura

El procedimiento de revisión de los perfiles laminados sometidos a tensión axial pura, esta definido en el Capítulo 14, Miembros a Tracción de la Norma COVENIN 1618:1998 “Estructuras de acero para edificaciones. Método de los Estados Límites”, y puede resumirse de la siguiente manera:

1. Definir el esfuerzo de fluencia del acero, Fy.

2. Determinar el valor de NU con base en el análisis estructural.

3. Evaluar el valor de Ag, el área bruta (total) de la sección.

4. Determinar la resistencia a la tensión debida al estado límite de fluencia del área total (bruta).

5. Determinar los diámetros de los pernos que atraviesan el elemento estructural (dperno).

6. Determinar los diámetros de los huecos donde se colocan los pernos (dhueco).

7. Determinar el área neta de la sección transversal de la siguiente manera:

a. Si se tienen pernos en una sola línea el área neta se debe calcular como se indica a continuación:

Para el elemento número 1, An1 = Ag1 – t1 (2dhueco).

y para el elemento número 2, An2 = Ag2 – t2 (2dhueco).

b. Si se tienen pernos no alternados en varias líneas se debe encontrar la sección neta crítica para cada elemento de la conexión. Por ejemplo, para el elemento 1 la sección neta crítica es (a-a) mientras que para el elemento 2 es (c-c).

Posteriormente se procede a evaluar el área neta para la sección neta crítica como en el inciso (a).

Perpendicular al eje del miembro

En zig - zag En diagonal

c. Si se tienen pernos con huecos alternados la fractura puede no ser perpendicular a la fuerza de tensión, sino que su trayectoria puede ser diagonal. En este caso, se utiliza la siguiente fórmula empírica para calcular el área neta a lo largo de diversas trayectorias.

donde g es el gramil y S el paso

La ruta que produzca la menor An es la ruta crítica. Igualmente en el cálculo de las áreas netas por corte y tracción hay que explorar cual es la ruta crítica para efectos del bloque de corte.

8. Determinar la resistencia a tensión debido al estado límite de fractura de área neta:

Áreas a Tracción en Conexiones Apernadas

Área Neta Efectiva:

El área neta efectiva de un miembro estructural conectado, se obtiene de multiplicar el área neta calculada, por un coeficiente de reducción Ct 1. Este coeficiente toma en cuenta el efecto de “corte diferido” pues la sección cercana a los conectores permanece plana. Ct refleja la eficiencia en la distribución de las tensiones en la conexión.

La longitud L es la distancia paralela a la línea de acción de la fuerza, entre el primer y el último de los pernos en una línea de la conexión efectuada. La longitud efectiva de la conexión se reduce en la distancia x medida a partir del ángulo de transferencia:

donde: L es la longitud de la conexión y X es la distancia del baricentro del perfil al plano de transferencia de la carga.

Efectos del “corte diferido” (Shear Lag)

Áreas a Tracción en Conexiones Soldadas

Área Neta Efectiva:

Cuando la fuerza de tracción es transmitida solamente por

cordones de soldadura transversales

Ct=1.0

Aneta efectiva = Ae = CtAn

Cuando la fuerza de tracción es transmitida a una placa plana mediante cordones de soldadura longitudinales a lo largo de ambos bordes próximos al extremo de la placa, debe ser L W:

L = Longitud de cada cordón de soldaduraW = ancho de la chapa (distancia entre los cordones de soldadura)

Ejemplos de planos críticos en la sección neta efectiva y por bloque de corte

En ocasiones se presentan casos en los que no resulta claro que secciones deben considerarse para el cálculo del bloque de cortante. En tales situaciones el proyectista debe usar su buen juicio.

Estado Límite de Servicio La esbeltez máxima de miembros en tracción que no sean barras, es L / r = 300. Esta esbeltez corresponde a consideraciones de evitar excesivas vibraciones o movimientos durante la fabricación, el montaje y el uso de la estructura. No responde a consideraciones de la integridad estructural. Los miembros en tracción que trabajen como arriostramientos sísmicos deben satisfacer requisitos de resistencia a compresión: esbeltez más estricta.

La relación de esbeltez máxima “recomendada” de 300 no es aplicable a varillas. El valor

máximo de L/r en este caso queda a juicio del proyectista.

Varillas y Barras:

El esfuerzo de diseño nominal a tracción para varillas roscadas es igual a f 0.75 Fu; este esfuerzo se aplica al área total A de la varilla calculada con base al diámetro exterior de la rosca. El área requerida para una carga particular a tracción pueden entonces calcularse con la siguiente expresión:

VERIFICACIÓN POR FATIGA

APÉNDICE D, Norma 1618-98

Función de las condiciones de carga, tipo y localización del detalle de conexión.

Diseñar los tensores de la plataforma mostrada con las barras

Equipos mecánicos = 90 tf.Personal de Operación = 100 kgf/m2.Peso de la Plataforma = 75 kgf/m2.

Cargas sobre los tensores:

Cargas permanentes:Plataforma6 x 6 x 75 / 4 = 675 kgfEquipos90000 / 4 = 22500 kgf

Total CP = 23175 kgf

Cargas variables:Personal6 x 6 x 100 / 4 = 900 kgf

Total CV = 900 kgf

Ejemplo 1. Determinar la carga axial de tracción en la conexión mostrada

Bloque de Corte

Bloque de Corte

Ejemplo 2. Determinar la carga axial de tracción en la conexión mostrada

Diseñar el miembro diagonal mostrado en la figura

Se puede:

Aumentar el espesor, por ejemplo a 8 mm. Modificar el detalle de la conexión (bloque de corte y distancias

entre pernos y de éstos a los bordes del perfil).

Los dos cambios anteriores, simultáneamente.

Usar una sección doble L. En este caso de debe garantizar el comportamiento de la sección armada y evitar la falla prematura de un angular, colocando tacos o presillas.

Solución soldada.

Exploraremos la solución soldada usando E70XX (4920 kgf/cm2)

Capítulo 5.

Elementos Solicitados a Compresión

La compresión ocurre cuando dos fuerzas actúan en la misma dirección y sentido contrario haciendo que el elemento se acorte y se deforme. Cada

pieza falla bajo diferente magnitud de carga. La cantidad de carga bajo la cual falla un elemento en compresión depende del tipo de material, la forma del elemento y la longitud de la pieza.

El problema es que si se presionan dos extremos de una barra delgada la misma no permanece recta, se acorta y se flexiona fuera de su eje (PANDEO).

Los miembros en compresión, tales como las columnas, están sujetas principalmente a carga axiales. Entonces, las tensiones

principales en un miembro comprimido son las tensiones normales.

La falla de un miembro en compresión, tiene que ver con la resistencia, la rigidez del material y la geometría (relación de esbeltez) del miembro. La consideración de columna corta, intermedia o larga depende de estos factores.

Barras en Compresión

La compresión ocurre cuando dos fuerzas actúan en la misma dirección y sentido contrario haciendo que el elemento se acorte y se deforme. Cada pieza falla bajo diferentes magnitud de carga. La cantidad de carga bajo la cual falla un elemento en compresión depende del tipo de material, la forma del elemento y la longitud de la pieza.

BARRA EN COMPRESIÓN PANDEO DE UN ELEMENTO

El problema es que si se presiona dos extremos de una barra delgada la misma no permanece recta, se acorta y se flexiona fuera de su eje (PANDEO).

Haciendo la analogía entre un miembro comprimido axialmente y el equilibrio de una esfera sobre una superficie, nos permite clarificar el problema de la resistencia de una columna:

EQUILIBRIO

ESTABLEEQUILIBRIO

NEUTRO EQUILIBRIO INESTABLE

Fórmula de Euler

Leonhard Euler, estableció la carga crítica de pandeo de una columna comprimida axialmente que verifica las siguientes hipótesis.

Las deformaciones son lo suficientemente pequeñas. El material cumple indefinidamente la Ley de Hooke, así

como las hipótesis de Navier.

El eje de la pieza es matemáticamente recto y la carga P de compresión está exactamente centrada.

La pieza se encuentra en sus extremos perfectamente articulada, sin rozamientos y con los desplazamientos impedidos en la dirección perpendicular a la directriz de la barra que es de sección constante en toda su longitud, cuadrada o circular.

La pieza se encuentra en un estado tensional neutro, sin tensiones residuales o de cualquier tipo.

Factor de Longitud Efectiva, k

El problema estudiado por Euler fue el de predecir la ecuación de la deformada de una columna con apoyos simples, para la cual se tiene una carga crítica de pandeo igual a:

TABLA DE COEFICIENTES DE LONGITUD EFECTIVA

En el caso de usar los coeficientes para miembros individuales, se debe modelar el miembro reproduciendo sus restricciones en la estructura.

Columnas que Forman Parte de los Pórticos

Para el cálculo del factor de longitud efectiva en columnas de el cual debe serpórticos contínuos, se define el término de rigidez relativa evaluado en cada extremo de la columna, identificados por los subíndices A y B, mediante la siguiente expresión, donde la sumatoria comprende todos los miembros conectados rígidamente a cada junta y ubicados en el plano donde se analiza el pandeo de la columna.

es un factor de corrección que toma en cuenta las condiciones del

extremo lejano de las vigas. IC es el momento de inercia y LC es la longitud no arriostrada de una

columna. IV es el momento de inercia y LV es la longitud no arriostrada de una

viga u otro miembro que genere una restricción. Las inercias se toman alrededor de ejes perpendiculares al plano donde se considera el pandeo.

Los nomogramas de O.G. Julian y L.S. Lawrence (1959) ignoran, entre otras cosas, el efecto de la fuerza axial en las vigas y por eso en cada extremo de ellas se supone una rigidez rotacional de:

6EI/L, en pórticos desplazables 2EI/L, en pórticos no desplazables

y por eso se introducen los factores de corrección,

En lugar de usar los nomogramas del Manual AISC, pueden usarse las expresiones que figuran en las Normas francesa y europeas en general (P. Dumonteil, AISC Eng, Journal Mayo-Junio 1993), para calcular el valor de K.

Pórticos de desplazamiento lateral impedido:

Pórticos de desplazamiento lateral impedido:

EjemploCalcular el factor elástico de longitud efectiva, k, para las columnas AB y FG mostradas, considerar para todas las columnas, IX = 11860 cm4

Modos de Falla de un Elemento Sometido a Compresión

Cedencia en los apoyos. Pandeo General del miembro.

o Pandeo Flexional, NF.

o Pandeo Torsional, NT.

o Pandeo Flexotorsional, NFT.

Pandeo Local.

El estudio de los modos de falla se hace a través de las siguientes variables

Forma de la sección transversal ( NF, NT, NFT ) Condiciones de apoyo o de vinculación (Factor de longitud efectiva k).

Esbelteces locales de los elementos de la sección transversal (factor de reducción ).

Procedimiento de Diseño

Pandeo Flexional

Se usan dos fórmulas para determinar la tensión crítica en columnas: una para columnas elásticas y otra

para columnas inelásticas. Estas fórmulas están en función del término

es el coeficiente de reducción de tensiones por concepto de pandeo local.

