diseño de edificio metálico

UNIVERSIDAD NACIONAL DE TUCUMAN

FACULTAD DE CIENCIAS EXACTAS Y TECONOLOGIA

DEPARTAMENTO DE CONSTRUCCIONES Y OBRAS CIVILES

PROYECTO FINAL

DISEÑO, CÁLCULO Y DIMENSIONAMIENTO DE LA ESTRUCTURA METÁLICA PARA

UN EDIFICIO EN SAN MIGUEL DE TUCUMAN

Autor: Alvaro Javier Viola

Director: Ing. Guillermo Robledo

DICIEMBRE de 2011

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INDICE

PARTE I: CONCEPTOS PRELIMINARES

1. CAPÍTULO I: CONSIDERACIONES TEÓRICAS

1.1. INTRODUCCIÓN

1.2. OBJETIVOS DEL TRABAJO

1.2.1. OBJETIVOS GENERALES

1.2.2. OBJETIVOS ESPECÍFICOS

2. CAPÍTULO 2: ANTECEDENTES Y CONCEPTOS SOBRE ESTRUCTURAS

2.1. LA CONSTRUCCIÓN METÁLICA EN EL PAÍS

2.2. EL ACERO

2.3. TIPOS DE ACERO

2.4. VENTAJAS E INCONVENIENTES DE LAS ESTRUCTURAS METÁLICAS

2.5. CONFIGURACIONES ESTRUCTURALES

2.5.1. SISTEMA APORTICADO

2.5.2. TABIQUES

2.5.3. SISTEMA MIXTO

2.5.4. TUBO CALADO

2.5.5. TUBO EN TUBO

2.5.6. HAZ DE TUBO

2.5.7. SISTEMA RETICULADO

2.6. PROTECCIONES PARA ESTRUCTURAS METÁLICAS

2.6.1. PROTECCIÓN CONTRA INCENDIOS

2.6.2. PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN

2.7. RIGIDIZACIÓN EN EDIFICIOS METÁLICOS

2.7.1. PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS CONCÉNTRICOS (CBF)

2.7.2. PORTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS EXCENTRICOS (EBF)

2.7.3. MUROS DE CORTE CON PLACAS DE ACERO

PARTE II:

3. CAPÍTULO 3: EDIFICIO OBJETO DEL PROYECTO

3.1. EMPLAZAMIENTO Y CARACTERÍSTICAS

3.2. SOLUCIÓN ADOPTADA

3.3. SOBRE LA CIMENTACIÓN

3.4. COMPARACIÓN CON LA VERSIÓN EN HORMIGÓN ARMADO

3.5. MAMPUESTOS UTILIZADOS

3.5.1. HORMIGÓN CELULAR CURADO EN AUTOCLAVE (HCCA)

3.5.2. LADRILLO MACIZO RETAK DE HCCA

4

3.5.3. COMPARACIÓN ENTRE MUROS CON LADRILLOS DE HCCA Y

CERÁMICOS

3.5.3.1. MURO EXTERIOR

3.5.3.2. MURO INTERIOR

4. CAPITULO 4: MODELADO DEL EDIFICIO

4.1. ANÁLISIS DE CARGAS

4.1.1. ACCIONES PERMANENTES

4.1.2. ACCIONES VARIABLES

4.1.3. ACCIONES ACCIDENTALES

4.2. ESTADOS DE CARGAS

4.3. LIMITACIONES A LOS DESPLAZAMIENTOS

5. CAPITULO 5: DISEÑO Y VERIFICACION DE ELEMENTOS ESTRUCTURALES

5.1. MATERIALES UTILIZADOS

5.2. COLUMNAS

5.3. VIGAS

5.4. ARRIOSTRAMIENTOS

5.4.1. ARRIOSTRAMIENTO TIPO 1




5.5. LOSAS MIXTAS

6. CAPITULO 6: DISEÑO Y CALCULO DE LAS UNIONES TIPO


6.2. UNIONES CON TORNILLOS DE ALTA RESISTENCIA

6.3. EMPALME COLUMNA – COLUMNA

6.4. UNION VIGA – VIGA

6.5. UNION VIGA – COLUMNA

6.6. UNION VIGA – TABIQUE

6.7. UNIONES RIOSTRAS CON ESTRUCTURA

6.7.1. RECOMENDACIONES PARA EL CALCULO

6.7.2. UNION PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO1




7. CAPITULO 7: CONCLUSIONES

8. CAPITULO 8: BIBLIOGRAFÍA

ANEXO

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PARTE I: CONCEPTOS PRELIMINARES


1.1 INTRODUCCION

En este proyecto se ha realizado el diseño, cálculo, dimensionamiento y

optimización de la estructura metálica para un edificio en la ciudad de San Miguel

de Tucumán, con ayuda del software de cálculo estructural RAM Advanse 9.5, y de

acuerdo con la normativa aun vigente (CIRSOC 1983).

También se ha desarrollado la documentación correspondiente a todos los

elementos metálicos que constituyen la superestructura del edificio, incluido los

medios de unión utilizados y de arriostramientos.

Se trata de un edificio para uso habitacional en el centro de la ciudad de San

Miguel de Tucumán, de 7006,72m² construidos, constituido por dos (2) subsuelos,

planta baja, y 11 niveles sobre esta, mas terraza. Sus dimensiones en planta son, de

14,67 mts de ancho, y de 34,45 mts de largo. El edificio tiene una altura de entre

piso de 2,70 mts, y una altura total sobre el nivel de vereda de 41,03 mts.

La estructura del edificio es mixta, siendo los elementos estructurales (vigas

y columnas) de los subsuelos de hormigón armado, como así también todos los

tabiques que forman parte del edificio. Las columnas y vigas de la superestructura

fueron resueltas con perfiles de acero de uso comercial, como así también los

arriostramientos, mientras que para las losas se opto por el tipo de losas mixtas

(steel-deck), donde la chapa inferior tiene la doble función de absorber los

esfuerzos de tracción y actuar de encofrado.

Para las diferentes uniones entre los elementos estructurales, se trabajo con

soldaduras con material de aporte y pernos de alta resistencia, de manera de lograr

uniones antideslizantes, acordes al tipo de estructura tratada y las nuevas prácticas

constructivas.

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1.2. OBJETIVOS DEL TRABAJO

1.2.1. OBJETIVOS GENERALES

Establecer una metodología de cálculo de la estructura metálica (acero), de

acuerdo con la normativa vigente (CIRSOC 1983).

Aplicar y afianzar los conocimientos adquiridos durante mi formación

académica, en relación con el cálculo estructural, saliendo de los problemas

comunes que se presentan en nuestro medio.

La posibilidad de implantación de estructuras pesadas desarrolladas con

elementos metálicos.

Desarrollar técnicas de cálculo adecuadas al caso estudiado, aprendiendo todo

lo relacionado al modelado mediante el uso de un software de cálculo

estructural.

Ampliar mis conocimientos en cuanto a técnicas constructivas, elementos y

materiales disponibles.

Aprender sobre las dificultades que se presentan en problemas como el

planteado.

1.3. OBJETIVOS ESPECIFICOS

Recopilación de la información necesaria para el planteamiento del cálculo de

la estructura del edificio.

Modelización y optimización de la estructura, con la ayuda del software de

cálculo RAM Avanse.

Diseño y adopción final de todos los elementos metálicos constitutivos del

edificio.

Desarrollo de los documentos técnicos necesarios para la interpretación de los

resultados obtenidos.

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2.1. LA CONSTRUCCIÓN METÁLICA EN EL PAÍS

La construcción mediante el empleo del acero en el norte de nuestro país,

está reservada casi exclusivamente para estructuras livianas, tales como naves

industriales, cubiertas o torres de pequeña envergadura. También existe una

cultura muy arraigada de la albañilería y, por extensión, de la utilización del

hormigón, que actúan como contrapeso en la propagación de nuevos desarrollos,

donde el material principal utilizado para su construcción sea el acero.

Según un informe del año 2006, cuando el PBI per cápita en el país era de

5500U$S/hab, había un consumo de acero de solo 108Kg/hab, a diferencia de los

193Kg/hab de México, con el mayor consumo de la región latinoamericana, que

para aquel entonces contaba con un PBI de 8000U$S/hab, pero apenas superior que

Brasil, donde en el ese mismo año, con un PBI de 5600U$S/hab, había un consumo

de 96Kg/hab. Con estos valores se puede concluir que la mayor o menor utilización

de acero como elemento para la construcción, viene estimulado según la situación

financiera propia de cada país y de su cultura constructiva. También es por esto,

que con la crisis económica que curso nuestro país del año 2001-2002, no fue raro

ver que el rubro de la construcción fue uno de los que más perjudicados, y por

ende, el consumo por persona de acero cayó abruptamente. Luego de esta crisis

apareció un crecimiento significativo de viviendas unifamiliares para los ingresos

medios altos y altos a partir del steel framing. Muchos de ellos relacionados con los

ingresos de los productores de granos, los que se vieron beneficiados por el alto

precio de esos commodities.

Hoy en día, se están realizando planes de promoción, no solo en argentina,

sino en toda la región para promover la utilización del acero para la construcción,

para eso se han identificado tres áreas de trabajo, las cuales son: a) Ingeniería; b)

Arquitectura; c) Auxilio Técnico.

En el caso de la ingeniería es donde se han obtenido los mayores logros, y

donde el lema ahora es Profundizar el conocimiento de los profesionales acerca de

la construcción de acero. En paralelo se continúa con el proyecto de difusión de las

especificaciones AISC 2005, con vistas a propulsar la necesaria actualización de los

reglamentos nacionales, que en muchos casos han quedado relegados en relación a

las nuevas especificaciones internacionales.

9

Con respecto a la arquitectura, se busca introducir a los futuros

profesionales a la construcción de acero, y motivar el desarrollo de nuevos

proyectos con soluciones metálicas.

Por último en el auxilio técnico se pretende armar contenidos básicos y de

esta forma ayudar a resolver las dificultades que se presentan para la capacitación

de los dibujante proyectistas, donde se ha constatado los tropiezos de las empresas

de ingeniería y fabricantes de estructuras, con relación a la calificación del personal

para estas funciones.

Como ya se dijo anteriormente, el acero en Argentina fue muy poco utilizado

para construcciones pesadas, o edificios en altura, aunque se puede citar como

nuestro principal antecedente al edificio de la sede central de la Sociedad Mixta

Siderúrgica Argentina (SOMISA), empresa que llevo a cabo este proyecto entre otras

cosas a modo de promoción de la utilización del acero.

Este edificio, ubicado en capital federal, fue el precursor en el uso del acero

y nuevas tecnologías para su construcción. Fue el primer ejemplar local erigido con

este material y el primero también en el mundo totalmente soldado, se inauguro en

el año 1977, pero su proyecto data del año 1967 fue concebido como un mecano

de alta precisión, realizado con chapas planas de 3 mm de espesor, con las que

conformaron columnas, vigas y entrepisos.

Se concibió su cerramiento y soportes en concordancia con la estructura

portante vertical/horizontal, así como con los núcleos de hormigón pretensado de

los ascensores, definiendo una totalidad de elementos que trabajan solidariamente

para absorber los esfuerzos provenientes de los agentes exteriores.

La estructura portante de acero perimetral - que evita la existencia de

columnas interiores-, la adecuada localización de las circulaciones y la zonificación

de los espacios de trabajo hacen de SOMISA un edificio flexible, siempre preparado

para modificarse.

Constituido por 7 subsuelos y 14 pisos altos, la sede alberga funciones

públicas, gran parte de ellas resueltas en la planta baja, las funciones de trabajo

administrativo y ejecutivo ocupan las plantas del 1º al 10º, las de esparcimiento y

relax en el trabajo se ubicaron en el 11º y 12º. Constructivamente, el edificio se

divide en dos partes, la inferior, enterrada 24 m, fue realizada en hormigón armado;

la superior, en cambio, es de estructura metálica y cerramientos de elementos

prefabricados montados en seco.

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La estructura de hormigón armado se desarrolla del 8º subsuelo al 2º; a nivel

del primer subsuelo se produce la transición de esta con la estructura metálica, y

puede apreciarse la fundación de las columnas de la torre.

Se utilizaron encofrados metálicos a fin de obtener la completa verticalidad

de los paramentos de hormigón para ensamblarlos con la estructura también

metálica, que apoya en cuatro grandes columnas de acero y en los dos núcleos de

circulaciones verticales. Consta de vigas de fachada, separadas 60 cm de la piel de

vidrio del edificio y situadas cada dos plantas, de 19 m de luz y 8 m de voladizo a

ambos lados de sus apoyos. El conjunto estructural se completa con vigas interiores

Vierendeel de acero, dispuestas también cada dos plantas, de 19 m de luz, que

descansan en ambos núcleos de hormigón armado. Sobre estas vigas, y

conformando los entrepisos, se hallan los casetones de chapa de acero de 3 mm de

espesor que, además de sus funciones resistentes, cumplen las de conductos

técnicos.

2.2. EL ACERO

El acero es básicamente una aleación o combinación de hierro (más de un

98%) y carbono, en el cual, sus propiedades pueden ser manejadas de acuerdo a las

necesidades especificas mediante tratamientos con calor, trabajo mecánico, o

mediante aleaciones.

El acero es el material estructural por excelencia para grandes alturas,

puesto que resuelve con éxito los problemas estructurales de soportar el peso con

11

columnas de dimensiones reducidas, permite utilizar elementos esbeltos y de esta

manera lograr disminuir el peso total de la estructura.

Los aceros de uso estructural enunciados en el reglamento CIRSCO 301, y

que deben cumplir con las disposiciones contenidas en las normas IRAM-IAS U 500-

42 e IRAM-IAS U 500-503, serán de la nominación F-20, F-22, F-24, F26, F-30, F-36.

Donde el número que aparece al lado de la F, hace referencia a la tensión limite de

fluencia expresada en 10-1MPa.

De estos aceros, los que se consiguen con facilidad en Argentina son los F-

24, F26 y bajo pedido, en general, los F-36.

2.3. TIPOS DE ACEROS

Los tipos de acero utilizables en perfiles y chapas con fines estructurales son:

Aceros laminados en caliente: Se entiende por tales a los aceros no aleados, sin

características especiales de resistencia mecánica ni de resistencia a la corrosión, y

con una microestructura normal.

Aceros con características especiales: se consideran los siguiente tipos:

I. Aceros normalizados de grano fino para construcción soldada.

II. Aceros de laminados termomecánico de grano fino para construcción

soldada.

III. Aceros con resistencia mejorada a la corrosión atmosférica.

IV. Aceros templados y revenidos

V. Aceros con resistencia mejorada a la deformación en la dirección

perpendicular a la superficie del producto.

Aceros conformados en frio: se entiende por tales a los aceros cuyo proceso de

fabricación consiste en un conformado en frio, que les confiere unas características

específicas desde los puntos de vista de la sección y la resistencia mecánica.

2.4. VENTAJAS E INCONVENIENTES DE LA ESTRUCTURA METALICA.

El empleo del acero en las estructuras tiene una serie de ventajas sobre

otros materiales que hace de estas una alternativa interesante a ser estudiada. A

continuación se enumeran algunas de sus propiedades más destacadas:

Arquitectura con diseño libre. La tecnología del acero permite al arquitecto

lograr una total libertad en su creatividad.

Las estructuras metálicas avisan. Al tomar grandes deformaciones, antes de

producirse el fallo definitivo.

12

Garantía de calidad. El material es homogéneo y es fabricado en

establecimientos donde es posible controlar el proceso, la posibilidad de fallos

humanos es mucho más reducida que en estructuras construidas con otros

materiales.

Amplias áreas de utilización. Las secciones de las columnas de acero y vigas son

significativamente más delgadas, comparadas con las soluciones convencionales de

hormigón armado, por lo que se obtiene buena rentabilidad a toda la superficie

construida. Esto lleva también a lograr estructuras más livianas.

No sufren fenómenos reológicos. Salvo deformaciones térmicas, estas

conservan indefinidamente sus excelentes propiedades.

Flexibilidad. Estas estructuras admiten reformas, por lo que las necesidades y los

usos pueden variar, adaptándose con facilidad a las nuevas circunstancias. Su

refuerzo, en general, es sencillo.

Organización del lugar de construcción. Debido a que la estructura de acero es

totalmente prefabricada, hay una mejor organización en el lugar de construcción,

provocando una notoria reducción de los desperdicios de materiales y ofreciendo

mejores condiciones en seguridad que contribuyen a menores accidentes en todo el

proceso constructivo.

