diseño de edificio metálico
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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
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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
5.4.2. ARRIOSTRAMIENTO TIPO 2
5.4.3. ARRIOSTRAMIENTO TIPO 3
5.4.4. ARRIOSTRAMIENTO TIPO 4
5.5. LOSAS MIXTAS
6. CAPITULO 6: DISEÑO Y CALCULO DE LAS UNIONES TIPO
6.1. MATERIALES UTILIZADOS
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
6.7.3. UNION PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO2
6.7.4. UNION PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO3
6.7.5. UNION PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO4
7. CAPITULO 7: CONCLUSIONES
8. CAPITULO 8: BIBLIOGRAFÍA
ANEXO
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PARTE I: CONCEPTOS PRELIMINARES
1. CAPÍTULO 1: ANTECEDENTES Y CONCEPTOS SOBRE ESTRUCTURAS
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. CAPÍTULO 2: ANTECEDENTES Y CONCEPTOS SOBRE ESTRUCTURAS
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.
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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.
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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.
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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.
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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
Como ejemplo se puede
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
Como ejemplo se puede
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
5.1. MATERIALES UTILIZADOS
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 debe verificar la siguiente relación:
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
5.4.2 ARRIOSTRAMIENTO TIPO 2 (R2)
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:
Máximo esfuerzo axial de compresión
N = -29,64 tn
Máximo esfuerzo axial de tracción
T = 24,08 tn
Momentos y cortes despreciables.
Se debe verificar la siguiente relación:
Longitud = 167 cm
66
5.4.3 ARRIOSTRAMIENTO TIPO 3 (R3)
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
Sección = 13,49 cm²
Jx1= Jy1 = 101,85 cm4
J1 = 41,28 cm4
Datos sección compuesta
Sección = 26,98 cm²
Ix = 203,70 cm4
Longitud = 208 cm
Distancia entre presillas S1 = 69,4 cm
Solicitaciones:
Máximo esfuerzo axial de compresión
N = -19,57 tn
Máximo esfuerzo axial de tracción
T = 22,60 tn
Momentos y cortes despreciables.
Se debe verificar la siguiente relación:
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
6.1. MATERIALES UTILIZADOS
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
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
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.
6.7.3. UNIÓN PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO 2
Solicitaciones máximas.
96
Determinación de esfuerzos sobre viga y columna.
Método 1: All Shear.
Método 2: Truss Analogy.
Método 3: Component Method.
Solicitaciones adoptadas sobre los elementos de la unión.
Números de tornillos.
Adopto:
Verificación de arrancamiento en el perfil
97
Para esto se debe comprobar que la tensión alcanzada sea menor que la
admisible en para el área efectiva del perfil que debe resistir la fuerza de tracción.
La expresión para el área efectiva es:
Donde;
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 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".
Verificación pandeo de la chapa.
Verificación de tensiones máximas en la chapa en contacto con viga y columna
98
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.
Gusset-Bean
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
Gusset-Column
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
99
6.7.4. UNIÓN PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO 3
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.
Solicitaciones máximas.
Determinación de esfuerzos sobre viga y columna.
Método 1: All Shear.
Método 2: Truss Analogy.
100
Método 3: Component Method.
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 en para el área efectiva del perfil que debe resistir la fuerza de tracción.
La expresión para el área efectiva es:
Donde;
101
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.
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
102
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.
Gusset-Bean
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
Gusset-Column
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
Calculo del pañuelo de transferencia en el centro de la viga.
103
Solicitaciones
Verificación de chapa en sección más desfavorable (contacto con viga)
Se realiza la comprobación según el criterio de Von Mises
Verificación de soldadura en contacto
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.
Gusset-Bean
104
Se puede prescindir de calcular la tensión de comparación.
7.7.4. UNIÓN PARA ARRIOSTRAMIENTO TIPO 4
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)".
