comportamiento sismorresistente de conexiones tipo …
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Comportamiento sismorresistente de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexiones
precalificadas viga columna tipo Flange Plate por Bitonti Setaro, Giovanni : Bakhos, Antonio se encuentra bajo una
Licencia Creative Commons Atribución-NoComercial-CompartirIgual 3.0 Unported.
REPÚBLICA BOLIVARIANA DE VENEZUELA
CARACAS, ESTADO MIRANDA
UNIVERSIDAD NUEVA ESPARTA
ESCUELA DE INGENIERÍA CIVIL
TESIS II
COMPORTAMIENTO SISMORRESISTENTE DE CONEXIONES TIPO
EMPALME EN VIGA DE ACERO COMO VARIANTE DE CONEXIÓN
PRECALIFICADA VIGA-COLUMNA TIPO FLANGE PLATE
Tutor:
Ing. Sigfrido Loges
C.I.: V-11.310.481
C.I.V.: 112.28
Proyecto de Tesis
Presentado por:
Br. BAKHOS, Antonio
C.I.: V- 19.242.863
Br. BITONTI, Giovanni
C.I.: V- 18.557.675
DEDICATORIA:
A mis padres, Charbel Bakhos y Galia Haskour de Bakhos ya que
fueron ellos lo que me dieron la oportunidad de estudiar una carrera y no
tengo palabras para expresar lo mucho que quiero agradecerles por todo su
apoyo y consejos para hacer cada día mejor persona y profesional.
A mi hermana Ana María y a mi morocha Mariana quienes siempre me
apoyaron en todo momento y me dieron grandes consejos para superarme
cada día más.
A San Charbel por darme todas esas oportunidades de seguir
adelante en todo momento, cuidarme y protegerme siempre.
A mi cuñado Miguel Mawad por todos sus consejos para ser mejor
profesional.
A Daniela Andrew por apoyarme y darme consejos para culminar mi
carrera Universitaria.
Antonio Charbel Bakhos Haskour
DEDICATORIA Quiero agradecerle de forma especial a mi familia que durante toda mi vida
me han apoyado, y que sin ellos la elaboración de este trabajo y la
culminación de mis estudios no hubieran sido posibles, sobre todo a mi
madre que dentro de todas sus preocupaciones me dio la posibilidad de
brillar. A mis padrinos y a mis primos que en estos últimos tiempo nos han
apoyado tanto. Gracias por su apoyo y ayuda incondicional.
Giovanni Bitonti Setaro
AGRADECIMIENTOS
Gracias a Dios y San Charbel que sin ellos esto no fuera posible.
A mis padres, Charbel Bakhos y Galia de Bakhos que siempre me han
dado su apoyo en todo momento y a quienes debo este triunfo profesional,
por todo su trabajo y dedicación para darme una formación.
Para mis hermanas Ana María y Mariana que siempre me apoyaron y
me dieron consejos en todo momento.
. A mi tutor Sigfrido Loges quien nos apoyo y nos ayudo en todo
momento durante la elaboración de este trabajo de grado.
A mis amigos, a mis profesores que hicieron posible este trabajo de
grado de alguna u otra forma, por apoyarnos y dándonos consejos durante
la elaboración.
A mi compañero de tesis Giovanni Bitonti lo cual trabajo y aporto para
culminar este trabajo de grado.
¡GRACIAS A TODOS!
Antonio Charbel Bakhos Haskour
AGRADECIMIENTOS
A mi compañero de tesis Antonio Bakhos, el cual trabajo conmigo
fuertemente para culminar esta laboriosa tesis.
A mi tutor Sigfrido Loges, que por su paciencia, preocupación, apoyo y
colaboración hicieron posible que la ejecución de este proyecto fuera más
agradable y sencilla.
A mis compañeros de clases los cuales me apoyaron y me
aconsejaron para durante el desarrollo de la tesis
Giovanni Bitonti Setaro
RESUMEN
El principal objetivo de este trabajo de grado es el análisis y detallado
de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de conexión
precalificada viga-columna tipo Flange Plate, estableciendo sus
consideraciones sismorresistentes. Mediante una hoja de cálculo de
Microsoft Excel, se analizó y diseñó la conexión tipo empalme en vigas de
acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo Flange
Plate basado principalmente en las Normas AISC 360 del año 2010 y 341 del
año 2005, y en base a trabajos de grado anteriormente desarrollados.