Precisión de la construcción. Mientras que en otras soluciones constructivas la

precisión se mide en centímetros, en las estructuras de acero se realiza en

milímetros. Esto garantiza una estructura perfectamente alineada y nivelada,

facilitando la instalación de marcos de ventanas, ascensores y la reducción del

espesor de los materiales de cierres.

Menor tiempo de construcción (levantamiento). Las estructuras metálicas se

construyen de forma rápida, ya que al ser elementos prefabricados, en parte,

pueden montarse en taller. El ensamble de las estructuras no se ve tan afectado por

las lluvias o bajas temperaturas, asimismo tienen resistencia completa desde el

instante de su colocación en obra. La reducción del tiempo de construcción puede

ser mayor a un 40% en comparación de los métodos tradicionales.

Racionalización de materiales y de horas/hombres. En una construcción con

métodos convencionales, el desperdicio puede ser superior al 25% del peso. La

estructura de acero hace posible la adopción de sistemas industrializados que

reducen drásticamente el desperdicio.

Menor costo de fundaciones. Dado que son estructuras más livianas se puede

incrementar su altura o reducir el área necesaria de sus bases.

Ganancias anticipadas. Dado que la construcción es más rápida, esto provoca

una venta anticipada de las unidades y por lo tanto un retorno de la inversión de

capital más a corto plazo, o que mejora la tasa interna de rendimiento del proyecto.

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Factor natural sustentable. Al final de la vida de los edificios, los componentes

de acero pueden ser relativamente fáciles de desmantelar. Los productos de acero

pueden ser reciclados para su posterior uso sin degradar sus propiedades, el acero

el 100% reciclable.

Control medioambiental. Procesos de manufacturas off-site (fuera del sitio),

reducción del ruido, posibilidad de estrategias de minimización y recuperación de

los desperdicios.

Mayor seguridad del personal. Una mejor organización del lugar de construcción

lleva a evitar la ocurrencia de accidentes.

Si bien, también presentan algunas desventajas que obligan a tener ciertas

precauciones al emplearlas. Las principales son:

Menor rigidez. Son necesarios dispositivos adicionales para conseguir la rigidez

necesaria (diagonales, nudos rígidos, pantallas, etc.)

Esbeltez excesiva. La elevada resistencia del material lleva a requerir menores

secciones con el consiguiente problema de deformabilidad.

Protecciones necesarias. Es necesario proteger las estructuras metálicas de la

corrosión y del fuego.

Soldaduras. El resultado de las uniones soldadas es dudoso, especialmente en

piezas trabajando a tracción. (Defectos: falta de penetración, falta de fusión, poros

y oclusiones, grietas, mordeduras, picaduras y desbordamientos)

Excesiva flexibilidad. Esto produce un desaprovechamiento de la resistencia

mecánica al limitar las flechas, y produce falta de confort al transmitir las

vibraciones.

2.5. CONFIGURACIONES ESTRUCTURALES

El objetivo de los esquemas estructurales es recibir las cargas provenientes

de los pisos horizontales, colocados uno encima de otro y transmitirlas

verticalmente a los apoyos.

Debido a su altura y a las acciones horizontales de viento y sismo, su

estabilidad lateral es un componente principal de la edificación. Para resistir estar

cargas y asegurar su estabilidad, se requiere una masa considerable en la sección de

los apoyos y columnas, que reduce la disponibilidad arquitectónica de la planta del

edificio. En este punto es donde adquiere mayor importancia el uso del acero para

la construcción de edificios, porque nos permite trabajar con luces más grandes y

elementos más esbeltos, por lo que se obtiene un mayor aprovechamiento del

espacio.

14

Los sistemas estructurales más usados en la construcción de los edificios en

altura son:

1. Sistema aporticado

2. Tabiques

3. Sistema mixto

4. Tubo calado

5. Tubo en tubo

6. Haz de tubos

7. Sistema reticulado

Que estos sistemas de construcción y el acero se utilicen casi exclusivamente

por sobre del hormigón armado, no significa que no se los pueda utilizar para

construcciones de menor altura.

2.5.1 SISTEMA APORTICADO

Figura 2-1

Corresponde al esquema estructural convencional, constituido por losas,

vigas, columnas y bases, que se comporta como un conjunto de piezas resistentes

solidarias que conforman un Pórtico Múltiple, que se analiza y dimensiona como tal.

Resulta interesante estudiar su comportamiento a partir del esfuerzo de

corte provocado por las acciones horizontales, actuando hipotéticamente como

cargas concentradas en los nudos del pórtico, como se indica en la figura 2-2.

15

Figura 2-2

La resistencia que oponen naturalmente todas las barras a esos

desplazamientos genera la flexión de estas y consecuentemente el sistema termina

deformándose según se puede ver en la figura 2-3, donde solo se ve el diagrama de

momentos de variación lineal solo si consideramos las carga laterales.

Figura 2-3

Si se agregan las cargas gravitatorias, el diagrama de flexión tendrá una

variación parabólica en las barras horizontales, según se puede ver en la figura 2-4.

Figura 2-4

16

El cálculo de las solicitaciones puede realizarse mediante la aplicación de un

adecuado programa de computación.

El sistema aporticado es el más flexible de todos, y es por esto que se

recomienda su uso hasta una altura que no supere aproximadamente los 20 pisos.

2.5.2 TABIQUES

Su estudio se realiza asimilando su comportamiento a una gran ménsula

empotrada en el suelo sometido a flexión y corte, o sea q trabajan a flexo-

compresión plana. Por consiguiente los diagramas correspondientes serán similares

a los de un voladizo, según se puede ver en la figura 2-5.

Figura 2-5

Observando la deformada comprobamos que a diferencia de los sistemas

aporticados, en los tabiques el giro es nulo en la base y se va incrementando hasta

alcanzar su valor máximo en la parte superior.

La distribuciones de las tensiones de corte en los tabiques, en los casos que

estos tengan una distribución simétrica y la resultante de los momentos de inercia

de estos coincida con la resultante de las acciones horizontales, será proporcional a

los momentos de inercia de cada uno de los tabiques, esto significa que a mayor

momento de inercia, mayor capacidad de absorción de esfuerzos. Bajo estas

hipótesis solo se considera que absorben estos esfuerzos por efectos de traslación

los tabiques orientados en la misma dirección de la acción.

Cuando la resultante de inercias no coincide con la resultante de las acciones

horizontales, se produce una excentricidad que da como resultado la aparición de

un momento torsor, que provoca una rotación que se agrega al efecto de traslación.

En cuanto a esta rotación, todos los tabiques participan en la absorción de los

17

esfuerzos mientras tengan la capacidad para conformar pares reactivos cuya

resultante final sea un par torsor equilibrante.

Como generalmente es difícil conseguir que solo existan acciones de

traslación, se suele trabajar con núcleos de tabiques, que se constituyen por 4

tabiques solidariamente unidos formando un todo único, en el cual todos toman

traslación y rotación, es por esto que los núcleos resultan más eficaces que los

tabiques aislados.

El uso de este sistema es particularmente apropiado para viviendas

colectivas, puesto que cada tabique delimita un ambiente, es decir que actúan

como muros divisorios, como en el ejemplo de la figura 2-6. Se aconseja su

aplicación hasta una altura aproximada de no más de 35 pisos.

Figura 2-6

2.5.3. SISTEMA MIXTO: TABIQUE/PÓRTICOS

En este sistema se combinan ambos sistemas vistos anteriormente. En este

esquema estructural se combinan los beneficios del sistema aporticado y el de

tabiques, esto quiere decir que permite incrementar la rigidez del pórtico en la

parte inferior y la del tabique en la parte superior, lo que reduce la deflexión del

conjunto mejorando sensiblemente su capacidad resistente. Ver figura 2-7 y 2-8.

18

Figura 2-7

Figura 2-8

Este sistema es aconsejable para edificio de planta libre, donde es posible

concentrar los tabiques en el núcleo central de circulación vertical y ubicar el

sistema aporticado en todo el perímetro exterior de la planta, como se puede

observar en la figura 2-9.

Figura 2-9

Además este sistema es estructuralmente adecuado hasta una altura que no

supere los 50 pisos.

19

Un ejemplo interesante de

este tipo de estructura lo constituyen

el conjunto Torres Marina City, en la

ciudad de Chicago. Cada edificio está

constituido por 16 pórticos radiales

combinados con un núcleo

conformado por tabiques circulares.

La planta se puede observar en la

figura 2-10, y una vista exterior en la

figura 2-11.

Figura 2-10

Figura 2-11

2.5.4. TUBO CALADO

Este sistema se comporta como una gran ménsula en forma de tubo

empotrada en el suelo.

Si suponemos que se van a ubicar tabiques unidos alrededor del perímetro

del edificio, estos forman un tubo que posee ventajas con respecto a los sistemas

anteriormente citados. Este tubo posee el doble de rigidez a flexión que un sistema

de 4 tabiques paralelos que sumados den la misma área. Este quiere decir que su

flecha se reduce a la mitad para el mismo momento flector. Además, mientras los

tabiques solo tienen rigidez en una sola dirección este la posee en ambas

direcciones principales. Esto se puede ver en la figura 2-12

20

Figura 2-12

Como el tubo absorbe las cargas laterales, esto nos permite reducir las

dimensiones de las columnas interiores, ya que estas solo soportaran las cargas

gravitatorias. Como no es posible utilizar un sistema de tubo completamente

cerrado, lo que se hace es transformarlo en un tubo calado, lo que disminuye

lógicamente su rigidez, aunque no pierda las cualidades ya señaladas. Por este

motivo las columnas y vigas deben poseer una separación muy reducida que

asegure la predominancia de llenos sobre vacios, adoptando la fachada un aspecto

de una pared perforada. Como en la figura 2-13 y 2-14.

Figura 2-13

Figura 2-14

La mayor flexibilidad en estos vanos provoca una distribución no lineal de

tensiones lo que da lugar a un incremento de las solicitaciones en las columnas

situadas en las esquinas, y una reducción en el resto.

Este sistema constructivo resulta adecuado para edificios de una altura de

hasta 60 pisos.

21

Como ejemplo de este sistema se puede citar al recientemente destruido

World Trade Center en Nueva York (planta en figura 2-15, y vista exterior figura 2-

16). Las torres se erguían 415mts, sobre dos plateas de fundación de 63,5mts de

lado, alcanzando las 110 plantas. El núcleo del edificio estaba conformado por 48

columnas de acero recubiertas en hormigón. Las columnas de perímetro se

encontraban separadas 90cm aproximadamente unas de otras, vinculándose al

núcleo por vigas

metálicas de 20mts. Estas soportaban

los entrepisos de unos 25cm de

espesor. Al llegar a los pisos

inferiores, las columnas se reunían en

grupos de tres, formando un gran

pilar, cambiando la configuración de

las fachadas en el basamento.

Figura 2-15

Figura 2-16

2.5.5. TUBO EN TUBO

Se denomina así porque al tubo exterior se agrega el núcleo interior de

circulación vertical, lo que permite incrementar considerablemente la rigidez del

conjunto ante las cargas laterales. Este sistema es al que en realidad se refiere

cuando se habla de tubo estructural, porque casi todos los edificios en altura

22

poseen un núcleo de circulación vertical importante, que se conecta con el tubo

exterior mediante las losas de entrepisos, que se comportan como diafragmas

rígidos que permiten al conjunto comportarse solidariamente. Se puede ver un

esquema de esto en la figura 2-17.

Figura 2-17

Como ejemplo se puede

citar al edificio de One Shell Plaza,

en Houston, innaugurado en 1971,

de 50 pisos y 218mts de altura.

Figuras 2-18 y 2-19.

Figura 2-19

Figura 2-18

2.5.6. HAZ DE TUBOS

Está constituido por un conjunto de tubos, lo que permite rigidizar

notablemente el conjunto, que da como resultado que la distribuciones de

tensiones sea casi uniforme entre las columnas de esquina y las centrales. Figura 2-

20.

23

Figura 2-20


citar a la Torre Sears en Chicago

(planta estructura en figura 2-23 y

vista exterior en figura 2-22), de

110 pisos y 442mts de altura.

Construido en el año 1974, fue la

más alta del mundo hasta la

construcción de las Torres

Petronas, en Kuala Lumpur. Está

formado por 9 tubos cuadrados de

22,80mts de lado cada uno, lo que

permite generar en cada planta 9

espacios libres de grandes

dimensiones. El numero de tubos

va decreciendo con la altura, y

consecuentemente desciende el

centro de gravedad y con ello el

momento de vuelco así como el

periodo de vibración del edificio.

La eficiencia de este sistema se

comprueba, por ejemplo, por el

peso de la estructura utilizada por

m² de superficie, que es de 161

Kg/m², mientras que en edificio

Empire State, de 102 pisos y

estructura tradicional aporticada

Figura 2-22

24

es de 206 Kg/m², lo que implica

una economía a favor de las Torres

Sears.

Figura 2-23

2.5.7. SISTEMA RETICULADO

En este sistema el tubo está constituido por un verdadero reticulado que da

lugar a una mayor separación tanto de columnas como de vigas, pues son ahora las

barras diagonales quienes han de absorber las bielas comprimidas y traccionadas

generadas por el corte. Figura 2-24.

Figura 2-24

Esto permite que la fachada vaya recuperando la transparencia y liviandad

que le sustrajera el Tubo calado con su característica opacidad.

25


citar al edificio John Hancock (figura

2-25, 2-26, 2-27), en Chicago, de

100 pisos y 344 mts de altura,

inaugurado en 1969. En este

edificio, aparecen diagonales en

cruz que rigidizan el tubo evitando

el retraso del corte, e

incrementando su resistencia a la

flexión. Su forma tronco cónica

permite bajar el centro de gravedad

y reducir el momento de vuelco.

Esto implico un descenso en el peso

de la estructura hasta los 145

Kg/m².

Figura 2-27

Figura 2-25

Figura 2-26

2.6. PROTECCIÓN PARA ESTRUCTURAS METÁLICAS

Algunos de los problemas que aquejan a las estructuras metálicas, puede ser

los efectos del calor, debido a incendios, u oxidación excesiva y su consiguiente

26

corrosión. Ambas situaciones atentan contra la estabilidad estructural del edificio,

por lo tanto se debe prevenir.

2.6.1 PROTECCIÓN CONTRA INCENDIOS

A pesar que el hierro no es combustible, no se lo puede considerar

resistente al fuego, este material se dilata a altas temperaturas, por lo tanto acusa

grandes deformaciones. Concretamente, el acero estructural colapsa al alcanzar los

538°C.

La protección por ignifugación de las estructuras metálicas puede realizarse

de diversas formas: recubrimiento con hormigón armado, placas fibrosilicatos,

morteros proyectables, ladrillos y también con pinturas intumescentes.

Para el caso del edificio tratado, por las características de este, y también

para no aumentar mayor peso permanente, resulta particularmente interesante la

protección ignifuga mediante la utilización de pinturas intumescentes, fabricada a

base de agua por ser un ambientes cerrados. El efecto de estas pinturas, es que al

ser expuestas a altas temperaturas, se expanden hasta 20 o 30 veces su espesor

inicial, y que por su baja conductividad térmica, retarda la propagación del calor del

fuego existente. El tiempo de duración del efecto intumescente, puede llegar a los

60/90 minutos, que es un tiempo prudencial para una adecuada evacuación de los

ocupantes del edificio.

2.6.2 PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN

La oxidación constituye el peor enemigo de las construcciones

metálicas, para evitarlo se cubre con un revestimiento protector y es indispensable

que la superficie a tratar este limpia de suciedad y oxido.

Se debe considerar conjuntamente el tratamiento de protección

frente al incendio, ya que los requisitos del mismo pueden determinar un grado de

defensa frente a la corrosión muy superior al estrictamente necesario,

especialmente en el caso tratado de las pinturas intumescentes.

2.7. RIGIDIZACIÓN EN EDIFICIOS METÁLICOS

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

27

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.

En el diseño de edificios para resistir las acciones horizontales, existen

diferentes disposiciones constructivas para dotar de rigidez al sistema. En las

estructuras como las tratadas, donde el esqueleto está conformado por elementos

metálicos, lo que se obtiene es un sistema muy flexible, que a pesar de lograr

resistir con éxito las solicitaciones por sismo, o viento, no logran cumplir con las

recomendaciones de desplazamientos o deformaciones máximas admisibles, por lo

tanto, hay que estudiar la forma de rigidizarlo.