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:
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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"
109
ANEXO
110
111
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
113
114
115
116
117
118
119
120
121
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
-135.3 6.39 85 1.85 166.87 200 3.02 707.08 Verifica 1.05 707.08 Verifica 1.2 3.39 Verifica
39 53.20 Verifica
-142.2 6.39 85 1.85 175.32 200 2.17 1095.75 Verifica 0.55 1095.75 Verifica 0.8 3.33 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
-66.6 4.77 113 2.48 110.11 113 10.6 466.59 Verifica 0.05 466.58 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
-100.4 5.79 93 2 133.87 149 9.8 567.25 Verifica 0.23 567.23 Verifica 3.63 10.25 Verifica
-48.5 4.26 127 3.06 98.94 113 1.35 618.38 Verifica 0.02 618.38 Verifica 0.5 2.08 Verifica
-71.0 4.77 113 2.48 117.39 131 0.2 540.12 Verifica 0.1 540.12 Verifica 0.01 0.03 Verifica
26.55 53.20 Verifica
-109.9 5.79 93 2 146.53 149 0.55 674.23 Verifica 0.02 674.23 Verifica 0.2 0.61 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
-68.7 4.77 113 2.48 113.58 131 0.2 522.63 Verifica 0.25 522.63 Verifica 0.01 0.03 Verifica
-43.4 4.26 127 3.06 88.43 97.1 0.2 663.26 Verifica 0.01 663.26 Verifica 0.04 0.20 Verifica
-38.3 5.79 93 2 51.07 149 1 234.97 Verifica 0.02 234.97 Verifica 0.2 0.61 Verifica
-45.2 4.26 127 3.06 92.23 97.1 0.9 424.37 Verifica 0.01 424.36 Verifica 0.2 0.61 Verifica
-37.4 3.77 143 3.89 96.99 97.1 0.2 446.28 Verifica 0.25 446.28 Verifica 0.04 0.12 Verifica
-50.1 4.26 127 3.06 102.10 113 0.03 469.79 Verifica 0.95 469.80 Verifica 0.2 0.61 Verifica
-25.0 3.25 166 5.25 87.50 97.1 0.01 880.87 Verifica 0.15 880.88 Verifica 0.04 0.27 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
572 306 354 240 550Verificacion en Traccion
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
432 307 326 200 400Verificacion en Traccion
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
-150.8 6.39 85 1.85 186.02 200 8.06 788.25 Verifica 0.01 788.24 Verifica 2.99 28.94 Verifica
70.7 53.20 Verifica
-97.5 5.27 102 2.2 143.00 149 0.1 605.93 Verifica 0.8 605.94 Verifica 0.3 2.90 Verifica
10.1 53.20 Verifica
-190.5 6.9 78 1.73 219.71 220 0.1 930.97 Verifica 0.8 930.98 Verifica 0.4 3.87 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
106.4 70.93 Verifica
-87.3 5.27 102 2.2 127.97 131 0.01 799.79 Verifica 0.55 799.80 Verifica 0.2 4.43 Verifica
53.20 Verifica
-202.3 5.79 93 2 269.73 149 0.03 1142.94 Verifica 0.82 1142.94 Verifica 0.3 2.90 Verifica
103.2 68.80 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
129.5 86.33 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
-201.6 7.4 73 1.65 221.76 240 0.04 1386.00 Verifica 0.35 1386.00 Verifica 0.15 3.32 Verifica
-64.3 4.77 113 2.48 106.31 113 0.37 489.15 Verifica 0.01 489.15 Verifica 0.2 2.71 Verifica
21 53.20 Verifica
-50.9 4.26 127 3.06 103.88 113 0.01 477.96 Verifica 0.04 477.96 Verifica 0.03 0.41 Verifica
-86.8 4.77 113 2.48 143.51 149 0.01 660.32 Verifica 0.05 660.32 Verifica 0.3 4.06 Verifica
29.55 53.20 Verifica
-91.5 5.27 102 2.2 134.20 149 0.37 617.49 Verifica 0.01 617.48 Verifica 0.01 0.14 Verifica
-43.5 4.26 127 3.06 88.64 97.1 0.01 664.79 Verifica 0.03 664.79 Verifica 0.01 0.27 Verifica
-90.2 5.79 93 2 120.27 149 0.01 553.37 Verifica 0.03 553.37 Verifica 0.03 0.41 Verifica
-65.8 4.77 113 2.48 108.82 113 0.01 500.72 Verifica 0.03 500.72 Verifica 0.03 0.41 Verifica
-37.7 3.77 143 3.89 97.77 113 0.32 449.86 Verifica 0.01 449.86 Verifica 0.2 2.71 Verifica
-50.0 4.26 127 3.06 102.08 113 0.01 469.70 Verifica 0.03 469.70 Verifica 0.03 0.41 Verifica
-39.4 3.77 143 3.89 102.05 113 0.04 1027.33 Verifica 0.01 1027.33 Verifica 0.01 0.34 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
21 306 354 260 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion
354 280 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion
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
354 220 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion
C7 2.7 2
21 306C6 2.7 2
21 306 354 300 5505.4 6920 1250 23.6 7.35 572Verificacion en Traccion
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