Pandeo Torsional y Flexotorsional

Según sea el caso, FCR se designará como FTCR ó FFT

CR en las siguientes expresiones:

Fe Tensión elástica de pandeo flexional.

Fe se calculará según uno de los dos casos siguientes:

Pandeo Torsional, Fe = FTCR

CW es la constante de torsión no uniforme o de alabeo; J es la constante de torsión uniforme o de Saint-Venant; x0 , y0 las coordenadas del centro de corte y G el módulo de corte.

Pandeo Flexotorsional, Fe = FFTCR

Fey Tensión elástica de pandeo flexional calculada según el eje de simetría

Ejemplo

Capítulo 6.

Miembros en Flexión y Flexo-Compresión

Este capítulo, dividido en dos partes, presenta en la primera parte los conceptos principales del comportamiento y diseño de miembros de acero solicitados a tensiones de flexión: se definen los miembros en flexión, se ilustran sus principales usos en estructuras de acero, se describe su comportamiento, se presentan sus propiedades geométricas relevantes, y se indican sus modos de falla y requisitos de diseño asociados a estos modos.

Casi todos los miembros de una estructura están solicitados a una combinación de momento y carga axial. Cuando la magnitud de alguna de ellas es relativamente pequeña, su efecto se desprecia y el miembro se diseña como

una viga, una columna axialmente cargada o un miembro a tracción. En muchas situaciones ningún efecto puede despreciarse y el diseño debe considerar el comportamiento del miembro bajo carga combinada, éste diseño se presenta en la segunda parte de éste capítulo.

Como la flexión forma parte del juego, todos los factores considerados en ella aplican, particularmente los relacionados con estabilidad (pandeo lateral-torsional y pandeo local de miembros a compresión). Cuando la flexión se combina con tracción axial, se reduce la posibilidad de inestabilidad y la cedencia usualmente gobierna el diseño. Para el caso de flexión combinada con compresión axial se incrementa la posibilidad de inestabilidad; además cuando está presente la compresión axial,

aparece un momento flector secundario, igual a la fuerza de compresión por el desplazamiento, la cual a su vez es función de la magnitud del momento.

Introducción al Comportamiento de las Vigas

Un miembro en flexión está sometido a cargas perpendiculares a su eje, las que pueden incluir momentos puntuales aplicados en el tramo o los extremos del elemento. Estas cargas generan momentos flectores y corte en el miembro.

La resistencia de una viga de acero está dada, fundamentalmente, por su momento de inercia I. También la resistencia a la flexión puede incrementarse modificando las condiciones de apoyo, como por ejemplo, haciéndola continua en lugar de isostática.

Sin embargo, esta resistencia puede verse reducida significativamente si no se toman previsiones contra el pandeo lateral de la viga.

La forma de prevenir este pandeo lateral puede ser incrementando la resistencia de la viga, o disponiendo elementos transversales al eje de la viga que actúen como arriostramiento lateral.

Comportamiento de Miembros Dúctiles

La capacidad de la estructura no es agotada durante la formación de la primera articulación plástica. Esta es significativamente más grande que la capacidad correspondiente a la formación de la primera rótula plástica.

Al cociente entre el momento plástico MP y el elástico MY se le da el nombre de factor de forma.

Una viga que forme parte de una estructura diseñada plásticamente debe estar en capacidad de resistir el momento plástico completo.

La capacidad de rotación, R, de una barra solicitada por flexión viene entonces dada por:

Resistencia de Vigas a Flexión Simple

PLASTIFICACIÓN DE UNA SECCIÓN COMPACTA

...donde S es el módulo de sección elástico y Z el módulo de sección plástico.

A medida que la sección se va plastificando se produce un incremento en la curvatura, hasta que el momento flector alcanza la magnitud Mp > My siendo My el momento flector correspondiente a la cedencia de las fibras extremas de la sección únicamente.

Diseño Plástico de Vigas El análisis elástico de estructuras supone que la capacidad resistente de una estructura se agota cuando en cualquier sección de la misma una de sus fibras alcanza su límite elástico. En materiales de gran ductilidad, como el acero laminado, la falla no se presenta sino hasta que ocurre una gran plastificación después que se alcanza la tensión de fluencia.

Resistencia de Miembros en Flexión El momento resistente de un perfil de acero es igual al momento plástico, Mr = Mp, cuando las proporciones de los elementos planos de la sección transversal, los arriostramientos laterales, etc., son tales que puedan desarrollarse las deformaciones unitarias correspondientes a la iniciación del endurecimiento por deformación del material sin falla prematura de tipo frágil o por pandeo local o lateral. Estas características permiten la aplicación del concepto de redistribuición de momentos y denominar a estas vigas como secciones plásticas (Curva 1).

La Curva 2 representa una sección compacta, es decir, libre de pandeo local y que sin embargo no satisface las otras condiciones que se exigen para aplicar el concepto de redistribución de momentos, en consecuencia, Mr < Mp.

La Curva 3 identifica a una sección no compacta puesto que pierde su capacidad de carga prematuramente después del punto de fluencia (falla inelástica) a causa del pandeo local, por lo tanto Mr < My.

Finalmente, una sección esbelta (Curva 4) que falla elásticamente por pandeo lateral o pandeo local, es decir, Mr < Mcr.

En las cuatro estaciones indicadas en la figura, el comportamiento es controlado por una de las siguientes formas de pandeo:

Pandeo Local del Ala. Pandeo Local del Alma.

Pandeo Lateral Torsional.

Pandeo Local - Durante el proceso de flexión, si el ala en compresión es demasiado delgada, la placa puede fallar por pandeo o inestabilidad. Entonces no es posible que la viga desarrolle el Momento Plástico.

Falla local del Alma - En los puntos donde se apliquen cargas puntuales y en los apoyos se pueden producir fallos debidos al aplastamiento (crushing) del alma; por pandeo localizado (crippling) en la proximidad de la carga donde se concentran las deformaciones transversales y por pandeo (buckling) del alma entre las dos alas.

Pandeo Lateral Torsional: Las vigas flectadas que no se encuentran adecuadamente arriostradas, impidiendo su movimiento lateral, pueden sufrir el efecto de pandeo lateral torsional si su resistencia a la torsión y el momento de inercia respecto al eje de inercia, en que estos valores son menores, resultan lo suficientemente pequeños frente al eje perpendicular en que sus valores son máximos.

Valores Límites de la Relación Ancho/Espesor en Elementos a Compresión de Perfiles Electrosoldados o Soldados

Valores Límites de la Relación Ancho/Espesor en Elementosa Compresión de Perfiles Laminados

Determinación del Coeficiente de Flexión, Cb

se ha usado desde 1961 para ajustar la fórmula de pandeo flexotorsional al diagrama de momentos dentro de la longitud no arriostrada de la viga.

Cb es un factor que permite tener en cuenta las variaciones del diagrama de momentos. Dado que las ecuaciones planteadas son aplicables al caso de flexión constante, si el diagrama es variable, la viga puede resistir momentos algo mayores antes que se presente el fenómeno de inestabilidad lateral.

...donde:

Mmáx = Valor absoluto del momento máximo en la luz libre de arriostramiento lateral.

MA = Valor absoluto del momento en los puntos del primer cuarto de la luz.

MB = Valor absoluto del momento en los puntos del medio de la luz.

MC = Valor absoluto del momento en los puntos del último cuarto de la luz.

Conservadoramente, Cb puede tomarse igual a la unidad en todos los casos.

Ejemplo

Valores de Cb para Vigas Simplemente Apoyadas

Procedimiento de Diseño por Flexión

El procedimiento de diseño será el menor valor que resulte del análisis de los estados límite del pandeo local de las alas, pandeo local del alma y del pandeo lateral torsional según las siguientes expresiones dadas en unidades métricas (Fy en kgf/cm2, ry en cm, etc.).

Calculamos las esbelteces locales o relaciones ancho/espesor y el coeficiente Cb.

Para no necesitar rigidizadores

Para ser tratada como viga y no viga armada

h = d - 2 t f en perfiles soldados y electrosoldados; h = d - 2 d f en perfiles laminados.

Se calculan los siguientes valores:

Pandeo Local de las Alas

Al final de esta etapa de verificación del pandeo local de las alas debemos tener los valores de:

Mpx ó Mnfx : Mpy ó Mnfy : Lp ó Lpf

Pandeo Local del Alma

Al final de esta etapa de verificación del pandeo local del alma debemos tener los valores de:

Mpx ó Mnw : Lp ó Lpw

Pandeo Lateral Torsional

Al final de esta etapa de verificación del pandeo lateral se tiene Mn que es función de la luz de la viga

Ejemplo de Diseño de una Viga de Sección Compacta

Para el perfil laminado cuyas características se suministran, calcular para Cb=1.0, 1.75 y 1.30 para condiciones no sísmicas.

d = 608 mmbf = 228 mmtf = 17.3 mmtw = 11.2 mmdf = k = 36.5 mm

C1 = 128000 kgfcm2 C2 = 0.352 x 10-5 (1/kgf/cm2)2

Fy = 2530 kgfcm2

Fr = 700 kgfcm2

A = 145 cm2

Sx = 2880 cm3

Zx = 3280 cm3

Iy = 3430 cm4

ry = 4.88 cmJ = 112 cm4

Cw = 2981000 cm6

Solución:

1) Verificación por pandeo local:

Alas:

Alma:

La sección es compacta, su resistencia está determinada por pandeo lateral

2) Para Cb = 1.0

3) Para Cb = 1.75

4) Para Cb = 1.30

Miembros Solicitados Simultáneamente a Fuerzas Normales y Flexión

Introducción

Casi todos los miembros de una estructura están sometidos a una combinación de momento y carga axial. Cuando la magnitud de alguna de ellas es relativamente pequeña, su efecto se desprecia y el miembro se diseña como una viga, una columna axialmente cargada o un elemento a tracción. En muchas situaciones ningún efecto puede despreciarse y el diseño debe considerar el comportamiento del miembro bajo carga combinada.

Como la flexión forma parte del juego, todos los factores considerados en ella aplican, particularmente los relacionados con estabilidad (pandeo lateral-torsional y pandeo local de elementos a compresión). Cuando la flexión se combina con tracción axial, se reduce el chance de inestabilidad y la fluencia usualmente gobierna el diseño. Para el caso de flexión combinada con compresión axial se incrementa la posibilidad de inestabilidad; además cuando está presente la compresión axial, aparece un momento flector secundario, igual a la fuerza de compresión por el desplazamiento.

Fórmulas de Diseño del LRFD

Miembros simétricos solicitados por flexión y fuerza axial

Los miembros de sección simétrica solicitados simultáneamente por fuerza axial y momentos flectores se dimensionarán para satisfacer los siguientes requisitos:

DEMANDA

Nu: resistencia requerida en compresión o tracción (las cargas mayoradas en compresión o tracción)

Mu: resistencia a la flexión. En el caso de la compresión se determina de un análisis de segundo orden, elástico o plástico según sea el diseño, usando cargas mayoradas.