La forma clásica de proveer de rigidez al sistema es mediante el uso de

pórticos resistentes a momentos (moment frames), esto significa, las uniones entre

los diferentes elementos se consideran como empotradas o rígidas. La rigidez a

flexión viene dada por la rigidez a flexión de vigas y columnas. La disipación se

produce por formación de rotulas plásticas en los extremos de vigas y en la base de

las columnas. Este es un sistema poco utilizado, por una doble razón:

1. Lograr una unión completamente rígida entre los diferentes elementos metálicos

es algo difícil de lograr desde el punto de vista práctico.

2. El incremento de los esfuerzos en los nudos de las vigas, llevan a tener que

elaborar uniones antieconómicas y por sobre todo soluciones complejas que

atentan contra la rápida ejecución de las obras metálicas. Sin lograr una rigidización

significativa.

En los terremotos de Northridge, USA, ocurrido en 1994 (margnitud Ritcher

6.8) y de Hyogo-ken Nanbu (Kobe), Japón, en 1995 (Magnitud Ritcher 7.2), que

afectaron zonas de dos países considerados lideres en ingeniería sismo resistente,

representaron pruebas severas para las construcciones metálicas. En ambos

terremotos no se registraron colapsos, pero inspecciones más detalladas, donde se

28

quitaron los elementos arquitectónicos, y la protección contra fuego que cubren la

estructura de acero, mostraron los daños que afectaron los distintos tipos de

estructuras, pero lo más sorprendentes es que los daños más serios se registraron

en el tipo de pórtico anunciado, o sea en los pórticos resistentes a momentos. En

estos se registro un inadecuado comportamiento de las conexiones, en particular

los nudos viga-columna, con la ocurrencia de distintos tipos de fallas por fractura de

soldaduras y placas.

Comparación entre Pórticos Resistentes a Momentos y Pórticos Arriostrados.

Moment Frames

Figura 2-27

Braced Frames

Figura 2-27

Los pórticos arriostrados, pueden ser concéntricos o excéntricos, y para su

proyecto se debe prestar atención a su correcta localización y a su configuración.

La contribución de los arriostramientos a la resistencia de la estructura

depende de su localización.

Se debe incrementar la resistencia y rigidez torsional disponiendo a los

arriostramientos en la periferia, tratando de dejar el interior libre.

Localizar los arriostramientos simétricamente respecto al centro de masas, para

evitar grandes excentricidades de rigidez.

Hacer redundante el sistema de resistencias a fuerzas laterales.

La configuración de los arriostramientos depende de las restricciones

impuestas por la arquitectura.

29

2.7.1 PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS CONCÉNTRICOS -

CONCENTRICALLY BRACED FRAMES (CBF)

Los pórticos arriostrados surgieron a comienzos del siglo XX como una

alternativa estructural para edificios de mediana y baja altura. La presencia de las

barras diagonales o riostras modifica significativamente el comportamiento del

pórtico, dado que se forma una estructura reticulada (con triangulaciones). Las

acciones horizontales de viento y sismo inducen en la estructura principalmente

esfuerzos axiales de compresión y tracción de las barras. Este tipo estructural se

caracteriza por una elevada rigidez lateral, lo que permite un adecuado control de

los desplazamientos.

Se pueden plantear diferentes configuraciones, como se muestra en las

figuras 2-28, 2-29, 2-30, 2-31, 2-32, 2-33. La adopción de la configuración más

conveniente en cada caso se realiza a partir de consideraciones estructurales,

funcionales y eventualmente aspectos estéticos.

Figura 2-28

Arriostramiento en Cruz

Figura 2-29

Arriostramiento en Diagonal Simple

Figura 2-30

Arriostramiento en V invertida o Chevron

Figura 2-31

Arriostramientos en V

30

Figura 2-32

Arriostramiento X módulo de 2 pisos

Figura 2-33

Arriostramiento Cremallera (Zipper)

Las especificaciones sísmicas AISC consideran dos categorías de pórticos

arriostrados concéntricamente, los cuales son los especiales y ordinarios, según su

nivel de desempeño.

Este tipo de arriostramientos presentan ventajas significativas, ya que

permite fabricar los componentes en taller y luego montarlos en obra con

alteraciones mínimas de la actividad que se desarrolla durante la construcción.

2.7.2 PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS EXCÉNTRICOS - ECCENTRIC

BRACED FRAMES (CBF)

Los pórticos no arriostrados pueden exhibir una respuesta dúctil y estable;

sin embargo, son estructuras relativamente flexibles y el diseño usualmente es

controlado por las limitaciones de la distorsión de piso. Los pórticos con

arriostramientos concéntricos representan una situación inversa, debido a que se

caracterizan por una elevada rigidez lateral, pero su comportamiento

sismoresistente puede verse afectado por el pandeo de las riostras comprimidas. Es

por esto que en la década del ´70 se desarrollo en Japón y en USA, un sistema que

combina las ventajas de los 2 sistemas anteriores, contrarrestando sus debilidades.

Así , surgieron los pórticos arriostrados excéntricamente, en los cuales las riostras

se disponen deliberadamente de forma tal de generar una excentricidad en la viga,

donde se inducen esfuerzos de corte y momentos flectores elevados. Estas zonas,

llamadas enlaces (links) se diseñan especialmente para disipar energía mientras el

resto de los componentes se diseñan para responder esencialmente en rango

elástico.

31

Las figuras 2-34, 2-35, 2-36 muestran las diferentes configuraciones más

usuales con el enlace (zona dúctil) ubicado en las vigas. No es recomendable

generar la zona de enlace en las columnas, debido a que en ese caso el esfuerzo

axial (variable por efecto de acción sísmica) dificulta la determinación precisa e la

resistencia a flexión y corte.

Figura 2-34

Figura 2-35

Figura 2-36

2.7.3. MUROS DE CORTE CON PLACAS DE ACERO

Los muros de corte (figura 2-37) son estructuras formadas por placas

esbeltas (alma de muro) conectadas a componentes de borde horizontal (vigas) y

vertical (columnas), ver figura. Estas se diseñan para fluir y pandear bajo la acción

sísmica y constituyen así el principal mecanismo de deformación plástica y

disipación de energía, mientras las componentes de borde permanecen en rango

elástico.

32

Figura 2-36: Vista de pórticos no arriostrados, con presencia de muros de corte

33

2. PARTE II:

3. CAPÍTULO 3: EDIFICIO OBJETO DEL PROYECTO

3.1. EMPLAZAMIENTO Y CARACTERISTICAS.

El edificio, actualmente en etapa de terminación, se encuentra ubicado en la

ciudad de San Miguel de Tucumán, sobre calle Junín Nº 471, entre calles Santiago

del Estero y San Juan.

La parcela tiene unas dimensiones de 14,68mts de frente, por 60,69mts de

profundidad. Para mayores detalles ver el plano 1 en el anexo.

La construcción está destinada para viviendas, que según el plano de

arquitectura provisto, se ubicaban 4 departamentos de dos dormitorios por piso.

El edificio está conformado por 2 subsuelos que hacen de zona de

estacionamiento, donde se ocupo todo el largo del terreno, para proveer de mayor

capacidad, sobre el 1º subsuelo se encuentra la planta baja, en el cual se ubicaron

dos salas de estar, y la portería. Sobre la planta baja se ubicaron 11 pisos de idéntica

distribución en planta, completando en el nivel 12, con una terraza accesible

descubierta, con asadores.

El inmueble cuenta con tres núcleos de circulación vertical, donde en uno de

ellos se encuentran adosados tanto la escalera como uno de sus ascensores. Si bien

los dos subsuelo ocupan toda la superficie del terreno, se debe separar la zona

ocupada por la superestructura de la zona donde no está proyectada esta. Esto se

materializa mediante una junta sísmica, permitiendo tratar a las estructuras como

dos edificios completamente distintos. De esta manera, la superficie del subsuelo

que en total es de 890,37m², queda disminuida a 509,39m², que es la zona debajo

de la superestructura estudiada.

34

SUP. PARCIAL CANT. SUBTOTAL

(m²) u (m²)

PLANTA SUBSUELO 509.39 2 1018.78

PLANTA BAJA 430.90 1 430.90

PLANTA TIPO 459.86 11 5058.46

PLANTA TERRAZA 451.41 1 451.41

PLANTA SALA DE MAQ. Y T.A. 47.17 1 47.17

TOTAL 7006.72

* cubierta y semicubierta.

COMPUTO SUPERFICIE CONSTRUIDA*

ZONA

Tabla 3-1

Para mayor apreciación, se pueden ver los planos de arquitectura ubicados en el

ANEXO.

3.2. SOLUCIÓN ADOPTADA

Al adoptar la solución estructural, la arquitectura no fue un limitante y

tampoco lo fueron las solicitaciones desde el punto de vista de la resistencia de los

materiales. Pero lo que si fue determinante para la adopción del sistema estructural

y su rigidización, fue la limitación de los desplazamientos horizontales máximos

admisibles.

Se separo la estructura en dos partes, la inferior o subestructura,

conformada por los dos subsuelos, o sea, la zona enterrada. Y la parte superior, o

superestructura, formada por la planta baja, los 11 pisos, terraza, sala de maquinas

y tanque de agua. Esto se debió a varios factores, a saber:

Al tratarse de una zona enterrada, donde hay presencia de suelo muy húmedo,

se quiso evitar la cercanía de este a los elementos de acero.

Proveer al edificio de un arranque rígido, buscando imitar un empotramiento

de la superestructura en el suelo y de esta manera, controlar con éxito los

desplazamientos del edificio que si no fuese de este modo, los arriostramientos

resultarían insuficientes.

Facilidad constructiva, trabajar a bajas alturas con armado de encofrados,

armaduras, etc, resulta más fácil, y se expone al personal a menores riesgos de

accidentes. A medida que la estructura crece en altura, el ensamble de los

diferentes elementos metálicos traídos de fábrica se realiza mediante grúas,

ocupando mano de obra para el llenado de losas y ejecución de uniones

únicamente.

35

Al tratarse de un edificio de relativamente baja altura, según lo que se

analizo en el primer capítulo, se decidió adoptar una sistema estructural

convencional, como si se tratase de un edificio de hormigón armado, solo que en

este caso se reemplazo los elementos de la estructura por perfiles de acero. Cuando

se dice sistema estructural convencional se hace referencia a un sistema resistente

conformado por pórticos, con la inclusión de tabiques de hormigón armado, y

pórticos arriostrados. Estos tabiques conforman las cajas abiertas, donde se ubican

los ascensores, dentro de la zona central del edificio.

Se pueden ver en el ANEXO los planos de estructura.

3.3. SOBRE LA CIMENTACIÓN

La cimentación del edificio no se calculo, debido a que no está dentro del

alcance de este proyecto. La forma de cimentación supuesta fue una platea de

fundación convencional, como las que se ejecutan en nuestro medio. Uno de los

limitantes del proyecto fue el hecho de ver la posibilidad de aumentar la cantidad

de niveles posibles a construir sin la necesidad de tener que realizar una fundación

más compleja, por ejemplo con pilotes. Esto se logro, además, que por el tipo de

estructura, que es más liviana que una de hormigón armado, con la utilización de

losas mixtas, del tipo steel deck, y reemplazando los mampuestos utilizados

generalmente, como ladrillos huecos y macizos cerámicos, por bloques de hormigón

celular curado en autoclave (HCCA) del tipo retak.

Se considero una tensión admisible del suelo (adm) de 10tn/m², que es una

tensión media representativa que se toma en nuestra provincia. Este valor es un

poco conservador, ya que estamos hablando que el nivel de fundación esta a -

5,15mts de profundidad, donde se pueden encontrar tensiones admisibles mayores.

El peso total del edificio (cargas permanentes + sobrecargas) es de

5453,04tn, lo que nos da una área de platea necesaria de aproximadamente 550m².

Ahora bien, si únicamente consideramos el peso de la superestructura nos da

4362,04tn, que representa un peso de 0,728tn/m². Se pudo determinar ese valor

restándole el peso de los subsuelos que es de 1091tn.

3.4. COMPARACIÓN CON LA VERSÓN DE HORMIGÓN ARMADO.

Para realizar esta comparación, se adopto los siguientes criterios:

36

La estructura del Subsuelo continua sin variaciones, o sea es idéntica para

ambos casos.

Se adopto la siguiente distribución de secciones para las columnas en los pisos:

Planta baja: continúan las secciones del subsuelo, 40x60cm.

1º piso hasta 4º piso: 35x50cm

5º piso hasta 8º piso: 30x40cm

9º piso hasta último piso: 25x30cm

Para las vigas se tomaron 2 secciones según la luz de estas:

Luces menores a 4m: 20x40cm

Luces mayores a 4m: 25x50cm

La losa se supone llena, de un espesor de 12cm.

La mampostería se mantuvo sin variaciones, o sea se calculo considerando la

utilización de mampuestos tipo RETAK.

Siguiendo los lineamientos expuestos, se calculo el peso total de la

estructura mediante el software de cálculo RAM Advanse considerando las cargas

permanentes + sobrecargas, siendo este de 6820,13tn, lo que nos da un peso extra

de 1367,09tn (6820,13tn-5453,04tn). Esto nos indica que estamos frente una

estructura sensiblemente más pesada.

El peso por unidad de superficie para la superestructura del edificio en la

versión de hormigón armado nos da 0,957tn/m², frente a los 0,728tn/m² para la

versión metálica.

Esto nos indica que estamos alcanzando un ahorro de peso de

aproximadamente el 24%. Sumado a esto, como se señalo anteriormente, el área

de un piso tipo del edificio tiene 559,86m², o sea, que cada piso pesa 334,78tn (en

la versión de acero), lo que nos indica que adoptando esta solución, podemos

construir 4,08 pisos más, o lo que sería equivalente decir unos 2286,21m² extras.

Ahora bien, si sumado a esto consideráramos el peso extra de utilizar las

mamposterías tradicionales (ver comparación de pesos en el punto 3.5.3), el peso

por unidad de superficie de la superestructura asciende hasta los 1,280tn/m², lo

que nos estaría dando una ventaja muy significaba para el caso planteado

(estructura metálica + losas mixtas tipo Steel Deck + mamposterías de ladrillos de

HCCA), frente a el tipo de construcción que se desarrolla actualmente en nuestro

medio (estructura de hormigón armado + losas llenas + mampostería cerámica)

37

Estos valores son muy elocuentes en cuanto a la ventaja de una estructura

metálica con respecto a una de hormigón armado, donde si dejamos de lado las

cuestiones relativas a las limitaciones impuestas por el actual código de edificación

de la ciudad de San Miguel de Tucumán, (altura máxima y FOT), este extra de m²

posible de construir se traduce en un rédito económico muy significativo a tener en

cuenta. No es el objetivo de este proyecto, pero resultaría interesante, evaluar si

estos beneficios extras podrían equiparar los costos extras que implican una

construcción de acero.

3.5 SOBRE LOS MAMPUESTOS UTILIZADOS

Los mampuestos utilizados para el cálculo y diseño de la estructura metálica

del edificio, responden a la necesidad de disminuir las cargas de carácter

permanente. Para ello se investigo que tipo de mampostería existían en la

actualidad que me permitieran lograr esto. Es asi que se encontró este nuevo tipo

de ladrillos macizos de hormigón celular curado en autoclave (HCCA), que no solo

cumple con el objetivo inicial de disminuir las cargas existentes en el edificio, sino

que va acorde al tipo de construcción ya que no permite disminuir los tiempos de

ejecución de los cerramientos y divisiones interiores, como así también resulta más

fácil ejecuta el revocado de estos muros.

3.5.1 HORMIGÓN CELULAR CURADO EN AUTOCLAVE (HCCA)

El HCCA, es una mezcla de aglomerantes, áridos finamente molidos y agua

mas el agregado de un agente expansor (polvo de aluminio) que genera por

reacción química millones de burbujas de aire, dosificados automáticamente en un

riguroso proceso industrial y sometidos a un curado a alta presión en autoclaves de

vapor de agua lo cual garantiza que se produzcan las reacciones químicas necesarias

para la estabilización dimensional del material, confiriéndole además las propiedad

termo mecánicas de lo caracterizan.

Los aglomerantes son principalmente cemento y una proporción de cal,

mientras que el árido es arena cuárcica finamente molida. Ambos proporcionan

respectivamente los componentes calcáreos y silíceos que forman el HCCA. El

curado en autoclave otorga las condiciones de temperatura y humedad necesarias

para que reaccionen químicamente los compuestos mencionados y se formen los

cristales de tobermorita (silicato monocálcico hidratado) que conforman la matriz

resistente. En resumen, la estructura celular otorga al HCCA sus propiedades

higrotérmicas, y la formación del gel tobermorita (garantizada por el curado en

38

autoclave) da origen a la resistencia mecánica del material y a su estabilidad

dimensiona.