V2 6.18 3.72 248.00 1338.13 278.00 2.41 2.01 220 240 354 1050.25 20.88 verifica no 173.13 1092.23 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V3 4.47 2.28 152.00 1415.27 161.10 2.04 1.70 180 280 542 420.59 28.28 verifica no 108.20 460.45 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V4 6.18 4.4 293.33 1242.24 354.20 2.85 2.38 240 280 542 811.66 28.28 verifica no 151.17 852.84 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V5 4.47 2.64 176.00 1233.64 214.00 2.36 1.97 200 240 354 745.34 20.88 verifica no 169.54 801.10 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V6 6.18 5.04 336.00 1422.92 354.20 3.25 2.71 240 260 442 1141.56 24.44 verifica no 199.47 1192.70 Verifica 5740 10.38 9.40 41.80
V7 4.19 1.73 115.33 1479.90 116.90 1.64 1.37 160 200 214 808.41 15.00 verifica no 164.00 856.86 Verifica 2140 8.00 7.50 26.20
V8 5.13 2.58 172.00 1205.61 214.00 2.02 1.68 200 240 354 728.40 20.88 verifica no 145.11 770.55 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V9 4.19 2.06 137.33 1278.71 161.10 1.96 1.63 180 240 354 581.59 20.88 verifica no 140.80 630.66 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V10 5.13 3.03 202.00 1415.89 214.00 2.38 1.98 200 240 354 855.45 20.88 verifica no 170.98 905.26 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V11 4.47 2.95 196.67 1378.50 214.00 2.64 2.20 200 300 653 451.55 32.40 verifica no 122.22 498.71 Verifica 9800 11.92 10.80 54.10
V12 6.18 5.7 380.00 1291.05 441.50 3.69 3.08 260 300 653 872.49 32.40 verifica no 170.83 921.30 Verifica 9800 11.92 10.80 54.10
V13 2.79 0.92 61.33 1123.32 81.90 1.34 1.12 140 160 117 787.00 10.08 verifica no 199.40 859.45 Verifica 935 6.40 6.30 17.90
V14 5.13 2.93 195.33 1369.16 214.00 2.38 1.98 200 240 354 827.22 20.88 verifica no 170.98 878.63 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V15 4.47 2.97 198.00 1387.85 214.00 2.66 2.22 200 240 354 838.51 20.88 verifica no 191.09 901.47 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V16 6.18 5.7 380.00 1291.05 441.50 3.69 3.08 260 260 442 1291.05 24.44 verifica no 226.47 1349.33 Verifica 5740 10.38 9.40 41.80
V17 1.33 0.21 14.00 1076.92 19.50 0.64 0.53 80 100 34 614.04 4.50 verifica no 213.33 716.64 Verifica 171 4.01 4.50 8.30
V18 3.15 0.58 38.67 1060.33 54.70 2.8 2.33 120 280 542 106.99 28.28 verifica no 148.51 278.60 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V19 4.1 5.18 345.33 1462.45 354.20 3.73 3.11 240 280 542 955.54 28.28 verifica no 197.84 1015.13 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V20 3.15 3.89 259.33 1399.28 278.00 2.5 2.08 220 280 542 717.58 28.28 verifica no 132.60 753.44 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V21 4.1 6.58 438.67 1490.37 441.50 3.25 2.71 260 300 653 1007.19 32.40 verifica no 150.46 1040.36 Verifica 9800 11.92 10.80 54.10
V22 3.15 3.99 266.00 1435.25 278.00 3.61 3.01 220 280 542 736.03 28.28 verifica no 191.48 807.30 Verifica 7590 11.15 10.10 47.80
V23 3.22 3.78 252.00 1359.71 278.00 3.39 2.83 220 240 354 1067.19 20.88 verifica no 243.53 1147.53 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V24 1.8 0.01 0.67 51.28 19.50 0.02 0.02 80 160 117 8.55 10.08 verifica no 2.98 9.99 Verifica 935 6.40 6.30 17.90
V25 3.22 3.54 236.00 1273.38 278.00 2.23 1.86 220 240 354 999.44 20.88 verifica no 160.20 1037.24 Verifica 4250 9.60 8.70 36.10
V26 4.22 0.27 18.00 1384.62 19.50 1.5 1.25 80 160 117 230.97 10.08 verifica no 223.21 450.35 Verifica 935 6.40 6.30 17.90
V101 2.8 0.5 33.33 1461.99 34.20 0.73 0.61 100 200 214 233.64 15.00 verifica no 73.00 265.66 Verifica 2140 8.00 7.50 26.20
V102 5.12 1.41 94.00 1206.16 116.90 1.2 1.00 160 200 214 658.88 15.00 verifica no 120.00 690.88 Verifica 2140 8.00 7.50 26.20
V103 1.33 0.15 10.00 769.23 19.50 0.46 0.38 80 100 34 438.60 4.50 verifica no 153.33 512.74 Verifica 171 4.01 4.50 8.30
V104 5.12 2.35 156.67 1458.72 161.10 1.83 1.53 180 200 214 1098.13 15.00 verifica no 183.00 1142.96 Verifica 2140 8.00 7.50 26.20
V105 3.18 0.74 49.33 1352.83 54.70 3.31 2.76 120 200 214 345.79 15.00 verifica no 331.00 669.52 Verifica 2140 8.00 7.50 26.20
V106 1.8 0.01 0.67 51.28 19.50 0.01 0.01 80 100 34 29.24 4.50 verifica no 3.33 29.80 Verifica 171 4.01 4.50 8.30
Viga
s co
rres
pond
ient
es a
l pis
o "t
ipo"
(PB
hast
a ni
vel t
erra
za)
Vig
as d
e SM
PLANILLA DE DIMENSIONAMIENTO DE VIGAS
FLEXION CORTE Verificacion compuesta Propiedades del Perfil Adop.
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