CAPACIDAD NOMINAL

Nn: resistencia nominal en compresión o tracción. En el caso de la compresión se determina en base al concepto de longitud efectiva.

Mn: resistencia nominal a la flexión.

Análisis de Segundo Orden Debido a que no todos los programas de computadoras para el análisis y el diseño de estructuras pueden hacer un análisis real de segundo orden, en el caso de estructuras con conexiones totalmente restringidas se permite un análisis simplificado a partir del análisis elástico de primer orden para obtener el valor de Mu

utilizando la siguiente fórmula:

MU = Bl Mnt + B2 Mlt

Mnt: resistencia a la flexión requerida del miembro, suponiendo que no hay traslación lateral del pórtico.

Mlt: resistencia a la flexión requerida del miembro debida solamente a la desplazabilidad lateral del pórtico.

Mnt son los momentos obtenidos bajo cargas verticales, mientras que los momentos M lt son los debidos al desplazamiento lateral del pórtico. En pórticos arriostrados y también cuando hay simetría de las cargas verticales y la geometría del pórtico Mlt = 0. En cualquier otro caso existen los momentos de traslación, M lt,

los cuales pueden obtenerse con el modelo que se muestra en la figura: restringir el desplazamiento lateral del pórtico para obtener las reacciones laterales en cada piso, R, y luego aplicarlas en cada piso adicionalmente a las cargas laterales existentes.

Pórtico y cargasde diseño =

Pórtico no desplazable

para obtener Mnt+

Pórtico no desplazable

para obtener Mlt

MU = Bl Mnt + B2 Mlt

Cm = coeficiente que se basa en un análisis de primer orden suponiendo que no hay desplazabilidad lateral del pórtico y cuyo valor es:

a) Para miembros comprimidos pertenecientes a pórticos arriostrados lateralmente y no solicitados por cargas transversales entre sus apoyos en el plano de la flexión:

Cm = 0.6 - 0.40 ( M1 / M2 )

M1 / M2 es la relación del momento menor al momento mayor en los extremos no arriostrados en el plano de flexión considerado.

M1 / M2 es positivo cuando la flexión produce contracurvatura y es negativo en curvatura simple.

b) Para miembros en compresión de pórticos arriostrados contra la traslación y solicitados por cargas transversales entre sus apoyos:

Cm = 0.85 en miembros cuyos extremos están restringidos contra la rotación.

Cm= 1.0 en miembros cuyos extremos están articulados.

L es la longitud real no arriostrada en el plano de flexión y K es el factor de longitud efectiva en dicho plano, calculado considerando el pórtico con desplazabilidad impedida, K < 1.0. Se puede tomar K = 1.

Para B2 hay dos expresiones. La diferencia entre ambas no es significativa a nivel de diseño y no afecta sustancialmente los resultados; diferencias de 41% en el valor de B2 se traducen en una diferencia de 9.57% en el resultado final.

PrediseñoEl Prof. Joseph Yura de la Universidad de Texas ha propuesto las siguientes expresiones para el prediseño de secciones bajo solicitaciones combinadas de carga axial y momentos. En general se usará la fórmula de

la carga equivalente, Neq

Salvo que los efectos de momentos sean predominantes, lo que ocurre cuando la carga axial es pequeña, en cuyo caso es preferible usar la fórmula del momento equivalente.

En ambas fórmulas las dimensiones del perfil, d y bf deben expresarse en metros, Nu en tf y Mu en m-tf para que la carga o el momento equivalente resulten en tf ó m-tf, respectivamente. Los valores de d y bf

pueden estimarse como:

Siendo L la luz o altura del miembro; d la altura total de la sección y bf el ancho de las alas.

Consideraciones sobre el Procedimiento de Análisis y Diseño

Ejemplo 1

Ejemplo 2Se muestran los resultados de un análisis de primer orden alrededor del eje de mayor momento de inercia. La columna de 4.60 metros de altura, pertenece a un pórtico simétrico, con cargas verticales simétricamente aplicadas.

kX= 1.2 para los casos de desplazabilidad lateral permitida

kX= 1.0 para los casos de desplazabilidad lateral impedida

kY = 1.0 para todos los casos.

DATOS DEL PERFIL

d = 310 mmbf= 300 mmtW = 10 mmtf = 15 mmA = 81.8 cm2

IX = 22000 cm4

IY = 6750 cm4

rX = 16.40 cmry = 4.42 cm

= 1.0

Acero tipo A36Fy = 2530 kgf/cm2

Cargas por viento Cargas de servicio

Solución:

Combinaciones de carga

1) 1.4 CP2) 1.2 CP + 1.6 CV3) 1.2 CP + (0.5CV ó 0.8W)4) 1.2 CP + 1.3 W + 0.5 CV5) 1.2 CP + 0.5 CV6) 0.9 CP ± 1.3W

Las combinaciones críticas son la 2 y la 4

Para la combinación: 1.2 CP + 1.6 CV

Para la combinación: 1.2 CP + 1.6 CV

N = 1.2 (10) + 1.6 (35)N = 68.0 tf

MSUP = 1.2 (1.52) + 1.6 (4.28)MSUP = 8.672 tf-m

MINF = 1.2 (1.80) + 1.6 (5.12)MINF = 10.352 tf-m

Demanda por flexión:

Demanda por flexión:

Cálculo de Cb

Capacidad por carga axial:

Capítulo 7.

Conexiones SoldadasConexiones, Juntas y Conectores

Cada estructura es un ensamblaje de partes o miembros individuales que deben ser unidos de alguna manera, usualmente en sus extremos. La soldadura es una de esas maneras y la otra es por medio de pasadores, como remaches o pernos.

Una conexión es el conjunto de elementos que unen cada miembro

estructural a la junta: placas o ángulos por patines o alma, soldaduras, tornillos. Una junta es la zona completa de intersección de los miembros estructurales. En la mayoría de los casos, esta zona es la parte de la columna que queda comprendida entre los planos horizontales que pasan por los bordes superior e inferior de la viga de mayor peralte, incluyendo atiesadores y placas de refuerzo del alma, cuando los haya.

Se conoce como soldadura el proceso de unión de partes metálicas mediante la aplicación de calor con o sin adición de otro metal fundido

Existen dos procedimientos generales de soldadura: soldadura con gas y soldadura por arco eléctrico. En las edificaciones de acero, casi toda la soldadura estructural es por arco.

Procedimiento para Soldar Se conoce como soldadura el proceso de unión de partes metálicas mediante la aplicación de calor con o sin adición de otro metal fundido.

Procedimiento para soldar

Existen dos procedimientos generales de soldadura: soldadura con gas y soldadura por arco eléctrico. En las edificaciones de acero, casi toda la soldadura estructural es por arco.

En la soldadura por arco se forma un arco eléctrico entre las piezas que se sueldan y el electrodo. El arco es una chispa continua, entre el electrodo y el metal base, provocando la fusión de ambos con temperaturas que oscila entre 5000 grados centígrados, en el acero cerca del arco, hasta unos 1900 grados.

El tipo de electrodo que se utiliza es muy importante, ya que afecta las propiedades de la soldadura, tales como la resistencia y ductilidad.

ElectrodoPunto de Cedencia

Ruptura por Tensión

E60 3150 kgf/cm2 4220 kgf/cm2

E70 3500 kgf/cm2 4920 kgf/cm2

El material del electrodo es especificado en varias normas de la American Welding Society (AWS) y es resumido en la tabla anterior. La designación como E60XX o E70XX indican 60 ksi y 70 ksi como esfuerzo a la tracción. Las X se refieren a factores como las posiciones adecuadas para soldar, tipo de revestimiento y características del arco. En general el acero A36 puede ser soldado exitosamente con electrodos E60XX o E70XX.

Otro tipo de proceso es la soldadura por arco sumergido. En este proceso el arco se cubre con material fusible granular por lo que queda oculto. La soldadura por arco sumergido tiene una mayor penetración, por lo que el área efectiva para resistir carga es mayor.

Tipos de Juntas Soldadas

Los tipos de juntas dependen de factores como el tamaño y forma de los miembros que forman la junta, el tipo de carga, la cantidad de área en la junta disponible para soldar y el costo relativo de varios tipos de soldaduras. Existen cuatro tipos básicos de juntas soldadas, aunque en la práctica se consiguen muchas variaciones y combinaciones. Estos cuatro tipos básicos son: a tope, a solape, en te, en esquina y juntas de extremo, como se muestra en la Figura.

a) Junta a Tope b) Junta a Solape

c) Junta en Te

d) Junta de Esquina

Figura 1. Tipos Básicos de Juntas Soldadas

Clasificación de las Soldaduras Los cuatro tipos de soldadura son:

Soldadura acanalada

Soldadura de filete

Soldadura de ranura

Soldadura de tapón

a) Soldadura Acanalada b) Soldadura a Filete

c) Soldadura de Ranura

d) Soldadura de Tapón

Figura 2. Tipos de Soldadura

Los dos tipos principales de soldaduras son: la de ranura y la de filete. Las soldaduras de tapón y de canal son menos comunes en el trabajo estructural.

Soldadura de Ranura

Cuando la penetración es completa y las soldaduras de ranura están sujetas a tracción o compresión axial el esfuerzo en la soldadura se calcula dividiendo la carga entre el área neta de la soldadura.

El refuerzo es metal de aportación que hace mayor la dimensión de la garganta que la del espesor del material soldado y se utilizan para aportar cierta resistencia adicional ya que contrarresta los poros y otras irregularidades y porque al soldador se le facilita realizar una soldadura un poco más gruesa que el material soldado.

Las soldaduras de ranura se usan cuando los miembros que se conectan están alineados en el mismo plano y las uniones están normalmente sujetas a esfuerzos directos de tracción o compresión. Ofrece mayor resistencia que la de filete; sin embargo la mayoría de las uniones estructurales soldadas deben resolverse a filete.

Soldadura de FileteLos cordones de soldadura a filete A están cargados en corte longitudinal y el cordón B está cargado en corte transversal. Si se incrementa la fuerza Ru hasta que exceda la resistencia de las

soldaduras, la ruptura ocurrirá en los planos de menor resistencia. Se asume que esto sucede en la garganta de la soldadura donde se presenta la menor área transversal. Pruebas de soldadura a filete utilizando electrodos compatibles han demostrado que la soldadura falla a través de su garganta efectiva antes que el material falle a lo largo del lado del cordón.

Figura 3. Soldadura a Filete

Las soldaduras de filete son más resistentes a la tracción y a la compresión que al corte, de manera que los esfuerzos determinantes son los de corte. Este tipo de soldadura falla por corte en un ángulo de aproximadamente 45 grados a través de la garganta.