3.5.2 LADRILLO MACIZO RETAK DE HCCA

La mampostería de HCCA, brinda todas las ventajas del HCCA en piezas de

dimensiones estudiadas que permiten ejecutar muros portantes (exteriores e

interiores) y tabiques divisorios de simple cerramiento. Estas características junto a

su exactitud dimensional, permiten colocar muy fácilmente, utilizando una delgada

capa de mortero adhesivo, ahorrando tiempo y dinero.

Presentación: todos los ladrillos macizos tienen 50cm de largo y 25cm de alto,

solo varía su espesor que puede ser de 7,5cm, 10cm, 12,5cm, 15cm, 17,5cm y 20cm.

Tiempos de ejecución: los tiempos de ejecución varían según las características

que tengan los muros a levantar (abertura y/o cambios de dirección), pero con

mano de obra capacitada, en general los tiempos pueden ser aun menores a la

mitad del tiempo necesario para realizar muros con mampuestos tradicionales.

Muros exteriores simples: con los ladrillos macizos de HCCA, se pueden

reemplazar los muros exteriores de paredes dobles con cámara de aire intermedia.

Sus propiedades higrotérmicas hacen innecesario agregar otros materiales

aislantes.

Azotado hidrófugo: el HCCA, por tener una estructura celular disminuye el paso

del agua, por lo que no es necesario agregar otros materiales como el azotado

hidrófugo.

Espesor de revoque: al tener una excelente exactitud dimensional, más un

sistema de junta delgada, confieren al muro una planitud y aplomo que permiten

prescindir de la realización del revoque grueso, lo que nos permite ahorrar, tiempo,

peso y dinero.

39

Figura 3-1

3.5.3 COMPARACIÓN ENTRE MUROS CON LADRILLOS DE HCCA Y

LADRILLOS CERÁMICOS.

3.5.3.1 MURO EXTERIOR

TRADICIONAL: formado por un muro de ladrillos macizos cerámicos +

cámara de aire + muro de ladrillos huecos cerámicos + revoque a ambos lados.

Muro de ladrillos macizos cerámicos

Muro de ladrillos huecos cerámicos

Revoque grueso

Revoque fino

RETAK: formado por muro de ladrillos macizos de HCCA de 17,5cm +

revoques finos a ambos lados.

40

Muro de ladrillos macizos de HCCA

Revoque fino = 91,8Kg/m

3.5.3.2 MURO INTERIOR

TRADICIONAL: formado por ladrillos huecos cerámicos de 12cm + revoque a

ambos lados.

Muro de ladrillos huecos cerámicos

Revoques fino y grueso = 261,9Kg/m

RETAK: formado por muro de ladrillos macizos de HCCA de 12,5cm +

revoques finos a ambos lados.

Muro de ladrillos macizos de HCCA

Revoque fino = 91,8Kg/m

Tabla resumen.

Peso [kg/m] Ahorro

HCCA 20 413.1

Ceramicos 28 974.7

HCCA 10 321.8

Ceramicos 13 510.3

Espesor [cm]

Exteriores 136%

Interiores 59%

Tabla 3-2

Sumado al gran ahorro en peso que se logra mediante la utilización de este

tipo de mampostería, hay que agregarle el excelente comportamiento como

aislante de la temperatura exterior.

41

4. CAPÍTULO 4: MODELADO DEL EDIFICIO

4.1. ANÁLISIS DE CARGAS

4.1.1 ACCIONES PERMANENTES (G=PP+CP+Ma)

1. Peso propio de la estructura (PP): (vigas, columnas y riostras): estos se tendrán

en cuenta activando la opción que provee el software de cálculo RAM Advanse,

(gen= -1 en dirección Y)

2. Cargas permanentes (CP):

a. Tanque de Agua: con un volumen de agua de 32,57m³, se estimo un peso

total de 65,14tn.

b. Losas: esto considera el peso de las losas mixtas, contrapiso, piso y

cielorraso.

Losa mixta: según la información provista por ALCOR, y adoptando una

placa calibre 22 (0,8mm),y un espesor de hormigón sobre cresta de 5cm

tenemos un peso de 213,49Kg/m²

Contrapiso:

Piso de porcelanato: 20

Cielorraso: 20

3. Mamposteria (Ma):

a. Exteriores: muros perimetrales apoyados sobre vigas, colocados como

cargas lineales = 413,1Kg/m

b. Interiores: aplicados como cargas distribuidas en la superficie

Peso Long. Muros Area Total

(Kg/m) (m) (m²) (Kg/m²)

321.8 196.28 459.86 137.35

4.1.2 ACCIONES VARIABLES

1. Ocupación y Uso (SC): Sobrecargas según CIRSOC 101

P.u. [kg/m²]

Terraza 300

Balcones 500

Vivienda 200

Garaje 350

Sala de maquina 2500

Escaleras 400 2. Viento en ambas direcciones (Wx-Wz): Según reglamento CIRSOC 102

42

Para un edificio con periodo fundamental entre 1 y 2 segundos, y con altura

menor a 100mts.

Velocidad básica de referencia

Velocidad básica de diseño

Presión dinámica básica

Cz Cd qz (Kg/m²)

Normal dir. Larga "Z" 0.67 0.8 55.91

Normal dir. Corta "X" 0.67 0.87 60.80

Cz extraido de tabla 4; Cd extraido de tabla 5 (CIRSOC 102)

Presion dinámica de cálculo

Cálculo de las acciones unitarias

Altura h 41.03

Largo (a) 34.38

Ancho (b) 14.48

b/a 0.42

Dimensiones (m)

Barlovento 0.8

Sotavento -0.44

Coeficiente Ce

Dirección "X" Dirección "Z"

(tn) (tn)

1º al 11º 2.94 6.41

12º 1.47 3.20

Fuerza Concentrada en los Centro de Masa de cada nivel

Niveles

4.1.3 ACCIONES ACCIDENTALES

1. Sismo en ambas direcciones (Sx-Sz): Según reglamento CIRSOC 103

Para la determinación de las solicitaciones por sismo, se utilizo dos métodos

de cálculo, primero un cálculo dinámico, con la utilización del método de análisis

modal espectral, y segundo, el cálculo a partir del método estático.

Las solicitaciones obtenidas por el segundo método llegaron a ser

significativamente más grandes que para el primero

43

Procedimiento.

El edificio al encontrarse ubicado en la Provincia de Tucumán, pertenece a la

zona sísmica de grado 2, o sea peligrosidad moderada.

La construcción se agrupa dentro del Grupo "B", según su destino y

funciones. A partir de la tabla 2, se obtiene el factor de riesgo.

Se supone un suelo tipo 3, según la tabla 3.

Amortiguamiento ξ=5%

De tabla 4 se obtienen los siguientes valores:

MÉTODO DINÁMICO: ANÁLISIS MODAL ESPECTRAL

Las ordenadas Sa del espectro elástico de diseño para acciones horizontales,

se determinan mediante las siguientes expresiones:

0.00

0.10

0.20

0.30

0.40

0.50

0.60

0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2 2.2 2.4

Sa(%

)

T(seg)

Espectro de pseudoaceleraciones

44

Sa T

0.18 0

0.53 0.1

0.51 0.2

0.50 0.3

0.49 0.4

0.54 0.5

0.54 0.6

0.54 0.7

0.54 0.8

0.54 0.9

0.54 1

0.54 1.1

0.51 1.2

0.48 1.3

0.46 1.4

0.44 1.5

0.42 1.6

0.40 1.7

0.39 1.8

0.38 1.9

0.36 2

0.35 2.1

0.34 2.2

0.33 2.3

0.32 2.4

Espectro de Pseudoaceleraciones

MÉTODO ESTÁTICO

El método estático es aplicable a la construcción tratada ya que cumple con

los requerimientos de estructura con configuración regular y su altura es menor a

55m que es el límite para la zona sísmica de emplazamiento y el tipo de

construcción según su destino.

Lo que se hace en este método es esquematizar la excitación sísmica

mediante un sistema de fuerzas estáticas proporcionales a las cargas gravitatorias.

El sistema de cargas laterales equivalentes, paralelo a la dirección analizada, se

establece determinando primero el valor de la fuerza resultante, a partir de la cual

se obtienen las fuerzas componentes correspondientes a los distintos puntos en

que se supongan concentradas las masas, que para este caso se suponen

concentradas en los CM de cada nivel.

45

Se adopto un valor de la ductibilidad global de la estructura de μ=4, que

corresponde a pórticos de acero convencional, que es lo más cercano al caso

analizado.

Determinación de las cargas gravitatorias

Según el CIRSOC 103, en el capítulo 9, las cargas gravitatorias se deben

considerar compuestas por las cargas permanentes y una fracción de las

sobrecargas de servicio. Estas cargas se tendrán en cuenta para la evaluación de las

características dinámicas de la estructura como para la determinación de las

solicitaciones y deformaciones originadas por la excitación sísmica.

La carga gravitatoria Wk operante en el nivel k durante el sismo se

determinará mediante la siguiente fórmula:

Siendo:

: carga gravitatoria operante en el nivel k;

: la carga gravitatoria permanente, compuesta por el peso propio de los

componentes estructurales y no estructurales de la construcción, instalaciones,

maquinarias, de carácter permanente.

: las sobrecargas de servicio

:factor de simultaneidad (fracción de la sobrecarga de servicio a considerar). Para

este caso el valor de según tabla 6, es de 0,25.

La carga gravitatoria que se supone concentrada en un determinado nivel

k de la construcción se obtiene sumando a las cargas correspondientes a dicho nivel

(peso propio de vigas, losas, contrapisos, cielorrasos, etc y la fracción de las

sobrecargas de servicio), este valor se obtiene de manera automática gracias a

software de cálculo utilizado concentrando esta en los centro de masas de cada

nivel.

El peso del tanque de agua, emergente del último nivel (terraza), se supone

concentrado en dicho nivel ya que este no supera el 25% de la carga gravitatoria

correspondiente a dicho nivel, incluyendo este peso emergente.

Determinación de las características dinámicas de la estructura.

46

Periodo fundamental de vibración

Siendo:

d: densidad de muros, no considero la rigidez que aportan los muros, por lo que el

valor es cero.

: altura total del edificio (

Determinación de las fuerzas horizontales sísmicas laterales.

La fuerza lateral Fk asociada a la carga gravitatoria ubicada en el nivel k, se

determinara mediante las siguientes formulas.

Donde es un coeficiente dado por:

: periodo fundamental de vibración

: periodo de vibración correspondiente al fin del plafón del espectro de

pesudoaceleraciones

Para el caso estudiado los coeficientes valen:

El esfuerzo de corte en la base de la construcción paralelo a la dirección

analizada, se determina mediante la siguiente expresión:

Donde

Siendo:

C: el coeficiente sismico de diseño.

Este valor se obtiene considerando el periodo fundamental de la construccion y la

influencia del tipo de suelo de fundacion.

47

Siendo

: la pseudoaceleracion elástica horizontal, que para este caso como

para ambas direcciones, el valor es:

R: factor de reducción por disipación de energía, que toma los siguientes valores

según:

Para el caso analizado: para ambas direcciones

Obteniendo C = 0,135 también para dirección "X" y "Z"

Nivel W (tn) h (m) W * h Vox (tn) Fk (tn)

14 371.87 38.3 14242.80 22.19

13 275.70 35.6 9815.00 77.75

12 275.70 32.9 9070.61 71.86

11 275.70 30.2 8326.21 65.96

10 275.70 27.5 7581.81 60.06

9 275.70 24.8 6837.42 54.16

8 275.70 22.1 6093.02 48.27

7 275.70 19.4 5348.62 42.37

6 275.70 16.7 4604.23 36.47

5 275.70 14 3859.83 30.58

4 275.70 11.3 3115.44 24.68

3 292.79 8.6 2517.98 19.95

2 454.02 5.6 2542.50 20.14

1 454.02 2.8 1271.25 10.07

4329.72 85226.71 584.51

584.51

Planilla fuerzas laterales en direccion "X"

48

Nivel W (tn) h (m) W * h Vox (tn) Fk (tn)

14 371.87 38.3 14242.80 30.26

13 275.70 35.6 9815.00 76.64

12 275.70 32.9 9070.61 70.82

11 275.70 30.2 8326.21 65.01

10 275.70 27.5 7581.81 59.20

9 275.70 24.8 6837.42 53.39

8 275.70 22.1 6093.02 47.58

7 275.70 19.4 5348.62 41.76

6 275.70 16.7 4604.23 35.95

5 275.70 14 3859.83 30.14

4 275.70 11.3 3115.44 24.33

3 292.79 8.6 2517.98 19.66

2 454.02 5.6 2542.50 19.85

1 454.02 2.8 1271.25 9.93

4329.72 85226.71 584.51

584.51

Planilla fuerzas laterales en direccion "Z"

Esquemas de cargas concentradas en los niveles.

Figura 3-2

49

4.2. ESTADOS DE CARGAS

El edificio se calculo para el estado de servicio, según las siguientes

combinaciones de carga.

1. id1=G+SC

1. id2=G+SC+0,4Wx

2. id3=G+SC+0,4Wz

3. id4=G+0,7SC+Wx

4. id5=G+0,7SC+Wz

5. id6=*1,3 (G + 0,25.SC) + Ex+.(1/γ)

6. id7=[1,3 (G + 0,25.SC) - Ex+.(1/γ)

7. id8=*0,85 (G + 0,25.SC) + Ex+.(1/γ)

8. id9=[0,85 (G + 0,25.SC) - Ex+.(1/γ)

9. id10=*1,3 (G + 0,25.SC) + Ez+.(1/γ)

10. id11=[1,3 (G + 0,25.SC) - Ez+.(1/γ)

11. id12=*0,85 (G + 0,25.SC) + Ez+.(1/γ)

12. id13=[0,85 (G + 0,25.SC) - Ez+.(1/γ)

Las expresiones que incluyen el sismo, fueron calculadas para el caso

Estático y el Modal Espectral, ingresando el espectro de pseudoaceleraciones en el

RAM Advanse. Según el CIRSOC 103 parte II, articulo 5.4, nos permite dividir las

solicitaciones ultimas del CIRSOC 103 capitulo 10 en el factor de seguridad, para

obtener las solicitaciones en servicio.

Para el caso analizado, el factor de seguridad adoptado, para el tipo de

estructura, según el CIRSOC 301, capitulo 4, tabla 6, .

4.3 LIMITACIÓN A LOS DESPLAZAMIENTOS.

Uno de los desafíos que se presento en este proyecto fue controlar que los

desplazamientos máximos admisibles y la distorsión horizontal de piso no supere

los valores máximos admisibles.

Ya de por si las estructuras metálicas son más flexibles que las de hormigón

armado, y sumado a esto por el tipo de solución estructural adoptado, donde casi

todas las uniones fueron planteadas como articulaciones, el sistema se vuelve aun

más flexible y sensible a las acciones horizontales. Es por este motivo que se debe

rigidizar la estructura mediante la utilización de riostras.

50

Según el CIRSOC 103 la distorsión horizontal de piso provocada por la

excitación sísmica, se define como la diferencia entre los desplazamientos

horizontales totales correspondientes a los niveles superior e inferior del piso,

dividida por la distancia entre ambos niveles.

Siendo:

la distorsión horizontal de piso;

los desplazamientos horizontales totales correspondientes a los niveles

superior e inferior del piso, respectivamente;

la distancia entre los niveles considerados;

la deformación relativa del piso k.

Los desplazamientos δ se obtienen multiplicando por la ductibilidad global μ,

los valores de los desplazamientos obtenidos considerando la acción de las fuerzas

sísmicas reducidas por la capacidad de disipación de energía de la estructura.

Valores límites de la distorsión horizontal de piso.

Ao A B

D. 0.010 0.011 0.014

N.D. 0.010 0.015 0.019

hsk [m] μ Δsk *cm+ Max adm

2.7 4 5.13 1.28

33.45 4 63.55 15.89

Condición

Grupo de construcción

Tabla 4-1

Ahora comparando dos situaciones ideales extremas, con la solución

adoptada. Donde la primera se supone a la estructura sin ningún tipo de

arriostramiento, y la segunda, se supone la estructura de pórticos convencionales,

donde todas sus uniones son consideradas rígidas.

51

Valores obtenidos de desplazamientos.

Desplazmiento

maximo en el

ultimo nivel

Desplazamiento

maximo relativo

entre pisos

Solucion final 12.47 1.09 cm

Situacion ideal 1 55.6 5.65 cm

Situacion ideal 2 12.62 1.24 cm Tabla 4-2

Estos valores de desplazamientos corresponden a la dirección "Z", o sea la

dirección donde el edificio tiene en planta la longitud menor, por lo tanto presenta

una inercia menor para resistir las acciones horizontales.

Conclusiones obtenidas a partir de los valores obtenidos de desplazamientos.

1º caso: Solución final adoptada vs. Situación ideal 1

Para este caso no hace falta agregar mucho mas, ya que los valores

obtenidos son muy elocuentes. Estamos frente a un edificio extremadamente

flexible, los valores de desplazamientos máximos admisibles son ampliamente

superados. No se puede concebir plantear una estructura de esta manera.

2º caso: Solución final adoptada vs. Situación ideal 2

Si bien esta situación es prácticamente imposible de lograr por las razones

que se expuso en los capítulos anteriores. Donde ya es muy difícil y laborioso de

lograr una unión completamente rígida entre los elementos de acero, el solo hecho

de tener que ejecutar todas las uniones de esta manera, estaríamos perdiendo una

de las grandes ventajas que tienen las estructura metálicas y es que su construcción

se puede realizar en menor tiempo.

Pero a pesar de esto, se puede observar en los valores presentados en la

tabla 4-2, que se estaría cumpliendo con los valores máximos admisibles de

desplazamientos, así que hay que ver desde el punto de vista del cálculo estructural

porque no se adopta esta solución. Y la razón es simple, los valores de momentos y

corte en vigas crecen de manera exorbitante, lo cual se puede apreciar en la

siguiente comparación.

52

Para la misma viga (V20), antes articulada en sus 2 extremos y ahora

perfectamente empotrada. El valor máximo de momento paso de ser 3,89tnm a

8,40tnm, o sea que el momento se vio incrementado en más de un 116%. Y para el

caso del corte, el valor anterior era de 2,5tn y con esta solución, da 6,15tn,

presentando un incremento de más del 146%. Esto quiere decir que tendríamos que

adoptar secciones mayores, lo que acarrearía, uniones aun más complejas, y

complicaciones arquitectónicas.

53

5. CAPÍTULO 5. DISEÑO Y VERIFICACIÓN DE ELEMENTOS

ESTRUCTURALES


Para el cálculo de los elementos estructurales de la superestructura del

edificio se utilizaron perfiles de acero de uso comercial. El acero que constituye

estos perfiles y el cual se consigue en nuestro país es de grado F-24 que es similar a

DIN 10025 / 94 Grado S235 y cumple con las disposiciones contenidas en las normas

IRAM-IAS U 500-42 e IRAM-IAS U 500-503, con las siguientes propiedades:

En cuanto al hormigón utilizado para la capa de compresión de las losas

mixtas se trabajo con un hormigón H-21, con las siguientes propiedades:

Las placa colaborante INSTADECK cuentan con la certificación IRAM-INTI por

el cumplimiento de la norma IRAM-IAS U-500241 conforme con la resolución Nº

404/99, de cumplimiento obligatorio, de la Secretaría de Industria, Comercio y

PyME de la Nación.

Está constituida por una lámina de acero estructural ASTM A-653, Gr. 37 y

galvanizada G-90 de espesores 0,8, 1,0, y 1,2mm. La placa está formada por 3

nervios en forma de trapecios de grandes condiciones resistentes, y se fabrican en

largos continuos de hasta 12,50m.

Para el cálculo de las vigas de los diferentes niveles del edificio, se utilizo la

tabla de perfiles IPN (Perfil Normal Doble T), provista por Acindar, como así también

54

para el caso de los arriostramientos del edificio, donde se utilizaron, para las

rigidizaciones en cruz los perfiles UPN (Perfil Normal U) y para el caso de los

arriostramientos tipo "V" la sección compuesta por perfiles ángulos de lados

iguales. (ver tablas de perfiles en anexo)

Para el caso de las columnas se trabajó con los perfiles normalizados HEM

(Perfiles Doble T Alas Anchas Serie Pesada), que si bien no se consigue en los

catálogos de productos de usual fabricación de las principales empresas

siderúrgicas del país, como por ejemplo Acindar, Ternium Siderar o Hermez Perez ,

se pueden hacer pedidos especiales, que es en lo que se basa la adopción de este

tipo de perfiles para los elementos columnas, aparte de ya tener tabulados los

valores de sus propiedades y características geométricas, mecánicas y físicas. (ver

tabla en anexo)

5.2 COLUMNAS

Procedimiento de cálculo para una columna tipo

Hipótesis

1) Las columnas por definición son elementos sometidos a flexo-compresión, pero

cuando una de estas solicitaciones es dominante, se puede despreciar el efecto de

una u otra. Para el caso de las columnas metálicas de la superestructura del edificio,

las solicitaciones dominantes son las de compresión.

2) Pandeo en los elementos comprimidos según la teoría de Euler. Para determinar

la longitud de pandeo de los elementos se debe determinar el valor de β, en este

caso no es muy claro cual valor se debe tomar por las características del edificio por

lo que el valor adoptado se justifica según los siguientes argumentos:

2.1) Al sistema estructural se lo considera desplazable, se toma como tal por el

hecho que al tratarse de una estructura metálica se supone que tiene una gran

flexibilidad si se la compara con una estructura convencional de hormigón armado.

Esta flexibilidad propia de esta estructura hace que los desplazamientos para las

solicitaciones horizontales estén apenas por debajo de los valores limites.

2.2) Las uniones de las vigas que concurren a la columnas fueron diseñadas y

calculadas como articulaciones, es por este motivo por el cual las vigas no

"colaboran" con la suficiente rigidez para enderezar la deformada que adquiere la

columna. Este efecto se puede observar con claridad en la deformada de la

estructura para las solicitaciones horizontales que nos provee el software RAM

55

Advanse, donde las columnas no presentan un notorio cambio de giro a lo largo de

su altura. Figuras 5-1 y 5-2.

Deformada según dirección "X", para sismo en esta

misma dirección.

Deformada según dirección

"Z", para sismo en esta

misma dirección.

Figura 5-1

Figura 5-2

2.3) Se considera la situación para las columnas como la (c), según la figura 5-3.

Valores de β para columnas

56

Figura 5-3

Donde el valor "β" teórico es 1, y el valor recomendado por el SSRC

(Structural Stability Research Council), en razón de que los nudos reales no son

absolutamente rígidos es de 1,2.

2.4) Para este caso pueden darse las siguiente situaciones:

se puede tomar la condición de rotación impedida en pórticos más o

menos regulares.

se puede tomar conservativamente el caso (e) en pórticos más o

menos regulares.

Como se dijo anteriormente en el punto 2.2) las vigas no aportan suficiente

rigidez, entonces se puede decir que la situación encuadra mejor en el caso 2, por

ser el numerador despreciable, donde el valor teórico "β" es igual a 2,0 y el "β"

según el SSRC es igual a 2,1.

57

En conclusión a los puntos anteriormente mencionados, motiva la adopción

de un valor "β" igual a 2,0. De esta manera a pesar que estamos hablando de

situaciones "ideales" como el caso que las vigas no aportan rigidez a la unión

columna-viga, estamos del lado de la seguridad. También sumado a esto no tiene

sentido profundizar más en el estudio de esta situación en particular ya que

requiere un análisis más fino el cual no es objetivo del proyecto.

CÁLCULO

En el caso de las barras sometidas a flexo-compresión se debe verificar:

Siendo:

N = esfuerzo de compresión

A = Área de la sección

W = Módulo resistente de la sección bruta

ω: Coeficiente de pandeo, depende de la calidad del material (en este caso F-24) y

de la esbeltez (λ) de la barra. Se extrae de la tabla 5-1.

Tabla 5-1

donde "s" en la longitud de la barra y "β" valor anteriormente determinado.

Para barras con λ < 20, el coeficiente de pandeo es: ,

donde es el valor de ω para λ = 20.

58

Ejemplo de cálculo para columnas C6.

Esta columna está orientada según la dirección x

Solicitaciones:

Estado de Carga id1 (Cargas gravitatorias)

N = 121.3 tn

Los valores de momentos y cortes son despreciables.

Estado de Carga id7 (Sismo en dirección x)

N = 78 tn

Mx = 10.5 tn.m

My = 0.15 tn.m

Q = 3.9 tn

Estado de Carga id10 (Sismo en dirección z)

N = 202.3 tn

Mx = 0.03 tn.m

My = 0.82 tn.m

Q = 0.3 tn

Se adopta el perfil HEM 550 por

conveniencia desde el punto de vista

constructivo, y por control de deformaciones,

por lo tanto se procede a verificar.

La dirección de menor modulo

resistente corresponde con la dirección "y",

mientras que la dirección "x" es la más

resistente. Cabe hacer esta aclaración porque

como se verá más adelante, el sistema de

coordenadas adoptado para la estructura

formado por los ejes "x" y "z" no corresponde

necesariamente con el sistema de coordenadas

individual de cada columna, para simplificar

más el cálculo.

Estado id1

s = 270 cm

= 2

59

; con este valor ingreso a la tabla 5-1 y obtengo ω =

1.68

Estado id7

Para verificar el corte es suficiente hacer la suposición que es absorbido únicamente

por el alma del perfil, haciendo esto estamos también del lado de la seguridad.

Entonces:

Estado id10

Este procedimiento descripto se repite para todas las columnas metálicas de la

superestructura del edificio, que se pueden ver en las planillas de columnas del

ANEXO.

5.3 VIGAS

Las vigas son elementos sometidos a solicitaciones de flexo compresión y

corte, aunque las solicitaciones axiles son muy pequeñas en comparación de las

solicitaciones por flexión, por lo tanto se puede tratar a estos elementos como

sometidos a flexión simple. Se supone que el plano de carga pasa por el centro de

corte y es paralelo al eje principal de inercia. Como se dijo anteriormente, se adopto

para la resolución de la estructura vigas de perfiles laminados articuladas en ambos

extremos. Las vigas reciben las carga provenientes de las losas mixtas que están

sujetas a estas mediando conectores de corte.

Ejemplo de cálculo para la viga V6

Solicitaciones:

Mmax = 5,04 tn.m

Qmax= 3,25 tn

60

Se adopta un perfil IPN 260 con las siguientes

características:

h = 260mm

b = 113mm

s = 9,40mm

t = 14,10mm

Sección =53,30cm²

Wx = 441,50cm³

Se debe verificar la siguiente relación:

Se debe controlar si la influencia del corte es importante según:

Para verificar las tensiones debidas al corte, se hace la suposición al igual que en las

columnas que es absorbida por el alma del perfil, de esta manera se está siendo

conservativo.

Por último se debe comparar la tensión de comparación

; donde:

Control de flecha máxima.

Según el CIRSOC 301 la flecha máxima para las vigas deben ser:

En caso de soportar muros = L/300

Para cualquier otro caso = L/500

La flecha máxima debida a las cargas gravitatorias se obtuvo mediante el

software de cálculo RAM advanse como se puede ser en la figura 5-4, y se realizo un

proceso de iteración de secciones a fin de cumplir con los requerimientos tanto de

resistencia como de limitación a las deformaciones. Las secciones finales se pueden

ver en la figura 5-5, como así también en el plano estructural y planilla de vigas en el

ANEXO.

61

Figura 5-4: flechas en vigas.

62

Figura 5-5: secciones de vigas para un piso tipo.

63

5.4 ARRIOSTRAMIENTOS

Las barras utilizadas para materializar planos resistentes a las acciones

horizontales están sometidas principalmente a esfuerzos axiales de compresión y

tracción. Esto se debe también a que se supone un comportamiento articulado en

sus extremos. Es por esto que se van a dimensionar para esfuerzos de compresión,

según la teoría de pandeo de Euler y se verificaran para las tensiones de tracción.

5.4.1 ARRIOSTRAMIENTO TIPO 1 (R1)

Este tipo de rigidización en forma de cruz, con vinculación en la mitad de la

longitud de las barras con la finalidad de acortar la longitud de pandeo, fue resuelta

con perfiles UPN, con una variación seccional similar a las columnas, donde en los

primeros 6 pisos se utilizaron UPN 220 y en los siguientes fue suficiente con adoptar

UPN 180. En la figura 5-6, se puede ver un esquema de este arriostramiento.

Figura 5-6

64

Ejemplo de cálculo

Solicitaciones:

Máximo esfuerzo axial de compresión

N = -27.28 tn

Máximo esfuerzo axial de tracción

T = 27.11 tn

Momentos y cortes despreciables.

Se considera un β de pandeo igual a 1, debido a las

condiciones de unión en sus extremos, y se utiliza la

mitad de su longitud para el cálculo.


Se adopta un perfil UPN 220 y se verifica:

Sección = 37,4 cm²

h = 220 mm

b = 80 mm

imin = 2,30 cm

Longitud = 194 cm


Este arriostramiento es similar al tipo 1, por lo tanto también fue

resuelto con perfiles UPN. Tienen la misma variación seccional en altura, adoptando

para los primeros 6 pisos un perfil UPN 220, y para los siguientes un UPN 120. Como

se puede observar la variación en las tensiones según la altura considerada es

mayor que en el caso anterior. En la figura 5-7, se puede ver un esquema de este

arriostramiento.

65

Figura 5-7

Ejemplo de cálculo

Solicitaciones:


N = -29,64 tn


T = 24,08 tn



Longitud = 167 cm

66


Este tipo de arriostramiento en "V" está conformado con perfiles ángulos de

alas iguales, vinculados en su longitud mediante presillas. La separación de estos es

tal de manera de permitir la vinculación con las placas de anclajes en los encuentros

con las columnas y vigas y en el centro de las vigas. Tiene una variación de sección

igual a los casos anteriores según la altura del edificio. En la figura 5-8, se puede ver

un esquema de este arriostramiento.

Figura 5-8

67

Al ser un elemento

predominantemente comprimido se

calcula para resistir el pandeo. Tanto

para el eje real e ideal de la sección

compuesta y el pandeo de uno de sus

elementos aislados según el eje de

menor radio de giro, con la longitud de

cálculo entre presillas.

Datos Perfil adoptado

:

a = 88,9 mm

e = 7,9 mm

xg = yg = 2,51 cm


Jx1= Jy1 = 101,85 cm4

J1 = 41,28 cm4

Datos sección compuesta


Ix = 203,70 cm4

Longitud = 208 cm

Distancia entre presillas S1 = 69,4 cm

Solicitaciones:


N = -19,57 tn


T = 22,60 tn



68

Recaudos para el dimensionamiento según CIRSOC 301 - 7.11, figura 5-8

Figura 5-8

Adopto 1" de separación que coincide con el espesor de los pañuelos de

transferencia a los que se fijan las riostras.

a) Verificación de los elementos independientemente.

b) Verificación pandeo en el eje real.

c) Verificación pandeo en el eje ideal.

Siendo

d: la distancia perpendicular desde el eje y de la sección compuesta hasta el eje

paralelo correspondiente al centro de gravedad de la sección individual.

69

Dimensionamiento de presillas.

Se adopta una presilla de 31/2"x3/8" y se procede a verificar:

Siendo:

Calculo de la unión de las presillas con los perfiles ángulos.

La unión se realizara con cordones de soldadura, de esta manera, se

propone las longitudes de estos y se procede a verificar.

70

L1 = 7,00 cm

L2 = 5,00 cm

At =19,95cm2

Jx=916,15cm4

Jy=260,12cm4

rp=6,59cm

5.4.4 ARRIOSTRAMIENTO TIPO 4

Este tipo de arriostramiento es idéntico al anteriormente tratado (Tipo 3),

por lo que se adoptan las mismas secciones y disposiciones constructivas.

5.5 LOSAS

Las losas adoptadas para la superestructura del edificio fueron del tipo

mixta, en particular se trabajo con las especificaciones de ALCOR. Para el

dimensionado, se adoptan las recomendaciones hechas por el fabricante y se

considera la utilizaciones de los conectores de corte, de esta manera estamos

solidarizando las deformaciones que tengan las vigas con la losas, nos permite

también adoptar espesores de placa y capas de compresión más pequeñas que si no

se hiciese uso de estos. Esta disposición también corresponde con la suposición que

se hizo para calcular el edificio en cuanto que se considero a los pisos como

diagramas rígidos.

Para asegurarse que las recomendaciones hechas por ALCOR son correctas

primero se hizo una verificación. Para esto fue necesario obtener las propiedades

de la sección transversal de la chapa de acero, y hacer una transformación para

obtener las propiedades de la sección compuesta por de la placa de acero más el

hormigón.