La dimensión efectiva de la garganta de una soldadura de filete es, nominalmente, la distancia mas corta desde la raíz a la cara de la soldadura. Si se asume que la soldadura de filete tiene lados iguales de tamaño nominal a, la garganta efectiva es igual a 0.707a. Si la soldadura a filete se diseña para ser asimétrica (una situación rara), con lados desiguales, el valor de te debe calcularse de la forma de la soldadura. LRFD modifica las dimensiones efectivas de la garganta para cordones de soldadura a filete hechos con el proceso de arco sumergido (SAW), para tomar en cuenta la calidad superior de dichas soldaduras:

a. Para cordones de soldadura a filete con el tamaño nominal menor o igual a 3/8” (10 mm), la dimensión efectiva de la garganta se tomará igual al tamaño nominal w.

b. Para cordones con tamaño nominal mayor que 3/8” la dimensión efectiva de la garganta se tomará como 0.707w + 2.8 mm (0.11 in).

a) b)

Figura 4. Dimensiones Efectivas de la gargantapara soldadura a filete

El área efectiva de un cordón de soldadura a filete AW es el producto de la longitud efectiva del cordón de soldadura por la dimensión efectiva de la garganta.

Procedimiento de Diseño de Conexiones Soldadas

Seleccionar el proceso de soldadura y el electrodo correspondiente (Ver Tabla 18.2 de la Norma 1618).

De acuerdo con su geometría y espesor de los materiales a unir, definir el tipo de unión.

Por razones prácticas se escoge un diámetro de electrodo el cual depositará un espesor constante de soldadura. Para definir la capacidad o resistencia de agotamiento de la soldadura, debe calcularse su longitud.La capacidad de la soldadura se calcula como:

En el caso particular de la soldadura de filete:

Seleccionar el tamaño del filete. Con el tamaño del filete escogemos el valor de

correspondiente (ver Tabla).

En el caso particular de corte en el área efectiva de la soldadura, verificar que no exceda la resistencia de los elementos que se conectan:

La longitud de cálculo de la soldadura será:

Diseño de Soldadura de Filete para Miembros de Armadura

Los miembros de una armadura soldada consisten de ángulos simples o dobles, u otros perfiles como canales, perfiles tubulares; y están sujetos solamente a cargas axiales estáticas. Las especificaciones de la Normas aceptan que sus conexiones se diseñen mediante los mismos procesos descritos anteriormente.

El proceso consiste en seleccionar el espesor de la soldadura, calcular la longitud total de la soldadura necesaria y colocar los cordones de soldadura alrededor de los extremos de los miembros de acuerdo al siguiente criterio:

Si el miembro conectado es simétrico, las soldaduras se colocarán simétricamente. Si el miembro no es simétrico, la soldaduras no deben ser simétricas.

Ejemplo 1

Para la conexión mostrada se debe diseñar la soldadura a filete para que resista la carga de resistencia plena de la placa de 3/8”x10 cm, usando acero A36 y electrodo E70.

Solución:

Resistencia de la placa:

Estando el cordón de soldadura en la misma dirección de la aplicación de la fuerza, se encuentra sometido a esfuerzos de corte, por lo que la resistencia de diseño del cordón será:

Usando según dato: electrodo E70 en la Tabla:

ElectrodoPunto de Cedencia

Ruptura por Tensión

E60E70

3150 kgf/cm2

3500 kgf/cm24220 kgf/cm2

4920 kgf/cm2

FEXX = 4920 kgf/cm2

Los tamaños máximos que pueden utilizarse a lo largo de las partes conectadas se encuentran definidos en la sección 23.9.2.2 de la Norma COVENIN 1618-1998, donde se dan los siguientes valores:

En los bordes de los materiales de menos de 6 mm de espesor, no mayor del espesor del material.

En los bordes de los materiales de 6 mm o más de espesor el tamaño máximo será 2 mm menor que ese espesor, a menos que se señale especialmente en los planos que la soldadura ha de ser reforzada hasta obtener un espesor de garganta total. En estas condiciones de soldadura, la norma permite que la distancia entre el borde del metal base y la garganta de la soldadura sea menor de 2 mm, siempre que el tamaño de las soldaduras sea claramente verificable.

En las soldaduras entre ala y alma y conexiones similares, el tamaño de la soldadura no necesita ser mayor que el requerido para desarrollar la capacidad del alma ni satisfacer los requisitos de la Tabla.

Tamaño mínimo de soldadura a filete (COVENIN 1618-1998):

Dmin = 5 mm

Usar D = 7.5 mm

Espesor efectivo de la garganta:

Según 23.9.2.6. Norma Covenin 1618-98, los remates no deben ser menor que 2 veces el tamaño de la soldadura.

Remates: 2 x D = 2 x 7.5 mm = 1.5 mm.

Ejemplo 2 Diseñar la soldaduras de filete para el miembro en tracción de una armadura constituido por un ángulo de 100x100x10 mostrado en la Figura. Usar acero PS-25, electrodos E70 y proceso de soldadura por arco sumergido.

Símbolos de la Soldadura Los tipos de juntas dependen de factores como el tamaño y forma de los miembros que forman la junta, el tipo de carga, la cantidad de área en la junta disponible para soldar y el costo relativo de varios tipos de soldaduras. Existen cuatro tipos básicos de juntas soldadas, aunque en la práctica se consiguen muchas variaciones y combinaciones. Estos cuatro tipos básicos son: a tope, a solape, en te, en esquina y juntas de extremo, como se muestra en la Figura.

Símbolo de soldadura

Soldadura deseada

En el caso de soldaduras intermitentes, se indica primero la longitud del filete seguida de la distancia entre centros de filetes adyacentes. Si los filetes están intercalados a un lado y al otro, se desplaza el símbolo de soldadura de uno de los lados.

Capítulo 8.

Conexiones ApernadasConexiones, Juntas y Conectores

Las conexiones apernadas presentan ciertas características que las hacen más o menos apropiadas dependiendo de la aplicación. Las principales ventajas de las conexiones apernadas están en la rapidez de ejecución, el bajo nivel de calificación requerido para construirlas, la facilidad de inspección y reemplazo de partes dañadas y la mayor calidad que se obtiene al hacerlas en obra comparadas con conexiones soldadas. Entre las desventajas se pueden mencionar el mayor trabajo requerido en taller, lo que puede significar un costo más alto: el mayor cuidado requerido en la elaboración de los detalles de conexión para evitar errores en la fabricación y montaje; la mayor precisión requerida en la geometría, para evitar interferencias entre conectores en distintos planos; el peso mayor de la estructura, debido a los miembros de conexión y los conectores y, el menor amortiguamiento.

Pernos Estructurales Cada estructura es un

ensamblaje de partes o miembros individuales que deben ser unidos de alguna manera, usualmente en sus extremos. La soldadura es una de esas maneras y fué tratada en el tema anterior. La otra es por medio de pasadores, como remaches o pernos. En este tema trataremos principalmente sobre pernos, en particular, pernos de alta resistencia.

Pernos de alta resistencia

Los dos tipos básicos de pernos de alta resistencia son designados por ASTM como A325 y A490. Estos pernos tienen cabeza hexagonal y se usan con tuercas hexagonales no terminadas. Pernos A325 son de acero con mediano contenido de carbono, tratados al calor, su esfuerzo a la fluencia varía aproximadamente entre 5700 a 6470 kgf/cm2, dependiendo del diámetro.

Los pernos A490 son también tratados al calor, pero son de acero aleado con un esfuerzo de fluencia de 8085 a 9140 kgf/cm2, dependiendo del diámetro. Los pernos A449 son usados ocasionalmente cuando se necesitan diámetros mayores de 1½" hasta 3".

Los pernos de alta resistencia tienen diámetros entre ½" a 1½". Los diámetros más usados en construcción de edificios son 3/4" y 7/8", mientras los tamaños más comunes en diseño de puentes son 7/8" y 1".

Comparación entre los distintos grados de pernos hexagonalespara uso estructural, a Tracción Directa

Los pernos A307 son hechos de acero de baja resistencia (acero con bajo contenido de carbono) y son los pernos mas baratos, sin embargo, producen las conexiones más costosas porque se requerirán muchos más para una conexión en particular. Su uso principal es en estructuras livianas, secundarias, miembros de arriostramiento u otras situaciones donde las cargas son pequeñas y estáticas por naturaleza. Estos pernos generalmente vienen con cabeza y tuerca cuadradas y se conocen como pernos comunes

La capacidad resistente al corte está controlada por el área resistente más que por la ubicación misma del plano de corte. Cuando el plano de corte pasa por el cuerpo del perno, la capacidad resistente y de deformación se maximiza y cuando pasa por la parte roscada se minimiza.

Las gráficas son por demás elocuentes sobre la prohibición del re-uso de los pernos A490 y al cuidado en la re-utilización de los pernos A325

Los pernos de alta resistencia se aprietan para que desarrollen un esfuerzo a tracción especificado, lo que resulta en una fuerza sujetadora predecible en la junta. Por lo tanto, la transferencia de cargas de servicio a través de una junta es debida a la fricción entre las piezas que se unen. Las juntas formadas por pernos de alta resistencia se pueden diseñar de dos maneras:

Conexiones críticas a deslizamiento (tipo de fricción), donde se desea una alta resistencia a deslizamiento bajo cargas de servicio.

Conexiones tipo aplastamiento, donde no es necesaria una alta resistencia a deslizamiento bajo cargas de servicio.

Fuerzas presentes en una unión resistente al deslizamiento.

El deslizamiento entre las partes conectadas de una unión sólo se obtiene cuando el vástago del perno toma contacto con el borde de la

perforación. En este estado de deslizamiento total, la carga es transferida por corte y aplastamiento sin la intervención de la pretracción del perno.

Inicialmente, la tensión está concentrada en el punto de contacto, pero el incremento de la carga resultará en una distribución más uniforme.El perno mismo también soporta esta tensión, pero usualmente no se considera ya que por evidencia experimental la falla por aplastamiento solo puede ocurrir cuando las planchas sean de acero de mayor dureza que la del perno, cosa que normalmente no ocurre.

Los modos de falla por aplastamiento depende de factores geométricos, del diámetro del perno y de el espesor del material a unir. A menudo la falla se produce por corte o desgarramiento de la plancha después de una gran deformación frente a la perforación.

Posibles Modo de Falla en Uniones Empernadas

Para prevenir que uno o más de los modos posibles de falla se hagan presente, se debe proveer un número adecuado de pernos, con las separaciones entre conectores, distancias a los bordes, longitudes de pernos y demás exigencias geométricas recomendadas por las Especificaciones; todo ello presuponiendo que tanto el proceso de fabricación como el de montaje satisfacen lo requerimientos de calidad.

Resistencia Nominal de Pernos Individuales

La norma AISC reconoce dos categorías generales de requerimientos de comportamiento para conexiones con pernos de alta resistencia: conexiones críticas al deslizamiento y conexiones tipo aplastamiento. La diferencia básica entre los dos tipos es la hipótesis de deslizamiento que ocurre bajo cargas de servicio, lo que resulta en el uso de valores de resistencia nominal diferentes.