71

Figura 5-9

Propiedades geométricas de la chapa:

Área=9,9587cm²

Principales momentos respecto al centroide

Jx = 70,9127cm4

Jy = 29,7184cm4

Centroide Posición Y = 0,2958cm

Espesor = 0,8mm

Longitud de onda = 95cm

Posición Eje Neutro en sección mixta.

Pos. CG. Y: Area I Pos. Relat.

cm cm² cm4/m cm

Chapa 8.42 9.96 74.64 3.35

Hormigon 4.67 816.23 8150.15 -0.40

Mixta 5.07 826.19 10098.38 -

W sup 1992.50 cm³/m

W inf 1607.56 cm³/m

Elemento

Los valores de las propiedades geométricas obtenidas de las secciones tanto

mixta como de la placa de acero, corresponden a los valores aportados por el

fabricante, que se pueden ver en el ANEXO.

Para comprobar que se trabaja de manera segura al adoptar los valores de

tabla, se realiza la verificación, según cargas admisibles provistas por el fabricante,

según calibre 22 de la lámina de acero, y espesor de 5cm de la capa de compresión.

72

Como se puede observar en esta simple verificación, se puede decir que

adoptando las disposiciones dadas por el fabricante se está siendo incluso algo

conservativo.

Si bien a las losas se las puede tratar como un elemento continuo, donde el

valor del momento en la zona de los apoyo cambia de signo, esto implicaría colocar

la armadura necesaria para resistir estos esfuerzos, ya que no está pensada de esta

manera, por lo que se va a considerar como una continuación de tramos

simplemente apoyados en las vigas, de manera que al no colocar la armadura para

resistir los momentos negativos, se busca que se produzca en el hormigón de la

capa de compresión, microfisuras para que la losas no tengan un comportamiento

de empotramiento en los apoyos.

Procedimiento de cálculo:

El diseño debe satisfacer simultáneamente las restricciones de capacidad de

carga, control de deformaciones y distancia entre apuntalamientos. Los datos de

cargas de la losa se extraen de la tabla 5-2.

Datos:

Distancia entre vigas de apoyo máxima = 2,04 mts

Sobrecarga de uso = 200 Kg/ m2

Carga permanente

Losa SteelDeck (chapa cal 22 – Capa de compresión 5cm) = 213,49 Kg/m2

Piso = 20 Kg/m2

Contrapiso = 64 Kg/m2

Cielorraso = 20 Kg/m2

TOTAL = 317,49 Kg/m2

73

Hormigón Placa Total

11.35 5 0.085 204 8 212 0.91 Q - 92 Ø 4.0 - 150x150 0.92 1.49

12.35 6 0.095 228 8 236 0.91 Q - 92 Ø 4.0 - 150x150 0.92 1.49

14.35 8 0.115 276 8 284 1.52 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

16.35 10 0.135 324 8 332 1.52 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

18.35 12 0.155 372 8 380 1.82 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

11.35 5 0.085 204 12.59 217 0.91 Q - 92 Ø 4.0 - 150x150 0.92 1.49

12.35 6 0.095 228 12.59 241 0.91 Q - 92 Ø 4.0 - 150x150 0.92 1.49

14.35 8 0.115 276 12.59 289 1.52 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

16.35 10 0.135 324 12.59 337 1.52 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

18.35 12 0.155 372 12.59 385 1.82 Q - 188 Ø 6.0 - 150x150 1.88 3.03

Tabla Nº 5-2

Cubicación, cargas de peso propio y armadura necesaria de retracción por temperatura

Espesor de losa Cubicación y cargas de peso

propio

Cuantía de armadura de retracción por temperatura

Esp. de la

Placa

Total

(cm)

Hormigón

s/cresta

(cm)

Volúmen

Hormigón

(m3/m2)

Peso propio Kg/m2

Cal. 18

(1.2mm)

Cuantía

requerida

cm2/m

Denomi-

nación

comercial

Características

malla

electrosoldada

Cuantía

cm2/m

Peso

Kg/m2

Cal. 22

(0.8mm)

Dependiendo de la sobrecarga de uso se debe determinar el espesor de

hormigón requerido, según las capacidades detalladas a continuación:

La capacidad de carga del sistema completo (placa INSTADECK y hormigón

H21 mínimo) depende básicamente del uso o no de conectores de corte, de la

distancia entre apoyos, del tipo y espesor de hormigón y de las características de la

placa. En el caso de zonas sísmicas y/o sobrecargas elevadas se recomienda la

utilización de conectores de corte, los cuales son obligatorios si se ha considerado la

colaboración de la losa en el diseño de las vigas portantes.

Las sobrecargas admisibles para la situación de losa con conectores de

cortes que es la solución adoptada se pueden ver en la tabla 5-3, cuyos valores ya

consideran el peso propio del sistema y los factores de seguridad asociados:

1.6 1.8 2.0 2.2 2.4 2.6 2.8 3.0 3.2 3.4 3.6 3.8 4.0

5 2000 1957 1624 1337 1145 993 871 760 649 557 479 414 358

6 2000 2000 1818 1497 1281 1111 975 862 736 632 545 471 408

8 2000 2000 2000 1815 1554 1348 1182 1047 911 783 675 584 507

10 2000 2000 2000 2000 1827 1585 1390 1231 1087 934 806 698 606

12 2000 2000 2000 2000 2000 1822 1598 1415 1262 1085 937 812 705

5 2000 2000 2000 1910 1632 1414 1172 953 785 654 551 469 402

6 2000 2000 2000 2000 1827 1582 1344 1185 981 818 689 586 502

8 2000 2000 2000 2000 2000 1868 1631 1438 1278 1144 1025 871 747

10 2000 2000 2000 2000 2000 2000 1917 1690 1503 1346 1213 1100 1002

12 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 1943 1727 1547 1395 1264 1152

Cal. 18

(1.2mm)

Tabla Nº 5-3

Sobrecarga admisible losa compuesta (kg/m2) con conectores

Esp. de la

Placa

Esp.

Hormigón

Separación entre apoyos (m)

Cal. 22

(0.8mm)

74

Una vez determinado el espesor, verificar si se satisfacen las condiciones

para controlar las deformaciones, tabla Nº5-4. En caso contrario, se puede

aumentar el espesor de hormigón o reducir la separación de apoyos hasta satisfacer

estas restricciones.

1 tramos 2 tramos 3 tramos

11.35 2.5 3.06 3.63

12.35 2.72 3.33 3.95

14.35 3.16 3.87 4.59

16.35 3.6 4.41 5.23

18.35 4.04 4.95 5.87

TABLA N°5-4

Control de deformaciones y condiciones de servicio

Esp. Total.

Placa + H°

Distancia máxima entre apoyos (m)

Conocido el espesor total que satisface las restricciones anteriores se debe

verificar la necesidad de colocar apuntalamientos temporales, según lo indicado en

el tabla N°5-5. En caso de requerir apuntalamientos, deben ser distribuidos de

forma equidistante en cada tramo verificando no exceder las distancias máximas

detalladas.

5 6 8 10 12

Simple 2.09 2 1.87 1.75 1.66

Doble 2.77 2.67 2.5 2.36 2.24

Triple 2.85 2.74 2.56 2.41 2.29

Simple 2.89 2.77 2.57 2.41 2.28

Doble 3.72 3.59 3.36 3.17 3.01

Triple 3.83 3.71 3.47 3.27 3.11

Cal. 18

(1.2mm)

Tabla Nº5-5

Longitud máxima sin apuntalamiento (m)

Espesor

Placa

Condición

de apoyo

Altura de hormigón sobre las crestas de la Placa colaborante

Cal. 22

(0.8mm)

Losas en balcones.

Las losas en los balcones del edificio se consideraron como losas macizas, ya

que en los voladizos las fibras traccionadas son las superiores y las losas mixtas

trabajan mejor cuando las fibras traccionadas son las inferiores.

75

PLANILLA DE LOSAS

Dimen.

g p h

m kg/m² kg/m² (kNm/m) (cm) (cm²/m) ϕ Sep

L1Balcon

ext1.7 376.4 500 12.7 12 5.6 10 14

L2Balcon

int1.3 376.4 500 8.7 12 3.4 8 14

L3Losa

mixta2.05 317.49 200 - 11.35 0.92 4.2 15

Malla

electrosoldada Q-

92

Nº ObservacionesPOSLuz

CARGASMmáx Cuantia Armadura

Conectores de corte

Los conectores de corte sirven para contrarrestar los esfuerzos de corte

horizontales, permitiendo considerar a las losas de los pisos como diafragmas

rígidos, impiden una separación vertical entre la losa y viga, y también generan una

sección compuesta, que permite luego de fraguar el hormigón de la capa de

compresión resistir conjuntamente los esfuerzos a los que esta sometidos las vigas,

lo cual fue despreciado para el cálculo de las vigas.

Los conectores de corte utilizados para el cálculo son del tipo Nelson Stud

que son fabricados en una sola pieza de acero de grado 2 (SAE 1020), con

protección galvánica electroquímica de zinc. Para la instalación de los conectores se

deberá tener las siguientes consideraciones; los conectores de corte debe ir

soldados siempre directamente sobra las vigas de apoyo, para esto se debe realizar

una perforación previa en el valle menor, que permita soldar el conector a la viga

metálica, por último, los conectores de corte deben ir soldados en todo su

perímetro mediante soldadura de arco eléctrico. En la figura 5-10 se puede observar

un esquema del funcionamiento de estos conectores.

76

Figura 5-10

Consideraciones de diseño.

En vigas compuestas en las cuales los conectores de corte se distribuyeron

conforme al esfuerzo de corte, e idéntica construcción en la cual se distribuyeron

uniformemente, han mostrado poseer igual resistencia última y deflexión bajo las

cargas de trabajo normal. Solamente es necesaria una ligera deformación en el

hormigón y una mayor solicitación en algunos conectores para redistribuir el corte

horizontal a otros conectores menos solicitados. La consideración clave es que el

número total de conectores de corte sea suficiente para desarrollar el total del

corte horizontal a ser resistido entre el pun to del máximo momento positivo y los

puntos de momento cero.

Ya sea cuando se trate del cálculo de los conectores de corte según las dos

orientaciones posibles, o sea con los nervios del deck perpendiculares a la viga, o

paralelos a esta, es suficiente con utilizar para el cálculo del área de del ala efectiva

del hormigón, la altura que surge de no considerar el hormigón por debajo de la

parte superior del steel deck.

El esfuerzo de corte máximo admisible por conector, q, deberá surgir de la

tabla 5-6 multiplicada por el factor de reducción R.

77

Tabla 5-6

Datos:

Ancho del nervio (w) = 170,8mm

Altura del nervio (h) = 63.5mm

Luz de viga considerada = 6.17m

Luz de vigas adyacentes = 2.05m

Φ de conector = 3/4"

Hs (mínimo) = 101,6mm

q = 5216Kg

Calculo:

Cantidad de conectores propuestos por valle Nº = 2

Donde:

Ancho Efectivo

Ancho Efectivo = 90,8cm

78

Cantidad de valles del deck para la mitad de la viga = 12

Se adopta la colocación de un conector de corte por valle del deck apoyado

en la viga, esto significa que la separación entre conectores será de 317mm, que

será igual a la separación de los conectores cuando se considere que los nervios del

steel deck sean paralelos a la viga.

79

6. DISEÑO Y VERIFICACIÓN DE CONEXIONES TIPO


Para el cálculo de las uniones entre los diferentes elementos estructurales,

tales como vigas, columnas y riostras, se hizo uso de perfiles metálicos, planchuelas

y tornillos de alta resistencia.

El acero que constituye los perfiles metálicos, y las planchuelas utilizadas es

de grado F-24 que es similar a DIN 10025/94 Grado S235 y cumple con las

disposiciones contenidas en las normas IRAM-IAS U 500-42 e IRAM-IAS U 500-503,

con las siguientes propiedades:

Los bulones de alta resistencia utilizados para el cálculo pertenecen a la

clase de resistencia 8.8, como así también las tuercas que prescribe la norma IRAM

5214. Los tornillos son fabricados con acero al carbono, templado y revenido. Los

tornillos utilizados para el cálculo se pueden ver el anexo, extraídos de catalogo. Las

arandelas deben verificar las condiciones de las normas IRAM 5107 y 5108. Se toma

un coeficiente de roce μ=0,45, según el acero utilizado, en donde se debe realizar

un correcto tratamiento de las superficies para asegurar que se alcance este valor.

Las soldaduras se realizaran por arco eléctrico con material de aporte, el

electrodo debe ser de igual o superior calidad que el correspondiente a los

elementos a unir. Se suponen para todos los casos uniones de tipo filete, que para

estos casos se deben cumplir las siguientes condiciones:

a) Penetración suficiente: en soldaduras de filete el cordón debe llegar por lo

menos hasta 0,5 mm de la raíz teórica, debiendo ser el espesor de la soldadura real

por lo menos igual al espesor de cálculo.

b) Que la soldadura tenga las dimensiones indicadas.

80

c) Libre de cráteres y socavaciones.

d) Ausencia de fisuras; deberá comprobarse, en general, mediante una lupa y en

casos especiales por examen magnético.

Cuando se cumplen las condiciones de ejecución establecidas, las tensiones

admisibles de la soldadura son iguales a adm, siendo adm la tensión

admisible del acero (material base) y un coeficiente menor o igual a 1 que se lo

obtiene de la Tabla 2 del CIRSOC 304. Se extrae de esa tabla según el tipo de

soldadura, la calidad, el tipo de tensión y de acero que el valor de =0,83, por lo

que las características adoptadas son las siguientes:

6.2. UNIONES CON TORNILLOS DE ALTA RESISTENCIA

Las uniones materializadas con tornillos de alta resistencia (TAR) forma parte

de los tipos de uniones modernas, donde se busca reemplazar el uso del remachado

y de los tornillos comunes calibrados (TC), para lograr una mayor seguridad en las

conexiones, compitiendo en muchos casos con la soldadura por varias razones,

siendo las más importantes:

ejecución de uniones más rápidas y con menos personas por equipo

tarea menos peligrosa por no existir chispas

para una misma solicitaciones se necesitan menos cantidad de TAR que de

remaches o TC

menor capacitación del personal para ejecutar buenas uniones en comparación

con las remachadas y soldadas

equipo más barato que para uniones remachadas y soldadas

no se requiere la utilización de pernos de montaje como en muchas uniones

soldadas ejecutadas en obra para mantener las partes en su correcta posición

operación menos ruidosa que el remachado

las estructuras abulonadas pueden desarmarse o modificarse con relativa

facilidad sin provocar daños en las barras y elementos unidos

cuando son sometidos a cargas pulsatorias, las uniones abulonadas del tipo de

deslizamiento critico tienen un mejor comportamiento frente a la fatiga que las

soldadas.

81

El tipo de unión que se logra con el uso de los TAR se conoce también como

unión antideslizante, donde la transmisión de la solicitación en el medio de unión se

realiza por rozamiento entre las superficies de los elementos que constituyen el

medio de unión, mediante el tratamiento de tales superficies y el ajuste de las

tuercas de los tornillos con pares torsores de intensidad controlada que conduzcan

a fuerzas adecuadas de compresión sobre los elementos a unir y que se establecen

en el reglamento CIRSOC 301.

6.3. EMPALME COLUMNA-COLUMNA

El objetivo de esta unión es lograr la continuidad entre los elementos, y

asegurar la correcta trasmisión de los esfuerzos. Se supone que para las cargas

axiales de compresión, por ser un contacto a tope, la trasmisión es total, a

diferencia que para las solicitaciones de tracción, que deben pasar a través de algún

elemento de unión. En el reglamento CIRSOC 301 Cap 7.10.2 enuncia que para este

caso, se puede dimensionar el empalme con la mitad de la solicitación axial de

compresión, en el caso que este valor sea superior al de tracción. El empalme se

debe realizar en los cuartos extremos de la longitud de pandeo.

Se toma para el análisis a la columna más desfavorable, que para este caso

es la columna C2. El empalme se ubica en el nivel número 5, debido a que los

perfiles vienen en longitudes de 12 mts, por lo tanto, se encuentra a 1,2mts del

arranque del piso.

Las solicitaciones máximas son:

Como N/2 < T, se toma como solicitación para el dimensionamiento al valor

del esfuerzo de tracción. La unión se realizara con tornillos de alta resistencia, y la

transmisión será con placas de acero de calidad F24, colocadas en alma y alas del

perfil. En el sector del alma, al haber placas de trasferencias a ambos lados, se

consideran ambas superficie de roce para la transmisión de los esfuerzos.

Lo primero que se debe hacer es saber qué esfuerzo es capaz de resistir un

tornillo, que para este caso se trabajo con tornillos de cabeza hexagonal, M24, de

calidad G8.8.

82

Entonces se adoptan 8 tornillos para las chapas del alma y 4 para las del ala, según

el siguiente esquema.

Se adopta un espesor para las placas de 1/2", por lo que se debe verificar el

arrancamiento y aplastamiento. Para el primer caso, se verifica en la sección más

83

desfavorable, para eso se hace la siguiente suposición, que la mayor solicitación se

presenta en las chapas del alma, debido a que es donde hay mayor cantidad de

tornillos, por lo que esa sección resiste más esfuerzo en comparación con las placas

del ala. Para hacer el cálculo se debe descontar la sección ocupada por los agujeros

de los tornillos.

Para la verificación del aplastamiento se considera la sección completa, o sea

sin descontar el área ocupada por los agujeros de los tornillos. Para esto tomo el

área total de todas las chapas de la unión, donde la tensión no debe superar el valor

de la tensión admisible de aplastamiento calculada anteriormente.

6.4. UNIÓN VIGA-VIGA

Para el cálculo de este tipo de unión, se tomo el caso de la unión de las vigas

V11 (IPN300) y V12 (IPN300) con la viga V21 (IPN300). La cercanía de los pernos al

eje baricéntrico nos permite inferir que en la unión no se van a producir momentos

de empotramientos, y a esto sumarle el hecho que la viga transversal nunca será lo

suficientemente rígidada como para lograr un empotramiento, esto nos permite

decir que la unión es lo más próxima a una articulación, por eso es tratada como tal,

de manera que solo debe transferir los esfuerzos de corte.

84

Lo primero que se debe hacer es determinar la cantidad necesaria de

tornillos para absorber los esfuerzos de corte. Para este caso, se utilizaron tornillos

M20, por lo que se determina para cada superficie de roce por tornillo que fuerza

pueden resistir.

Para fijar los perfiles ángulos a la viga que recibe a las vigas V11 y V12, se

utilizaran los mismo pernos, por lo que estos se deben calcular para absorber

ambos cortes, como se puede observar, para ese caso bastaría con un solo tornillo

para soportar el corte debido a la viga V11, y dos para el corte correspondiente a la

viga V12, por lo que se adopta la colocación de 2, que a su vez es el mínimo

permitido por el reglamento CIRSOC 301.

Verifico el arrancamiento en los perfiles ángulos, para esto, a modo de

simplificación, se utilizara solo la mitad de la sección, o sea el área de una de sus

85

alas, que es la que debe soportar la mitad del esfuerzo de corte proveniente de la

viga.

6.5. UNIÓN VIGA-COLUMNA

La unión tipo de una viga a una columna, sigue los mismos lineamientos que

la unión viga-viga, se considera a la unión articulada, procurando dejar siempre una

separación entre la viga y la columna, para permitirle la posibilidad de girar. Se

analizo el caso de la unión de la viga V6 (IPN260) con la columna C6 (HEM550).

Como en el caso analizado anteriormente, se utilizaron pernos de 20mm de

diámetro, lo que nos lleva a colocar el mínimo dispuesto por norma, que son dos.

86

6.6. UNIÓN VIGA-TABIQUE

El encuentro entre la viga V13 (IPN160), y el tabique de hormigón del núcleo

de uno de los ascensores del edificio, se resolvió de manera que se comporte como

una unión articulada.

Para esta unión, se utilizo pernos de 16mm de diámetro, para los cuales se

debe determinar la fuerza de pretesado y la fuerza por superficie de roce en la

unión. Estos pernos a su vez deben ir embutidos en el hormigón, de manera que se

debe asegurar su correcto anclaje mediante una longitud de adherencia que

permita que la fuerza ejercida sobre estos (equivalente a la tracción axial de la viga),

se transfiera completamente al hormigón. Por una cuestión de seguridad luego de

desarrollada esa longitud se debe realizar un gancho.

La placa de anclaje que va embutida en el hormigón, debe llevar unas barras

de fijación, que cumplen la doble función de permitir acomodar correctamente la

placa, y formar una zona de confinamiento del hormigón.

Fuerza soportada por superficie de roce en la unión.

Solicitación de corte

Como se puede observar solo bastaría colocar un solo perno, pero por

cuestiones reglamentarias, se coloca dos a cada lado del alma del perfil.

El perfil doble T, lleva soldado en su extremo una placa de soporte, que sirve

como vinculo para materializar la unión, se debe asegurar una separación entre

ambas placas para evitar la transferencia de momentos por contacto entre ellas.

Para ello se colocan tuercas que sirven de ajuste (para asegurar llegar a la fuerza de

pretesado necesaria) y para nivelar la placa.

87

6.7. UNIONES DE RIOSTRAS CON ESTRUCTURA

6.7.1 RECOMENDACIONES PARA EL CÁLCULO

Uno de los desafíos para poder resolver las uniones presentes en los

arriostramientos de la estructura es determinar las fuerzas que llegan al nudo, lo

que debe soportar el pañuelo de transferencia (Gusset, en ingles), y sus limitaciones

dimensionales, saber cómo se comporta este tipo de unión, y determinar las

solicitaciones que llegan tanto a vigas como a columnas. Para esto, se tomo como

guía a las recomendaciones dadas por la AISC (American Institute of Steel

Construction Inc.) sobre los conceptos de diseño y conexiones para pórticos

arriostrados concéntricamente.

A continuación se muestran algunas de las recomendaciones dadas, en

primer caso el coeficiente de pandeo "β" (que en este caso se le llama "K"), para la

determinación de la longitud de pandeo efectiva de la chapa que conforma el

gusset. Luego la transferencia de los esfuerzos que se considera hasta la sección

88

donde es completa, que para el caso tratado surge con una inclinación de 30° desde

la ubicación de la primera línea de tornillos. Y por ultimo una recomendación para

evitar el pandeo de borde (edge buckling figura 6-3) en la chapa del pañuelo de

transferencia, donde

.

Figura 6-1

Figura 6-2

Figura 6-3

El reglamento norteamericano propone tres maneras para obtener los

esfuerzos sobre vigas y columnas que transfiere la chapa, la primera y menos

recomendada por no ser la más cercana a la realidad es considerar como que toda

la fuerza es absorbida mediante corte en el contacto entre chapa y viga o columna

(All Shear figura 6-4). En este caso estaría frente al máximo corte que se podría

considerar en ese contacto. Luego está el método Truss Analogy (figura 6-5), que

propone descomponer en dos la solicitación que llega a través de la riostra al nudo

según el ángulo formado entre el centro de gravedad de esta unión y el centro de

las uniones en la zona de contacto entre el pañuelo de transferencia y viga o

columna. Por último propone el Component Method (figura 6-6), en el cual

89

descompone la fuerza T, en dos que dependen de la distancia perpendicular entre

el eje del bracer y el centro del contacto entre la chapa y viga o columna.

Figura 6-4

Figura 6-5

Figura 6-6

90

6.7.2. UNIÓN PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO 1

Solicitaciones máximas.

Determinación de esfuerzos sobre viga y columna.

Método 1: All Shear.

Método 2: Truss Analogy.

Método 3: Component Method.

91

Solicitaciones adoptadas sobre los elementos de la unión.

Números de tornillos.

Adopto:

Verificación de arrancamiento en el perfil

Para esto se debe comprobar que la tensión alcanzada sea menor que la

admisible para el área efectiva del perfil que debe resistir la fuerza de tracción.

La expresión para el área efectiva es:

Donde;

En las figuras 6-7, 6-8 y 6-9 se puede observar de donde surgen los

valores de y L, la expresión de U, surge del efecto denominado retraso de

cortante, porque es necesario cierta longitud de la unión para que la fuerza que

viene por los elementos no conectados, se transmita por corte a los conectados, y

pase por estos, y a través de la unión, al otro elemento.

Figura 6-7

Figura 6-8

92

Figura 6-9

Arrancamiento por tracción en la chapa.

Edge buckling.

Cuando la longitud de alguno de los bordes de la chapa que conforma el

pañuelo de transferencia, se debe soldar una platabanda perpendicular a esta para

evitar el pandeo, o abolladura. Para el caso tratado, se coloca una platabanda del

mismo espesor que la chapa, o sea de 1/2".

Verificación pandeo de la chapa.

93

Verificación de tensiones máximas en la chapa en contacto con viga y columna

Sección borde horizontal (Gusset-Bean)

Se realiza la comprobación según el criterio de Von Mises

Sección de borde vertical (Gusset-Column)

Verificación de soldadura en contactos

El tipo de soldadura supuesta para el cálculo es de filete, en todo el

perímetro en contacto entre la chapa y el elemento en contacto con esta. Figura 6-

10.

Figura 6-10: Soldadura de filete a ambos lados

94

Soldadura de filete idealizada, posibles

direcciones de tensiones en el corte longitudinal

1,2´,3´,4 y en la sección de corte 1-5-6 perpendicular.

Figura 6-11

Gusset-Bean

Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.

Gusset-Column


Cálculo del perno en centro de riostras para acortar la longitud de pandeo.

Para que el contacto sea correcto entre ambos elementos, se debe colocar

entre estos, una placa de 1/2" de espesor, que equivale a la separación que hay

entre ellos.

Para el dimensionamiento se toma el valor de la tensión de cálculo para los

bracers, el objetivo de esta unión es únicamente acortar la longitud de pandeo del

95

elemento, y no absorber momentos, es por esto que no debe ser una unión muy

rígida, lo que se logra ubicando los tornillos lo más cerca posible.

Adopto:

Se adoptan 2 tornillos M33

El plano en detalle de la unión recién analizada se puede ver en el ANEXO.



96







Adopto:


97


admisible en para el área efectiva del perfil que debe resistir la fuerza de tracción.


Donde;


Edge buckling.

Cuando la longitud de alguno de los bordes de la chapa que conforma el

pañuelo de transferencia supera la longitud Le, se debe soldar una platabanda

perpendicular a esta para evitar el pandeo, o abolladura. Para el caso tratado, se

coloca una platabanda del mismo espesor que la chapa, o sea de 1/2".



98






perímetro en contacto entre la chapa y el elemento en contacto con esta.

Gusset-Bean


Gusset-Column


99


Para este caso de arriostramiento, se debe calcular las uniones de los

bracers en sus dos extremos, los cuales son, uno superior con viga y columnas, y el

otro inferior en el centro de la viga, ya que tienen la forma de V.

Primero se analizara el caso del nudo en el encuentro de viga-columna.





100




Adopto:



admisible en para el área efectiva del perfil que debe resistir la fuerza de tracción.


Donde;

101


Edge buckling.

Cuando la longitud de alguno de los bordes de la chapa que conforma el pañuelo de

transferencia, se debe soldar una platabanda perpendicular a esta para evitar el

pandeo, o abolladura. Para el caso tratado, se coloca una platabanda del mismo

espesor que la chapa, o sea de 1/2".





102





Gusset-Bean


Gusset-Column


Calculo del pañuelo de transferencia en el centro de la viga.

103

Solicitaciones

Verificación de chapa en sección más desfavorable (contacto con viga)


Verificación de soldadura en contacto



Gusset-Bean

104



Se ejecuta de idéntica manera que las uniones recién analizadas para el

arriostramiento de tipo 3.

105

7. CAPÍTULO 7: CONCLUSIONES

De lo expuesto a lo largo de este trabajo se pueden extraer las siguiente

conclusiones:

Se realizó el estudio de un edificio de 14 niveles y 41m destinado a viviendas

en la ciudad de San Miguel de Tucumán, para lo cual se recorrió un camino

de aprendizaje de manera de definir cuál era la solución estructural que

mejor se adaptaba al problema planteado.

Para controlar las deformaciones y desplazamientos horizontales debido a

las acciones laterales del sismo, se analizaron la utilización de diferentes

métodos de arriostramientos de los que se realizan en edificios de este tipo

en la actualidad.

Se pudo comprobar el excelente comportamiento que presentan este tipo

de estructuras cuando la forma de rigidización adoptada es la correcta.

Las solicitaciones debidas al viento resultan despreciables frente a las

acciones sísmicas para edificios de estas alturas y características.

Al estar frente a un edificio que presenta un peso estructural relativamente

liviano (si lo comparamos con un edificio resuelto en hormigón armado),

cobran mayor importancia las solicitaciones axiales que se dan en las

columnas, debido a la aparición de la cupla de fuerzas (reacciones que se

dan en la base de las columnas), para tratar de equilibrar el momento de

vuelco, en comparación a las solicitaciones debidas a las cargas gravitatorias.

La opción resistente de pórticos arriostrados concéntricamente frente a

pórticos de momentos es marcadamente superior en cuanto a desempeño y

facilidad constructiva, tanto es así, que resulta poco conveniente diseñar

este tipo de estructuras con el sistema de pórticos de momentos como

principal solución para resistir las acciones laterales debidas al sismo o

viento, a menos que se asegure el correcto desempeño de las uniones

rígidas que se dan entre vigas y columnas de estos pórticos.

Si bien las estructuras metálicas correctamente arriostradas tiene un

excelente desempeño, resulta difícil concebir su total independencia de una

estructura de hormigón armado, dejando preferiblemente la parte resuelta

en acero para situaciones de construcción en altura. Lo más conveniente en

estos casos es realizar una combinación de ambos sistemas.

Del análisis de las cargas gravitatorias se pudo determinar el gran ahorro en

pesos que se logra con una estructura de estas características. Entonces, si

bien es sabido que las estructuras de acero son más caras que las de

hormigón armado, resulta interesante estudiar la opción metálica ya que

106

nos permite construir más m², aumentando su altura, pero sin necesidad de

realizar fundaciones más complejas que una platea convencional como las

que se ejecutan en nuestro medio, y a estos beneficios sumarle el hecho de

un rápida ejecución que redunda en un retorno de la inversión más rápido.

El estudio de nuevas tecnologías de construcción como las losas mixtas y las

mamposterías realizadas con ladrillos de HCCA, deben ser un punto a

considerar para futuros proyectos a ejecutar, ya que hoy en día son de

relativamente fácil acceso y redundan en grandes beneficios como menor

cantidad de desperdicios, menor mano de obra, una confección en menor

tiempo y permite obtener estructuras más livianas.

Una de las conclusiones más importantes fue lo anticuado y poco adaptado

que resulta resolver un edificio de estas características mediante la

aplicación de los reglamentos aun vigentes en el país (CIRSOC 1983), donde

hay muchos puntos no tratados y está lejos de presentar el contenido

técnico y práctico con respecto al actual arte de la construcción de edificios

o estructuras pesadas resueltas en acero. Donde resulta imprescindible la

aplicación de las recomendaciones dadas por el AISC obtenidas luego de

años de investigación.

107

8. CAPÍTULO 8: BIBLIOGRAFÍA

Troglia, Gabriel R. (2010): Estructuras Metálicas, "Proyecto por Estados

Últimos" (Tomo I, 7º edición). Publicación de ACDEC Asociación Coop. Del Depto. De

Estructuras de la Fac. de Cs. Exactas, Físicas y Naturales de la Univ. Nacional de

Córdoba. Jorge Sarmiento Editor/Universitas Libros. Córdoba, Argentina.

Crisafulli, Francisco Javier: Diseño Sismoresistente de construcciones de Acero.

Publicación Instituto Latinoamericano del Fierro y el Acero (ILAFA). Santiago, Chile.

Sabelli, Rafael - DASSE Design Inc. (2006): Seismic Braced Frames, "Design

Concepts and Connections". American Institute of Steel Construction, Inc. (AISC)

El Acero en la Construcción (1981): "Manual para el proyecto, calculo y

ejecución de construcciones en acero" (Titulo original STAHL IM HOCHBAU).

Traducción a cargo de Pinos Calvet, José. Editorial Reverté S.A. España.

Perles, Pedro (2007): Temas de Estructuras Especiales. Editorial

Kliczkowski/nobuKo. Argentina.

Zapata Baglieto, Luis F. (2007): Conexiones en Estructuras de Acero. Lima,

Perú.

Pérez Rodríguez, Marta (2009): Diseño y cálculo de la estructura metálica y de

la cimentación de una nave industrial. Universidad Carlos III de Madrid, Escuela

Politécnica Superior. Madrid, España.

Arévalo Soldati, Lautaro José (2010): Análisis dinámico de un edificio de gran

altura, incluyendo control pasivo. Universidad Nacional de Tucumán.

Picazo Iranzo, Álvaro (2007): Medios de Unión de Estructuras Metálicas.