El tipo de conexión crítica al deslizamiento asume que no debe existir deslizamiento bajo condiciones de cargas de servicio y que la transferencia de la carga a través de la conexión se realiza mediante las fuerzas de agarre generadas entre las placas que se conectan. Este tipo de conexión es principalmente usada en estructuras que tienen casos con cargas altas de impacto o cuando no se desea deslizamiento en la junta.

Las conexiones tipo aplastamiento asumen deslizamiento solamente bajo cargas muy altas. Si este deslizamiento ocurre la junta transferirá las cargas a través de corte en los pernos y aplastamiento de las placas. Este tipo de conexión es usada para estructuras menos susceptibles a impacto, reversiones de carga o vibraciones.

La resistencia de diseño de pernos individuales es determinada de

acuerdo con la sección J3 de la norma LRFD. Los estados límites a revisar son:

Para conexiones tipo aplastamiento:

Pernos sometidos a corte, la resistencia a corte del perno y la resistencia al aplastamiento de los agujeros de los pernos.

Pernos sometidos a tracción, resistencia a tracción del perno.

Pernos sometidos a corte y tracción, resistencia a la tracción del perno incluyendo el efecto del corte presente y la resistencia al aplastamiento del agujero.

Para conexiones críticas al deslizamiento:

Pernos sometidos a corte, resistencia al deslizamiento, resistencia a corte del perno y resistencia al aplastamiento del agujero.

Pernos sometidos a corte y tracción combinadas, resistencia al deslizamiento incluyendo el efecto de la fuerza presente a tracción, resistencia a corte de los pernos y resistencia al aplastamiento en los agujeros.

Resistencia al Corte de los Pernos

Este estado límite considera la falla por cortante del vástago del perno en el plano c-d-e-f. Cuando existe un solo plano de corte, el perno está en corte simple. Capas adicionales de material pueden incrementar los planos de corte y, por lo tanto, la resistencia por corte del perno (cortante doble).

Adicionalmente, los pernos de alta resistencia se pueden especificar con la rosca incluida (N) o excluida (X) del plano de corte de la conexión. La resistencia a corte de pernos con la rosca incluida es aproximadamente 25% menor que la de pernos con a rosca excluida.

La norma LRFD, sección J3.6 especifica que la resistencia de diseño a

corte es Rn donde es 0.75 y ...

Rn = ( Fv A b ) n

... donde n es el número de pernos de la conexión, Fv es la resistencia

nominal a corte y A b es el área nominal del perno.

Resistencia al Aplastamiento en los Agujeros de los Pernos

Deformación del material en el agujero del perno

Como se muestra en la Figura, este estado límite considera tanto fractura por desgarramiento de las partes conectadas y deformación alrededor de los agujeros de los pernos.

La resistencia al aplastamiento es función del material que se conecta, el tipo de agujero y el espaciamiento y la distancia a los bordes; es independiente del tipo de perno y la presencia o ausencia de la rosca en el área de aplastamiento.

La resistencia al aplastamiento se debe chequear tanto para conexiones tipo aplastamiento como para conexiones críticas al deslizamiento.

La sección J3.10 de la norma AISC-LRFD, especifica la resistencia de

diseño al aplastamiento como Rn donde = 0.75 y Rn es la resistencia nominal por aplastamiento y se debe chequear tanto para conexiones tipo aplastamiento como para conexiones críticas al deslizamiento. La resistencia nominal por aplastamiento es:

a) Cuando d0 1.5 d o s 3 d y existen dos o más pernos en la línea de fuerza:

Para agujeros estándar, agujeros de ranura corta o larga perpendicular a la línea de fuerza, agujeros agrandados en conexiones críticas a deslizamiento cuando la línea de fuerza es paralela al eje del agujero:

Cuando la deformación alrededor de los agujeros de los pernos es una consideración de diseño:

Rn = 2.4 d t Fy

Cuando la deformación alrededor de los agujeros de los pernos no es una consideración de diseño, para el perno más cercano al borde

y para

los pernos restantes

Para agujeros de ranura larga perpendicular a la línea de fuerza:

d0 es la separación desde el C.G. del perno hasta el borde de la placa

b) Cuando d0 < 1.5 d o s < 3 d ó para una sola fila de pernos en la línea de acción de la fuerza:

Para agujeros estándar, agujeros de ranura larga o corta perpendiculares a la línea de acción de la fuerza, agujeros agrandados en conexiones de deslizamiento crítico, agujeros de ranura en conexiones de deslizamiento crítico cuando la línea de fuerza es paralela al eje del agujero:

Para el agujero de un perno o para el agujero más cercano al borde cuando dos o mas pernos están en la línea de acción de la fuerza.

y para los pernos restantes

Para agujeros de ranura larga perpendicular a la línea de la fuerza:

Para un solo agujero de perno o para el agujero más cercano al borde cuando dos o mas pernos están en la línea de fuerza.

y para los pernos restantes

d0 = distancia medida a lo largo de la línea de acción de la fuerza desde el borde de la parte conectada al centro de un agujero estándar o el centro de un agujero de ranura larga o corta perpendicular a la línea de acción de la fuerza. Para agujeros agrandados y de ranura paralelos a la línea de acción de la fuerza, Le se incrementará con el factor C2 de la tabla J3.8.

S = distancia medida a lo largo de la línea de acción de las fuerzas entre los centros de agujeros estándar o entre los centros de agujeros de ranura corta o larga perpendiculares a la línea de acción de la fuerza. Para agujeros agrandados, de ranura corta o larga paralelos a la línea de acción de la fuerza, s se incrementará por el factor C1 de la tabla J3.7.

d = diámetro nominal del perno, t = espesor de la parte conectada crítica. Para pernos avellanados y remaches, dedúzcase la mitad de la profundidad del avellanado, Fu = Resistencia mínima de agotamiento en tracción especificada para la parte conectada.

Procedimiento de Diseño de Conexiones Empernadas

1. Determinar el número de pernos y/o verificar su capacidad resistente

La capacidad de los pernos, según el caso, será el valor menor que se obtenga por:

Tracción.

Corte.

Corte y Tracción simultáneas.

Cargas aplicadas excéntricamente.

2. Disposición de los pernos en la conexión

El detallado de la conexión puede modificar su capacidad resistente, en consecuencia se debe prestar atención a los siguientes aspectos:

Separación entre pernos.

Distancia de los agujeros a los bordes.

Distancias que permitan colocar y apretar los pernos.

Longitudes de prensado.

3. Verificación del diseño de la conexión

3.1. Capacidad Resistente de los elementos conectados.

Bloque de corte Tracción Cedencia en la

sección total

Rotura en la sección efectiva

Corte

Cedencia en la sección total

Rotura en la sección neta de corte

3.2. Capacidad de los pernos.

Resistencia de aplastamiento.

Efecto de apalancamiento.

En el caso de conexiones de deslizamiento crítico se debe hacer una doble verificación.

No debe producirse deslizamiento bajo cargas de servicio.

La resistencia al corte y al aplastamiento de la conexión debe ser mayor que las solicitaciones generadas por las cargas mayoradas.

4. Consideraciones de fabricación, montaje y costos

Capacidad de los Pernos

1. Tracción axial

Pernos A307Pernos A325Pernos A490

Ft = 3160 kgf/cm2

Ft = 6330 kgf/cm2

Ft = 7940 kgf/cm2

Los pernos A307 solo deben usarse para cargas estáticas

2. Corte

2.1 Conexiones por aplastamiento

Pernos A307, incluida o nola rosca en el plano de corte Fv = 1690 kgf/cm2

Pernos A325-XPernos A325-NPernos A490-XPernos A490-N

Fv = 4220 kgf/cm2

Fv = 3370 kgf/cm2

Fv = 5270 kgf/cm2

Fv = 4220 kgf/cm2

N: Rosca incluida en el plano de corte

X: Rosca no incluida

2.2.1. Cargas de servicio

= 1.0, para agujeros estándar, ensanchados, alargados y sobrealargados cuando el eje largo del agujero es perpendicular a la línea de acción de la fuerza.

= 0.85, para agujeros sobrealargados cuando el eje largo

del agujero es paralelo a la línea de acción de la fuerza

2.2.2. Cargas de agotamiento resistente

= 1.0, para agujeros estándar.

= 0.85, para agujeros agrandados y de ranura corta.

= 0.70, para agujeros de ranura larga normales a la dirección de la fuerza aplicada.

= 0.60, para agujeros de ranura larga paralelos a la dirección de la fuerza aplicada.

= Coeficiente de deslizamiento.

= 0.33 Superficies Clase A.

= 0.50 Superficies Clase B.

= 0.40 Superficies Clase C.

Tb = Carga mínima de pretensión de los pernos.

Nb = Número de pernos en el plano de corte.

Ns = Número de planos de corte.

3. Aplastamiento

Tomando en consideración la deformación del agujero, y para agujeros normales o estándar:

4. Solicitaciones simultáneas de corte y tracción

4.1. Conexiones por aplastamiento

...y los siguientes valores de Ft

...en estas fórmulas:

4.2.Conexiones por deslizamiento crítico

4.2.1. Cargas en el estado límite de servicio

4.2.2. Cargas en el estado límite de agotamiento resistente

...donde TU es la demanda por cargas mayoradas

Capacidad Resistente de Elementos Conectados, tanto en Conexiones Empernadas como

Soldadas 1. Tracción

1.1Cedencia

1.2 Rotura

2. Corte

2.1Cedencia

2.2 Rotura

3. Bloque de corte

Distancias Mínimas al Borde, do, y Separación Mínima, s, entre los Centros de Agujeros Estándar

Capacidad Resistente a TracciónRnt (tf)

= 0.75

* cargas estáticas únicamente

Pernos sujetos a Corte y Tracción

Las figuras presentan los casos de conexiones sometidas a una combinación de corte y tracción.

Experimentalmente se ha establecido que la elipse de interacción representada en la figura describe adecuadamente el comportamiento a carga última de pernos solicitados simultáneamente por tracción y fuerza cortante. Las ecuaciones de estas curvas se presentan en la tabla anexa (Tabla J3.3 de las especificaciones AISC-LRFD).

Límites para los esfuerzos de tracción (FT) para pernosen conexiones tipo aplastamiento

Ejemplo 1

Para la conexión mostrada calcular la carga máxima de servicio por aplastamiento.

Planchas de calidad A36

Pernos 7/8” Bordes cortados a gas

Fy = 2530 kgf/cm2 A325-N Suponer CP = CV

FU = 4080 kgf/cm2 Agujeros Estándar

Solución

1. Capacidad de las planchas

1.1. Cedencia por tracción en la sección total

1.2. Fractura por tracción en la sección neta efectiva

1.3. Bloque de corte

2. Capacidad de los pernos

2.1. Por corte

.... de la tabla tenemos que 7/8” A325-N en corte simple resiste Rn = 9.82 tf

En corte doble: Rn = 2 x 9.82 tf = 19.64 tf/perno

2.2 Por aplastamiento

... analizaremos la plancha de 12 mm debido a la condición de borde

S = 75 mm > 3 db = 3 x 22.2 = 66.6 mm

d0 = 27.5 mm < 1.5 db = 1.5 x 22.2 = 33.3 mm

Separación entre pernos 2 2/3 db = 59.2 mm.

Mínima distancia al borde (Tabla) = 30 mm > 27.5 mm.

Entonces:

Pernos exteriores:

Pernos interiores:

La capacidad de los pernos es:

Entonces:

MODO DE FALLA Rn

Cedencia 54.6 CONTROLA

Fractura 54.8

Bloque de Corte 55.0

Corte pernos/Aplastamiento de la plancha

61.3

Consumo interno

Controla la resistencia de la conexión, el modo de falla por cedencia, 54.6 tf

3. Cargas de Servicio

1.2 CP + 1.6 CV = 54.6

..como CP = CV entonces 2.8 CP = 54.6 tf

CP = 19.5 tf

Consumo externo: Lo que hay que decirle al propietario

La carga de servicio es de 19.5 tf

Ejemplo 2

Determinar el número de pernos de 3/4” tipo A325-F requeridos para

desarrollar la capacidad total de las planchas de acero Fy = 4570 kgf/cm2. Superficie Clase B ( = 0.50). CV = 4CP.

Solución:

1. Capacidad de las planchas

1.1. Cedencia por tracción en la sección total (Plancha de 9 mm)

1.2. Rotura por tracción en la sección neta efectiva (Plancha de 9 mm)

... máximo valor de

An = 0.85 A = 0.85 (0.90 x 15.2) = 11.6 cm2

...entonc

es:

Capacidad de las planchas

2. Cargas de Servicio

NU = 1.2 CP + 1.6 CV = 40.8 tf

...como CV = 4CP entonces NU = 1.2 (CP) + 1.6(4CP) = 7.6 CP = 40.8 tf

CP = 5.37 tf con lo cual: N = Cp + CV

= 5.37 + 4(5.37) N = 26.85 tf

Carga de servicio

Bajo cargas de servicio la capacidad de un perno 3/4 A325-F en corte doble, para superficie Clase B es entonces igual a:

3. Pernos en el estado límite de agotamiento resistente

3.1. Por aplastamiento

3.2. Por corte

Controla la condición de agotamiento resistente sobre

la de servicio.

Se usarán 4 pernos por razones de simetría.

Ejemplo 3

Verificar la conexión mostrada suponiendo que ni el ala de la columna ni el perfil de conexión controla la respuesta

Solución

1. Cargas de agotamiento

NU = 1.2 (0.1 x 34) + 1.6 (0.9 x 34) = 53.0 tf

...componente de tracción: NUx = 0.8 x 53 = 42.4 tf

...componente de corte: NUy = 0.6 x 53 = 31.8 tf

Carga por perno: NU = 42.4 / 6 = 7.10 tf

VU = 31.8 / 6 = 5.30 tf

2. Cargas de servicio

N = 0.8 x (34) / 6 = 4.53 tfV = 0.6 x (34) / 6 = 3.40 tf

3. Verificación de las condiciones de servicio

4. Verificación del estado límite de agotamiento resistente

Capítulo 9.

Diseño Sismorresistente de Estructuras de Acero y

Estructuras Mixtas Acero - Concreto

El análisis y el diseño de edificios destinados a uso habitacional o de oficinas presenta una serie de características especiales en cuanto al tipo de edificios y de las solicitaciones que normalmente deben considerarse. También los diferentes miembros que forman parte de los componentes principales de estos edificios y los diferentes sistemas estructurales que se utilizan para proveer la necesaria resistencia y rigidez ante las solicitaciones.

Un edificio habitacional o de oficinas debe resistir los efectos combinados de las cargas horizontales y verticales. Por estar ubicados normalmente en zonas urbanas, estos edificios están solicitados principalmente a peso propio y sobrecargas permanentes y de uso como cargas verticales. Dependiendo de la zona geográfica en que esté ubicado y de las dimensiones del edificio, las cargas de viento y sismos pueden ser las que controlen el diseño ante solicitaciones horizontales (ILAFA, 2006)

La mayoría de los códigos de construcción en el mundo incluyen disposiciones relativas a las condiciones de regularidad. En caso de incumplimiento, dichas estructuras deben ser diseñadas con fuerzas sísmicas mayores para que tengan un nivel de seguridad adecuado contra alguna probable falla estructural. Como consecuencia, las estructuras irregulares tienen un mayor costo asociado, ya que necesitan secciones más robustas.

Es recomendable, entonces, cumplir con las recomendaciones de los códigos y evitar que existan irregularidades en planta o en elevación. Con estas recomendaciones la estructura “tendrá un comportamiento adecuado durante sismos fuertes”.

¿Que es un Terremoto?

Es un temblor de una parte de la corteza terrestre provocado por causas subterráneas naturales. Los movimientos de un sismo pueden ser débiles, los que sólo se registran con instrumentos específicos y sensibles, o tan potentes que producen el derrumbamiento en edificios, la apertura de grietas en terrenos, desprendimiento de tierras e incluso la destrucción de ciudades.

Las sacudidas más fuertes se producen en el centro del movimiento, que se llama epicentro, y van haciéndose más leves a medida que aumenta la distancia del mismo.

¿Porque se Produce un Sismo?La mayor parte de los sismos ellos se producen a consecuencia de tensiones de la corteza terrestre. Esta tensión puede atribuirse al deslizamiento de una superficie rocosa sobre otra. Los movimientos de este tipo son tectónicos o debidos a fracturas de rocas. El resultado de los deslizamientos rocosos se conocen como fallas. Estos pueden ser de cientos de metros o incluso kilómetros y realizarse en muchas etapas, cada una de ella acompañadas de un temblor. El deslizamiento puede ser vertical, horizontal o transversal.

Ondas Sísmicas Internas o de Cuerpo

Ondas Primaria u Ondas P

Hacen vibrar una partícula en el sentido de propagación de las ondas; con movimiento similar al de las ondas sonoras, comprimiendo y dilatando alternativamente el medio a través del cual viajan. Los valores promedios de propagación estas ondas son: en granito, de 5.5 km/seg y en el agua de 1.5 km/seg. Las ondas P se transmiten a mayor velocidad que las ondas S.

Ondas Secundarias u Ondas S

Hacen vibrar una partícula en sentido perpendicular a la trayectoria de las ondas, produciendo esfuerzos de corte en el medio sólido por el cual se propagan. Las ondas S tienen mayor amplitud y contenido de energía y son las que causan mayor daño en las edificaciones. El valor promedio de propagación de estas ondas en granito es de 3.0 km/seg.

Ondas Sísmicas de Superficie

Ondas Love u Ondas L

El movimiento de estas ondas es similar al de las ondas S, haciendo vibrar las partículas horizontalmente en sentido perpendicular a la dirección de propagación, sin movimiento vertical.

Ondas Rayleigh u Ondas R

El movimiento de estas ondas es similar al de las ondas en la superficie del agua, haciendo vibrar una partícula sobre un plano que apunta en dirección de la trayectoria de las ondas, con movimiento elíptico horizontal y vertical simultáneamente.

El Código de Hammurabí (1780 AC)

El derecho de los propietarios: Una Visión Antigua Si un constructor construye una estructura

para alguien, éste deberá entregarle un honorario de dos shekels por cada superficie.

Si un constructor construye una casa para alguien y no lo hace de manera apropiada y la casa que el ha construido cae y mata a su propietario, entonces el constructor debe ser muerto.

Si es el hijo del propietario quien ha muerto, entonces el hijo del constructor debe ser muerto.

Si la casa cae y arruina mercancías, el constructor debe recompensar al propietario por todo y ya que él no ha construido la casa en forma apropiada debe re-erigirla por sus propios medios.

Filosofía y Validez del Código Sísmico Venezolano

El Código Sísmico Venezolano COVENIN 1756-98, está conceptualmente basado sobre la expectativa del comportamiento inelástico de los elementos estructurales cuando se les somete a los efectos de fuertes terremotos sobre la base de una baja probabilidad de ocurrencia. Los conceptos fundamentales son los siguientes:

La estructura debe ser capaz de responder elásticamente a eventos sísmicos de pequeña magnitud sin daños.

Los daños causados por pequeños a moderados eventos sísmicos en elementos no estructurales deben ser bajos y reparados económicamente.

El diseño puede permitir riesgos a serios daños estructurales bajo la acción de fuertes terremotos, pero debe prevenir el colapso de la estructura.

Los requerimientos de las Normas Venezolanas no incluyen estructuras prefabricadas, puentes o edificios especiales. COVENIN 1756-98 da detallada información sobre la clasificación estructural acorde al uso, tipo de estructuras y clasificación de suelos. También provee espectros de diseño, métodos de análisis, especificaciones sobre la calidad de los materiales, requerimientos de diseño para elementos y juntas, así como, desplazamientos límites y máximos.

La Norma 1618-98 contempla requisitos sismorresistentes mínimos, generales y particulares. Los requisitos generales están orientados a mejorar la capacidad de disipación de energía y aborda aspectos referentes a los materiales, las combinaciones de las solicitaciones, las conexiones, juntas y medios de unión y al aseguramiento de la calidad.

En conjunto, el cumplimiento de ambos requisitos cumple el objetivo de:

Incrementar la capacidad de deformación. Evitar fallas frágiles debido a: Rotura por corte y torsión, Pérdida total

o degradación de la resistencia y Pandeo local.

Minimizar las desviaciones de las propiedades y el comportamiento de los materiales.

Si aceptamos que durante un movimiento sísmico se presentarán daños en la estructura, podemos utilizar el concepto de ductilidad implementado a través de mecanismo de columnas fuertes - vigas débiles. Propiciar la formación de rótulas plásticas en las vigas, fuera de la cara de la columna, ya sea reforzando el nodo (incrementando su Capacidad) o debilitando la resistencia de las vigas (reduciendo la Demanda sobre el nodo).

Si utilizamos el concepto de ductilidad como segundo mecanismo de defensa, podemos:

Controlar la Demanda sobre la estructura aislando la superestructura mediante dispositivos de disipación de energía en las fundaciones.

Controlar la Capacidad de la estructura incrementando el amortiguamiento crítico, pasando de amortiguamientos del 5% a valores de 10, 15 y hasta 25%, incorporando dispositivos de disipación de energía en los miembros o sus conexiones.

El enfoque energético como alternativa al de la ductilidad, abre nuevas esperanzas de prolongar la vida útil de edificaciones irregulares.

Durante el terremoto de Northridge 1994, el uso de sistemas de control pasivo en el Hospital de la Universidad del Sur de California, edificación irregular en planta y elevación de más de 7 niveles, aislada en la base: permitió reducir cerca del 50% el nivel de aceleraciones pico en el techo (0.21g) respecto a la de la base (0.37g) y a la de campo libre (0.49g). La superestructura permaneció totalmente elástica debido a la efectividad del aislamiento de la base, y se espera igual desempeño ante futuros terremotos.