Universidad Politécnica de Madrid.

Bresler , Boris - Lin, T. Y. - Scalzi, John B. (1976): Diseño de Estructuras de

Acero. Editorial Limusa. México.

Clarín (2005). Vanguardias Argentinas: "Arquitectura Contemporánea II"

Leza, Escriña & Asociados S.A (LEA).: Ignifugación, "El comportamiento de las

pinturas intumescentes". - Buenos Aires, Argentina. Disponible en

http://www.lea.com.ar/circulares/07-

06%20Ignifugacion,%20comportamiento%20de%20las%20pinturas%20intumescent

es.pdf

Reglamento CIRSOC 101 (1982): "Cargas y sobrecargas gravitatorias para el

cálculo de las estructuras de edificios".

Reglamento CIRSOC 102 (1982): "Acción del viento sobre las construcciones".

Reglamento INPRES CIRSOC 103 (2º edición, 1991): "Parte I, construcciones en

general".

Reglamento CIRSOC 105 (1982): "Superposición de acciones (Combinación de

estados de cargas)".

http://www.lea.com.ar/circulares/07-06%20Ignifugacion,%20comportamiento%20de%20las%20pinturas%20intumescentes.pdf



108

Reglamento CIRSOC 301 (1982):"Proyecto, calculo y ejecución de estructuras

de acero para edificios".

Reglamento CIRSOC 302 (1982):"Fundamentos de cálculo para los problemas

de estabilidad del equilibrio en las estructuras de acero".

Reglamento CIRSOC 304 (1992): "Estructuras de acero soldadas".

Revista Acero Latinoamericano. Publicación: "La construcción en acero para

viviendas en América Latina"; " Plan de promoción del uso del acero."

Instituto Latinoamericano del Fierro y el Acero (ILAFA). Publicación:

"Sustentabilidad de la construcción en acero." Chile.

ALCOR: "Manual técnico placa colaborante INSTADECK". Buenos Aires,

Argentina. Disponible en http://www.alcor.com.ar/alcor_instadeck.pdf

NELSON WELD THRU DECK: "Guía para el diseño, conectadores de corte

NELSON". Argentina. Disponible en

http://www.alcor.com.ar/guia_diseno_conectores.pdf

http://www.acero-deck.com/

http://www.infoacero.cl

http://www.construccionenacero.com

http://www.cingcivil.com

http://www.retak.com.ar/

http://www.hogaryconstruccion.com.ar/

FATOR. Catalogo: "Tornillería Industrial"

ACINDAR. Catalogo: "Perfiles Laminados"

http://www.alcor.com.ar/alcor_instadeck.pdf

http://www.alcor.com.ar/guia_diseno_conectores.pdf

http://www.acero-deck.com/productoDetalle.php?codPro=6

http://www.infoacero.cl/acero/que_es.htm

http://www.construccionenacero.com/Paginas/MaterialDidactico-ClasesTeoricas.aspx

http://www.cingcivil.com/

http://www.hogaryconstruccion.com.ar/

109

ANEXO

112

Sección Peso

h b s t F g Jx Jy Wx Wy ix iy=ilmm mm mm mm cm2 kg/m cm4 cm4 cm3 cm3 cm cm

100.00 120.00 106.00 12.00 20.00 53.20 41.80 1140 399 190 75.3 4.63 2.74

120.00 140.00 126.00 12.50 21.00 66.40 52.10 2020 703 288 112 5.51 3.25

140.00 160.00 146.00 13.00 22.00 80.60 63.20 3290 1140 411 157 6.93 3.77

160.00 180.00 166.00 14.00 23.00 97.10 76.20 5100 1760 566 212 7.25 4.26

180.00 200.00 186.00 14.50 24.00 113.00 88.90 7480 2580 748 277 8.13 4.77

200.00 220.00 206.00 15.00 25.00 131.00 103.00 10640 3650 967 354 9.00 5.27

220.00 240.00 226.00 15.50 26.00 149.00 117.00 14600 5010 1220 444 9.89 5.79

240.00 270.00 248.00 18.00 32.00 200.00 157.00 24290 8150 1800 657 11.00 6.39

260.00 290.00 268.00 18.00 33.00 220.00 172.00 31310 10450 2160 780 11.90 6.90

280.00 310.00 288.00 18.50 33.00 240.00 189.00 39550 13160 2550 914 12.80 7.40

300.00 340.00 310.00 21.00 39.00 303.00 238.00 59200 19400 3480 1250 14.00 8.00

320.00 359.00 309.00 21.00 40.00 312.00 245.00 68130 19710 3800 1280 14.80 7.95

340.00 377.00 309.00 21.00 40.00 316.00 248.00 76370 19710 4050 1280 15.60 7.90

360.00 395.00 308.00 21.00 40.00 319.00 250.00 84870 19520 4300 1270 16.30 7.83

400.00 432.00 307.00 21.00 40.00 326.00 256.00 104100 19340 4820 1260 17.90 7.70

450.00 478.00 307.00 21.00 40.00 335.00 263.00 131500 19340 5500 1260 19.80 7.59

500.00 524.00 306.00 21.00 40.00 344.00 270.00 161900 19150 6180 1250 21.70 7.46

550.00 572.00 306.00 21.00 40.00 354.00 278.00 198000 19150 6920 1250 23.60 7.35

Denom

H.E.M.

Dimensiones Valores estáticos

TABLA DE PERFILES DOBLE T ALA ANCHA SERIE PESADA

122

h Ni

minω A nec

A

ado

Wx

adop

Wy

adopix iy h b Area

[m] [tn] [cm] [cm³] [cm²] [cm²] [cm³] [cm³][mm][mm][mm][mm][cm²]

-78.6 5.27 102 2.2 115.21 131

-82.6 5.27 102 2.2 121.07 131

-102.8 5.79 93 2 137.07 149

-96.9 5.27 102 2.2 142.12 149

-142.2 6.39 85 1.9 175.38 200

-121.3 5.79 93 2 161.67 149

-83.8 5.27 102 2.2 122.94 131

-129.8 6.39 85 1.9 160.11 200

-162.9 6.39 85 1.9 200.91 220

-78.4 5.27 102 2.2 114.99 131

-42.7 3.77 143 3.9 110.74 113

-40.6 4.26 127 3.1 82.82 97.1

-56.2 4.26 127 3.1 114.65 131

-48.5 4.26 127 3.1 98.94 113

-70.1 4.77 113 2.5 115.90 131

-60.9 5.79 93 2 81.20 149

-57.9 4.77 113 2.5 95.73 97.1

-64.8 4.77 113 2.5 107.05 113

-81.3 5.27 102 2.2 119.24 131

-39.9 3.77 143 3.9 103.34 113226 149 180 220

PLANILLA DE COLUMNAS PARA COMBINACIÓN id1 (CARGAS PERMANENTES + SOBRECARGAS)

5.4 1220 444 9.9 5.8 240C10 2.7 2

432 307 326 200 4002 5.4 4820 1260 18 7.7

307 326 180 400

C9 2.7

5.4 4820 1260 18 7.7 432C8 2.7 2

432 307 326 160 4002 5.4 4820 1260 18 7.7

307 326 220 400

C7 2.7

5.4 4820 1260 18 7.7 432C6 2.7 2

270 248 200 200 2402 5.4 1800 657 11 6.4

307 326 180 400

C5 2.7

5.4 4820 1260 18 7.7 432C4 2.7 2

432 307 326 200 4002 5.4 4820 1260 18 7.7

307 326 160 400

C3 2.7

5.4 4820 1260 18 7.7 432C2 2.7 2

7.7 432 307 326 180 4002.7 2 5.4 4820 1260 18

288 240 200 280

6º, 7

º, 8

º, 9

º, 1

0º, 1

1º, S

A.

C1

5.4 2550 914 13 7.4 310C10 2.7 2

572 306 354 260 5502 5.4 6920 1250 24 7.4

306 354 240 550

C9 2.7

5.4 6920 1250 24 7.4 572C8 2.7 2

572 306 354 200 5502 5.4 6920 1250 24 7.4

306 354 220 550

C7 2.7

5.4 6920 1250 24 7.4 572C6 2.7 2

310 288 240 240 2802 5.4 2550 914 13 7.4

306 354 220 550

C5 2.7

5.4 6920 1250 24 7.4 572C4 2.7 2

572 306 354 220 5502 5.4 6920 1250 24 7.4

306 354 200 550

C3 2.7

5.4 6920 1250 24 7.4 572

354 200 550

C2 2.7 2

6920 1250 24 7.4 572 306

HE

M

calc

HE

M

ado

PB, 1

º, 2

º, 3

º, 4

º, 5

º

C1 2.7 2 5.4

Características sección adoptada

Niv

eles S/

plano

estruc

β lp λ

123

S/

plano

estruc

h N i min ω A nec A adopWx

adop

Wy

adopix iy h b Area Mx Control My Control

V

maxτ Control

[m] [tn] [cm] [cm³] [cm²] [cm²] [cm³] [cm³] [mm] [mm] [mm] [mm] [cm²] [tn.m] σ < σadm [tn.m] σ < σadm [tn] [kg/cm²] τ < τadm

-211.8 7.4 73 1.65 232.93 240 3.13 986.97 Verifica 0.86 986.98 Verifica 1.1 3.11 Verifica

126.5 84.33 Verifica

-282.6 8 68 1.58 297.62 303 11.2 1261.12 Verifica 0.4 1261.10 Verifica 4.08 11.53 Verifica

194.5 129.67 Verifica

-63.1 4.77 113 2.48 104.33 113 11 442.07 Verifica 0.15 442.06 Verifica 4.08 11.53 Verifica


39 53.20 Verifica


-78.0 5.79 93 2 104.00 149 10.5 440.69 Verifica 0.15 440.68 Verifica 3.9 11.02 Verifica


-75.9 4.77 113 2.48 125.49 131 3.02 531.73 Verifica 1 531.74 Verifica 1.12 3.16 Verifica






66.7 53.20 Verifica

-32.7 3.77 143 3.89 84.67 97.1 0.55 389.60 Verifica 0.02 389.60 Verifica 0.2 0.61 Verifica



-38.3 5.79 93 2 51.07 149 1 234.97 Verifica 0.02 234.97 Verifica 0.2 0.61 Verifica





PLANILLA DE COLUMNAS PARA COMBINACIÓN MAS DESFAVORABLE DE SISMO EN DIRECCIÓN "X"

COMPRESION o TRACCION SIMPLE FLEXO-COMPRESION DE LOS MIEMBROSCORTE

Características seccióçn adoptada Dirección x Dirección y

HEM

adopσ σlp λ

HEM

calc

PB, 1

º, 2

º, 3

º, 4

º, 5

º

C1 2.7 2

Niv

eles

β

C4 2.7

306 354 280 550Verificacion en Traccion

C2 2.7

5.4 6920 1250 23.6 7.35 572

572 306 354 300 550Verificacion en Traccion

2 5.4 6920 1250 23.6 7.35

306 354 180 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572C3 2.7 2


2 5.4 6920 1250 23.6 7.35

288 240 240 280

C6 2.7

5.4 2550 914 12.8 7.4 310C5 2.7 2

572 306 354 220 5502 5.4 6920 1250 23.6 7.35

306 354 180 550

C8 2.7

5.4 6920 1250 23.6 7.35 572C7 2.7 2

572 306 354 200 5502 5.4 6920 1250 23.6 7.35

306 354 220 550

C10 2.7

5.4 6920 1250 23.6 7.35 572C9 2.7 2

310 288 240 180 2802 5.4 2550 914 12.8 7.4

6º, 7

º, 8

º, 9

º, 1

0º, 1

1º, S

M.

C1 2.7

C2


2 5.4 4820 1260 17.9 7.7

7.7 432 307 326 220 4002.7 2 5.4 4820 1260 17.9Verificacion en Traccion

307 326 160 400

C4 2.7

5.4 4820 1260 17.9 7.7 432C3 2.7 2

432 307 326 200 4002 5.4 4820 1260 17.9 7.7

248 200 160 240

C6 2.7

5.4 1800 657 11 6.39 270C5 2.7 2

432 307 326 220 4002 5.4 4820 1260 17.9 7.7

307 326 160 400

C8 2.7

5.4 4820 1260 17.9 7.7 432C7 2.7 2

432 307 326 160 4002 5.4 4820 1260 17.9 7.7

307 326 180 400

C10 2.7

5.4 4820 1260 17.9 7.7 432C9 2.7 2

240 226 149 160 2202 5.4 1220 444 9.89 5.79

124

S/

plano

estruc

h N i min ω A nec A adopWx

adop

Wy

adopix iy h s b Area Mx Control My Control V max τ Control

[m] [tn] [cm] [cm³] [cm²] [cm²] [cm³] [cm³] [cm] [cm] [mm] [mm] [mm] [cm²] [tn.m] σ < σadm [tn.m] σ < σadm [tn] [kg/cm²] τ < τadm


70.7 53.20 Verifica


10.1 53.20 Verifica


90.2 60.13 Verifica

-202.7 7.4 73 1.65 222.97 240 8.05 944.80 Verifica 1.1 944.80 Verifica 3 29.04 Verifica



53.20 Verifica



-228.0 8 68 1.58 240.16 303 0.03 1017.63 Verifica 0.8 1017.63 Verifica 0.3 2.90 Verifica


-77.0 4.77 113 2.48 127.31 131 8.1 539.45 Verifica 0 539.44 Verifica 3 29.04 Verifica

-100.5 5.79 93 2 134.00 149 0 567.80 Verifica 0.8 567.80 Verifica 0.3 2.90 Verifica



21 53.20 Verifica











PLANILLA DE COLUMNAS PARA COMBINACIÓN MAS DESFAVORABLE DE SISMO EN DIRECCIÓN "Z"

COMPRESION o TRACCION SIMPLE FLEXO-COMPRESION DE LOS MIEMBROSCORTE

Características sección adoptada Dirección x Dirección y

HEM

adopσ σ

PB, 1

º, 2

º, 3

º, 4

º, 5

º

C1 2.7 2

Niv

eles

β lp λHEM

calc

21 306 354 240 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion

354 220 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion

C3 2.7 2

21 306C2 2.7 2



C5 2.7 2

21 306C4 2.7 2

18.5 288 240 200 2805.4 2550 914 12.8 7.4 310Verificacion en Traccion


C7 2.7 2

21 306C6 2.7 2


354 200 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572

C9 2.7 2

21 306C8 2.7 2

21 306 354 220 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572

240 280 2805.4 2550 914 12.8 7.4 310

6º, 7

º, 8

º, 9

º, 1

0º, 1

1º, S

M.

C1 2.7

18.5 288C10 2.7 2

400Verificacion en Traccion

C2 2.7 2 5.4 4820

432 21 307 326 1802 5.4 4820 1260 17.9 7.7

307 326 180 400

C3 2.7

1260 17.9 7.7 432 21

400Verificacion en Traccion

C4 2.7 2 5.4 4820

432 21 307 326 2202 5.4 4820 1260 17.9 7.7

307 326 220 400

C5 2.7

1260 17.9 7.7 432 21

240

C6 2.7 2 5.4 4820

270 18 248 200 1602 5.4 1800 657 11 6.39

307 326 220 400

C7 2.7

1260 17.9 7.7 432 21

400

C8 2.7 2 5.4 4820

432 21 307 326 1802 5.4 4820 1260 17.9 7.7

307 326 180 400

C9 2.7

1260 17.9 7.7 432 21

400

C10 2.7 2 5.4 1220

432 21 307 326 1802 5.4 4820 1260 17.9 7.7

226 149 180 220444 9.89 5.79 240 15.5

125

Niv

eles S/

plano

estruc

Luz M max Wnec σ W calc V max Secc nec IPN calc.IPN

adop.W adop σ nuevo Secc disp Verificacion τ > 0.5τamd τ σc σc < σcadm I ix s Seccion

[m] [tn.m] [cm³] [kg/cm²) [cm³] [tn] [cm²] ACINDAR ACINDAR [cm³] [kg/cm²) [cm²] S. nec < S. disp Influ. Corte [kg/cm²] [kg/cm²] II (σc = 0.80σf) [cm4] [cm] [mm] [cm²]

V1 4.47 1.95 130.00 1210.43 161.10 1.74 1.45 180 240 354 550.54 20.88 verifica no 125.00 591.58 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
































Viga

s co

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PLANILLA DE DIMENSIONAMIENTO DE VIGAS

FLEXION CORTE Verificacion compuesta Propiedades del Perfil Adop.

diseño de edificio metálico

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