Estructura con disipaciónde energía

Estructura sin disipaciónde energía

Pórtico con dispositivos de absorción de energía incorporados al diseño de los arriostramientos para mejorar sus propiedades. Es importante que en un diseño de este tipo, se prevenga el pandeo de las columnas y de las diagonales.

Estructura con aislamientosísmico en la base

Estructura convencional

Aspectos Novedosos de la Norma 1618-98“ESTRUCTURAS DE ACERO PARA EDIFICACIONES

MÉTODO DE LOS ESTADOS LÍMITES”

Escrita en formato del Método de los Estados Límites. Ampliación de los Métodos de Análisis para Estructuras de Acero.

o Métodos de análisis elásticos.

o Métodos elásticos con redistribución de momentos.

o Métodos de análisis plásticos.

o Método alternativo para incorporar efectos de segundo orden a partir de un análisis elástico de primer orden.

Ampliación de la clasificación de las secciones transversales

o Secciones para diseño plástico.

o Secciones compactas.

o Secciones no compactas.

o Secciones esbeltas.

El ámbito de aplicación se amplia para incluir la construcción mixta a losas, columnas y muros estructurales

Se amplia el número de sistemas estructurales:

Sistemas estructurales tipificados en la Norma venezolana COVENIN-MINDUR 1618-98

Pórticos.

Pórticos resistentes a momento con vigas de celosía.

Pórticos de acero con diagonales concéntricas en X, V y V invertida.

Pórticos con diagonales excéntricas.

Pórticos con columnas de concreto reforzado o mixtas acero-concreto y, vigas de acero estructural o mixtas acero-concreto.

Pórticos con columnas de acero estructural y vigas mixtas acero-concreto conectadas mediante conexiones semirrígidas.

Pórticos con columnas de concreto reforzado o mixtas acero-concreto, vigas y diagonales concéntricas de acero estructural o mixtas acero-concreto.

Pórticos con columnas de concreto reforzado o mixtas acero-concreto, vigas de acero estructural o

parcialmente mixtas y diagonales excéntricas de acero estructural.

Muros estructurales de concreto reforzado o muros mixtos acero-concreto con perfiles de acero estructural o mixtos como miembros de bordes y, vigas de acero estructural que acoplan dos o más muros estructurales.

En los sistemas resistentes a sismos el diseño de las conexiones debe estar respaldado por ensayos específicos para el proyecto o en ensayos reportados de otros proyectos que simulan las condiciones del proyecto.

Se incorpora un Apéndice para diseño específico de los perfiles L.

Como en la versión anterior se EXCLUYEN del Alcance de la Norma los perfiles tubulares y los perfiles formados en frío, autorizándose en las Disposiciones Transitorias el uso de normas extranjeras mientras no existan las correspondientes normas venezolanas COVENIN-MINDUR siempre que se complementen con las disposiciones de las COVENIN-MINDUR 1618-98, 2002, 2003, 1753 y 1756-98 vigentes.

En concordancia con la nueva norma COVENIN-MINDUR 1756-98, se extiende el campo de aplicación de la Norma a edificaciones existentes.

Se incorporan nuevas definiciones.

Espectros de Diseño(1756-98:CAPITULO 7)

Selección de la Forma Espectral y el Factor (1756-98: CAPITULO 5)

TABLA 5.1 FORMA ESPECTRAL Y FACTOR DE CORRECCIÓN

(a) El espesor de los estractos debe ser mayor que 0.1 H.(b) Si A0 0.15, usese S4.(c) Si A0 > 0.15, usese S3.

Diseño Sismorresistente Según la Norma 1618-98Congruente con la nueva Norma venezolana COVENIN-MINDUR 1756-98 “Edificaciones Sismorresistentes” en el diseño de los sistemas resistentes a sismos de las estructuras de acero se admite que sometidas a los sismos de diseño puedan incursionar en el rango inelástico de comportamiento. Para aproximar estos efectos inelásticos se suministran valores del Factor de Reducción de Respuesta de los espectros elásticos, R.

Las ordenadas del espectro de diseño elástico son reducidas por el factor de reducción de respuesta R, el cual toma en cuenta la ductilidad de desplazamiento de la estructura y la sobrerresistencia.

Comportamiento de Estructuras Construidas con Miembros Dúctiles

Factor de Sobrerresistencia para Estructuras de Acero y Mixtas Acero-Concreto

Niveles de Diseño NIVEL DE DISEÑO 3 (ND3)

o Se espera que los miembros de los pórticos de acero proyectados, detallados y construidos con el ND3 sean capaces de soportar deformaciones inelásticas significativas cuando sean solicitados por las fuerzas resultantes de los movimientos sísmicos de diseño que actúan conjuntamente con otras cargas (Capítulo 9). Los pórticos con ND3 deben cumplir con todos los requisitos prescritos en la Parte 2, Capítulo 11 (Articulado 11.4) de la Norma 1618-98.

NIVEL DE DISEÑO 2 (ND2)o Se espera que los miembros de los pórticos de acero proyectados, detallados y construidos con

el ND3 sean capaces de soportar deformaciones inelásticas moderadas cuando sean solicitados por las fuerzas resultantes de los movimientos sísmicos de diseño que actúan conjuntamente con otras cargas (Capítulo 9). Los pórticos serán diseñados de manera que las deformaciones inducidas por el sismo sean por la cedencia de los miembros del pórtico cuando se usen conexiones de momento, o por la cedencia de los elementos de las conexiones cuando se utilicen conexiones semirrígidas. Los pórticos con ND2 deben cumplir con todos los requisitos prescritos en la Parte 2, Capítulo 11 (Articulado 11.3) de la Norma 1618-98.

NIVEL DE DISEÑO 1 (ND1)o Se espera que los miembros de los pórticos de acero proyectados, detallados y construidos con

el ND1 sean capaces de soportar deformaciones inelásticas limitadas cuando sean solicitados por las fuerzas resultantes de los movimientos sísmicos de diseño que actúan conjuntamente con otras cargas (Capítulo 9). Los pórticos con ND1 deben cumplir con todos los requisitos prescritos en la Parte 2, Capítulo 11 (Articulado 11.2) de la Norma 1618-98.

Los requisitos para el proyecto, la fabricación, la inspección, el montaje o la construcción se canalizan a través de los Niveles de Diseño establecidos para cada tipología estructura. Como mínimo para todos los Niveles de Diseño se exige:

Diseñar las uniones viga-columna para que la acción inelástica ocurra a una distancia remota de la cara de la columna, con el fin de minimizar la demanda en las juntas soldadas y la columna.

Eliminación de todos los accesorios utilizados durante la ejecución de la conexión soldada, tales como: planchas de respaldo, pletinas de extensión, etc. Se deben sanear todas las imperfecciones superficiales que puedan servir de entalladura para el inicio y propagación de grietas.

Los materiales a utilizar son seleccionados por sus propiedades inelásticas y de soldabilidad; como mínimo se exige cumplir los tres requisitos siguientes:

Relación Fy / Fu 0.85; siendo Fy la tensión de cedencia mínima especificada y Fu la tensión de agotamiento resistente a tracción.

Una larga y pronunciada rama de cedencia después que se ha iniciado la cedencia del acero.

Excelente soldabilidad.

Sistemas Estructurales Cada estructura deberá estar provista de un sistema completo de resistencia a cargas verticales y laterales, capaces de transmitir las fuerzas de inercia desde su punto de aplicación a los miembros

resistentes y al suelo de la fundación de la manera más directa posible a través de los pisos y techos actuando como diafragmas rígidos en su plano y de los miembros dotados de la resistencia y rigidez adecuados (Norma Covenin Mindur 1756-98, Artículo 6.3)

El ingeniero seleccionará de acuerdo con el Nivel de Diseño, ND, uno de los sistemas estructurales tipificados en la Tabla 4, prestando especial atención al mecanismo de disipación de energía.

La experiencia ha demostrado un mejor comportamiento ante sismos de las estructuras redundantes. De

hecho, el Factor de Reducción de Respuesta incluye el factor de sobrerresistencia que considera la hiperestaticidad del sistema estructural.

Tipos Estructurales en Acero

PÓRTICOS CON VIGAS DE CELOSÍA (STMF)

Special Truss Moment Frame

TABLA No. 4. SISTEMAS ESTRUCTURALES DE LA NORMA COVENIN 1618-98

Comparación entre Pórticos Resistentes a Momento y Pórticos Arriostrados

El proyecto de pórticos con arriostramientos, concéntricos o excéntricos exige una atención

muy minuciosa en los siguientes aspectos:

Localización de los arriostramientos:

La contribución de los arriostramientos a la resistencia de la estructura depende de su localización. Además de su número y localización en planta debe considerarse:

Incrementar la resistencia y rigidez torsional disponiendo los arriostramientos en la periferia, dejando el interior libre.

Localizar los arriostramientos simétricamente respecto al centro de masas, para evitar grandes excentricidades de rigidez.

Hacer redundante el sistema de resistencia a fuerzas laterales.

Estudiar la conveniencia de incrementar las cargas verticales en las columnas vinculadas a los arriostramientos, para reducir las fuerzas de tracción que pueden dificultar o hacer más costosa el diseño de las fundaciones.

Selección de la configuración de los arriostramientos:

La configuración de los arriostramientos depende de las restricciones impuestas por la arquitectura. En los arriostramientos excéntricos, al menos un extremo de cada arriostramiento en el pórtico debe estar conectado a la viga eslabón.

Longitudes de los arriostramientos o de la viga eslabón. La respuesta del sistema arriostrado está

íntimamente ligado a la relación de esbeltez efectiva, kL/r de los arriostramientos.

Diseño de la sección transversal del arriostramiento o viga eslabón.

Diseño de los arriostramientos, columnas y otras vigas del pórtico.

En los pórticos con arriostramientos excéntricos, diseño y detallado de los arriostramientos de la viga eslabón.

Diseño y detallado de las conexiones de los arriostramientos.

Mecanismos de Disipación de Energía

El mecanismo seleccionado para la disipación de energía es el de Columnas Fuertes - Vigas Débiles, localizándose fundamentalmente las zonas de disipación de energía en las vigas, los arriostramientos y las conexiones.

COLUMNA FUERTE - VIGA DÉBIL

COLUMNA FUERTE - VIGA FUERTE

Pórticos con Arriostramiento Concéntricos (CBF)

Arriostramientos en V

Los sistemas aporticados con arriostramientos concéntricos deben ser diseñados usando la capacidad de resistencia a carga axial y el detallado de los miembros para permitir la formación de articulaciones plásticas en los extremos de los arriostramientos cuando éste pandea fuera de su plano.

Arriostramientos en V invertida

Arriostramientos en Diagonal

Arriostramientos en Cruz

Tres parámetros afectan la capacidad de respuesta histerética de los arriostramientos:

La relación de esbeltez ( ) Las condiciones de fijación en los extremos (K)

La forma de la sección (A, I)

Arriostramiento muy esbeltos tienen poca rigidez en la configuración pandeada. Asimismo, pierden resistencia muy rápidamente con las cargas cíclicas inelásticas y no recuperan su geometría original.

Comportamiento Observado Durante los Terremotos

PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS CONCÉNTRICOS

Bajo la acción de terremotos severos, los arriostramientos y sus conexiones presentan deformaciones cíclicas inelásticas significativas en el rango de post-pandeo.

Los efectos de estas rotaciones cíclicas y las rótulas plásticas se forman en el medio del tramo y en los extremos de los arriostramientos.

En los arriostramientos concéntricos la cedencia y el pandeo ocurren bajo derivas moderadas, entre 0.003 y 0.005, lo que representa un 20% de la deriva correspondiente a un pórtico de momento sin arriostrar.

La falla del sistema de arriostramientos ocurre por fractura en las conexiones o en los arriostramientos.

Cuando la sección del arriostramiento no clasifica como compacta, el pandeo local severo reduce la ductilidad del sistema estructural.

La falla de los arriostramientos o de sus conexiones resulta en grandes valores de la deriva que impone una fuerte demanda de ductilidad en las vigas, las columnas, y las conexiones.

Los sistemas de arriostramientos en V o V invertida, al pandear una diagonal, se desbalancean las fuerzas resultando una fuerza neta vertical y flexión en la viga.

El criterio de diseño basado solamente en diagonales traccionadas no debe usarse en diseño

sismorresistente. Resultan miembros de una gran relación de esbeltes, kL/r, con lazos histeréticos estrechos o con el efecto de “pinza”. Tampoco debe utilizarse arriostramientos en k, pues al pandear

una de las diagonales se desbalancea la distribución de solicitaciones, resultando una carga horizontal neta sobre la columna y propiciando la formación de rótulas plásticas en la misma.

kL/r < 40 : Miembros cortos, diagramas histeréticos anchos y lazos planos.

kL/r 40 - 100: Miembros intermedios.

kL/r 100 - 200 : Miembros esbeltos, diagramas histeréticos estrechos y lazos estrangulados.

La relación de esbeltez condiciona los lazos de histéresis, y por lo tanto, el desempeño sismorresistente de la estructura.

Si el pandeo de los arriostramientos no ocurren en forma simultánea induce a una gran respuesta torsional de la estructura.

Si el pandeo ocurre fuera del plano de la diagonal daña o destruye los cerramientos y acabados de la estructura.

Pórticos con Arriostramiento Excéntricos (EBF)

PÓRTICO CON ARRIOSTRAMIENTOS

Los EBF poseen las ventajas de los pórticos con conexiones de momento y la de los pórticos con arriostramientos concéntricos. Pueden absorber más energía sísmica que un pórtico arriostrado a la vez que son más rígidos que los pórticos con conexiones de momento y por lo tanto menos desplazables lateralmente.

Las estructuras deben diseñarse para disipar energía mediante deformaciones plásticas, las cuales permiten eventualmente la formación y la rotación de articulaciones plásticas.

TIPOS DE PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTO EXCÉNTRICO

Filosofía de Diseño de los Pórticos con Arriostramientos Excéntricos

Restringir la cedencia en la viga eslabón o eslabón (link) diseñada por capacidad. Es decir, los eslabones son dimensionados y detallados para las fuerzas sísmicas establecidas por la Norma, mientras que los otros miembros (arriostramientos, columnas y vigas colectoras) se diseñan para las fuerzas y las tensiones de endurecimiento de los eslabones (capacidad del eslabón). Las deformaciones post-cedencia del eslabón se deben a cedencia por flexión, cedencia por corte o una combinación de las dos.

Las vigas de enlace se diseñarán para la cedencia por corte que es un mecanismo efectivo de absorción y disipación de energía.

Procedimiento de Diseño (EBF)

CAPITULO 13: REQUISITOS PARA PORTICOS DE ACERO CON DIAGONALES EXCENTRICASNORMA 1618-98

Definición de los criterios de diseñoo Cargas.

o Restricciones en la desplazabilidad lateral.

o Requisitos arquitectónicos y de instalaciones electromecánicas.

o Restricciones de costos.

Selección de la configuración estructural (al menos un extremo de la viga de enlace debe estar conectada al arriostramiento)

o Arquitectura.

o Las proporciones entre las dimensiones (alto y ancho) del pórtico.

o Localización de los pasos y aberturas, etc.

Determinación de las solicitaciones.

Selección de la viga de enlace.

Selección del arriostramiento.

Verificación de la desplazabilidad lateral y rotación de la viga de enlace.

Diseño de los arriostramientos laterales y de los rigidizadores.

Diseño de las columnas.

Verificación de la capacidad de agotamiento resistente para evitar un mecanismo de colapso.

Diseño de las conexiones.

Diseño de las fundaciones.

Requisitos Sismorresistentes COVENIN-MINDUR 1648-98

PÓRTICOS NO ARRIOSTRADOS

PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS CONCÉNTRICOS

Requisitos Sismorresistentes para Vigas

Relaciones ancho / espesor

Las vigas serán de sección compacta:

Áreas de las alas de las vigas

No se permiten cambios abruptos en el área de las vigas en las regiones de rótulas plásticas. Se permite el taladrado o recorte de las alas de las vigas cuando experimentalmente se demuestre que la sección resultante puede desarrollar rótulas plásticas estables que satisfacen los requisitos exigidos para el Nivel de Diseño ND3. Las vigas de sección reducida (“dog bone”) deben satisfacer los requisitos del Nivel de Diseño ND3.

Arriostramiento lateral de las vigas

Las vigas deben tener ambas alas soportadas lateralmente, directa o indirectamente. Adicionalmente se deben colocar arriostramientos laterales cerca de los puntos de aplicación de las cargas concentradas, de cambios de sección transversal y donde el análisis indique que se formará una rótula plástica.

La longitud no arriostrada entre los apoyos laterales, Lb , es función del Nivel de Diseño y no debe exceder de los siguientes valores:

Requisitos Sismorresistentes para Columnas

En las columnas de los sistemas resistentes a sismos donde la relación Nu / c Nn sea mayor que 0.40 se cumplirá con los siguientes requisitos:

La demanda a compresión normal, en ausencia de cualquier momento aplicado, se determinará de la combinación de acciones (10-11).

La demanda a tracción normal, en ausencia de cualquier momento aplicado, se determinará de la combinación de acciones (10-12).

Las demandas calculadas en los puntos anteriores no excederán ninguno de los siguientes valores:

o La carga máxima transferida a la columna considerando 1.1 Ry veces la capacidad resistente de la viga conectada o de los miembros de arriostramiento de la estructura.

o El valor límite determinado por la capacidad del sistema de fundación para resistir el levantamiento por volcamiento.

Relaciones ancho / espesor

Las columnas serán de sección compacta,

Excepto donde la relación de momentos en la conexión viga-columna sea menor o igual a 1.25, en cuyo caso las columnas serán de sección plástica, debiéndose cumplir la siguiente relación límite:

Conexiones, Juntas y Nodos

La norma COVENIN 1618-98 introduce definiciones precisas de conexiones, juntas y nodos. Las conexiones de momento, excepto los pórticos con ND1 que deben permanecer elásticos para los movimientos sísmicos de diseño, deberán demostrar analítica y experimentalmente que son capaces de suministrar para las derivas especificadas en la Norma COVENIN 1756-98 el ángulo de rotación especificado por la Norma COVENIN 1618-98.

No es intención de la Norma 1618-98 exigir el ensayo de todas las conexiones de un determinado proyecto. En muchos casos los ensayos reportados en la literatura pueden ser utilizados para demostrar que la conexión satisface los requisitos de capacidad resistente y rotación inelástica exigidos, siempre y cuando esos ensayos satisfagan los requisitos del Apéndice F.

El diseño moderno de conexiones concentra su atención en los siguientes tres aspectos fundamentales:

Rigidez Resistencia

Ductilidad bajo cargas críticas

Las clasificación de los tipos de conexiones en totalmente restringidas, TR, y parcialmente restringidas, PR (Artículo 3.4) obedece a las nuevas tendencias mundiales en esta área. Los pórticos se modelan usando en los nodos las rigideces de vigas y columnas, pero cuando se requiera o exija un modelo más realista, se podrá incorporar la rigidez del panel viga-columna. En ambos casos, los momentos y cortes se calcularán a la cara de la columna.

En el análisis lineal de estructuras con conexiones semirrígidas, las vigas se modelarán con una rigidez EI equivalente, conocida en las conexiones precalificadas. Para análisis no lineales o conexiones no precalificadas, los parámetros de las conexiones se deberán obtener directamente del modelo.

Las fallas en las conexiones deben ser dúctiles (deslizamientos de pernos, cedencia en el acero, pandeo local menor) y no frágiles (pandeo local severo que conduce a fracturas prematuras por fatiga de bajo ciclaje: fractura de los pernos o la soldadura y fractura de la sección de acero). La secuencia jerárquica de las fallas deseables en conexiones es la indicada en la siguiente tabla:

MODO DE FALLA DESCRIPCIÓN

DÚCTIL

1. Cedencia en las planchas de la conexión.

2. Cedencia por aplastamiento.

3. Cedencia en las vigas.

DÚCTIL / FRÁGIL4. Pandeo local.

5. Cedencia en la zona del panel viga-columna.

FRÁGIL

6. Fractura de los pernos.

7. Fractura de las soldaduras.

8. Fractura en las vigas.

9. Fractura en la sección neta.

Disposiciones de Diseño Sismorresistente Orientadas a Mejorar la Capacidad de Disipación de Energía

Limitar las relaciones ancho/espesor de los arriostramientos y columnas para minimizar el pandeo local.

Diseñar y disponer tan cerca como sea posible las planchas de relleno (tacos) en los arriostramientos compuestos para evitar el pandeo prematuro.

Incrementar la capacidad resistente de los arriostramientos y sus conexiones.

Establecer requisitos adicionales para el diseño y detallado de las columnas y sus empalmes.

Daños a Estructuras de Acero Durante Eventos Sísmicos

UNA ESTRUCTURA SE COMPORTARÁ TAN BIEN COMO HA SIDO PROYECTADA PERO NO

MEJOR DE COMO HA SIDO FABRICADA, INSPECCIONADA, MONTADA O CONSTRUIDA

Páginas Web Recomendadas

http://www.aisc.org/

http://www.sacsteel.org/

http://www.aise.org/

http://www.sidetur.com.ve/

http://www.sidor.com.ve/index01.html

http://www.acerosarequipa.com

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ISBN 84-481-1205-9Mc Graw Hill, 1997

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STRUCTURAL STEEL DESIGN LRFD

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ISBN 0-8273-6221-8Delmar Publishers

BASIC STEEL DESIGN WITH LRFD

byF.J.Lin, T. Galambos,

and B. Johnston

ISBN 0130595772Prentice Hall, 1995