Finalmente se desarrolló una hoja de cálculo en el programa Excel,
con lo cual se logró obtener una herramienta que facilite el cálculo de dicha
conexión tipo empalme.
ABSTRACT
The main objective of this grade is the detailed analysis and joint type
connections in steel beams as a variant of beam-column connection types
prequalified Flange Plate, establishing their earthquake resistance
considerations. Using a spreadsheet in Microsoft Excel, analyzed and
designed the type connecting joint in steel beams as a variant of beam-
column connection types prequalified Plate Flange Standards based primarily
on the 2010 AISC 360 and 341 in 2005, and based on previously developed
grade papers.
Finally, we developed a spreadsheet in Excel, which is able to obtain a
tool that facilitates the calculation of the connection type joint.
ÍNDICE GENERAL
CONTENIDO. P
ÁG.
DEDICATORIAS. I
I
AGRADECIMIENTOS. I
V
RESUMEN. V
I
ABSTRACT. V
II
ÍNDICE. V
III
INTRODUCCIÓN. X
VI
CAPITULO I: EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN. 1
1.1 Planteamiento del Problema. 2
1.2 Justificación de la Investigación. 3
1.3 Formulación del Problema. 3
1.4 Objetivos.
1.4.1 Objetivo General. 3
1.4.2 Objetivos Específicos. 4
1.5 Delimitaciones. 4
1.6 Limitaciones. 5
CAPITULO II: MARCO TEÓRICO. 6
2.1 Antecedentes. 7
2.2 Bases Teóricas. 9
2.2.1 Riesgo sísmico e Ingeniería Sismo-Resistente. 9
CONTENIDO. P
ÁG.
2.2.2 El acero como material estructural. 1
1
2.2.3 Desventajas y Ventajas del acero Estructural. 1
2
2.2.4 Conexiones en Acero Estructural. 1
6
2.2.5 Clasificación de las conexiones. 1
8
2.2.5.1 Conexiones Flexibles. 1
9
2.2.5.2 Conexiones a Momento o Rígidas. 1
9
2.2.6 Tipos de Conexiones. 2
0
2.2.6.1 Conexiones Empernadas. 2
0
2.2.6.1.1 Tipos de Pernos. 2
1
2.2.6.1.1.1 Pernos Ordinarios o Comunes. 2
1
2.2.6.1.1.2 Pernos de alta resistencia. 2
1
2.2.6.1.2 Ventajas de pernos a alta resistencia. 2
3
2.2.6.1.3 Desventaja de pernos a alta resistencia. 2
5
2.2.6.1.4 Comportamiento individual de Pernos. 2
5
CONTENIDO. P
ÁG.
2.2.6.1.5 Caso de cargas en Pernos. 2
6
2.2.6.1.6 Pernos Sometidos a Tensiones por Tracción
Axial.
2
8
2.2.6.1.7 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte. 2
8
2.2.6.1.8 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte y
Tracción.
3
0
2.2.6.1.9 Tipos de Agujeros. 3
1
2.2.6.1.9.1 Agujeros Agrandados 3
1
2.2.6.1.9.2 Agujeros de Ranura Corta. 3
1
2.2.6.1.9.3 Agujeros de Ranura Larga o Sobresaliente. 3
2
2.2.6.1.10 Ajustes de Pernos. 3
3
2.2.6.1.10.1 Método del Giro de la Tuerca. 3
3
2.2.6.1.10.2 Método de la llave Calibrada. 3
4
2.2.6.1.10.3 Indicador Director de Tensión. 3
4
2.2.6.1.11 Tipos de Conexiones Empernadas. 3
6
2.2.6.1.11.1 Conexión tipo Fricción. 3
6
CONTENIDO. P
ÁG.
2.2.6.1.11.2 Conexión tipo Aplastamiento. 3
7
2.2.7 Conexiones Soldadas. 4
2
2.2.7.1 Tipos de Soldadura. 4
2
A) Soldaduras a Filete. 4
2
B) Soldaduras de Ranura. 4
3
C) Soldadura de Tapón y Muesca. 4
3
2.2.7.2 Electrodos para Soldar. 4
5
2.2.8 Conexiones Precalificadas. 4
6
2.2.8.1 Criterios De Empalme Para Conexiones
Precalificas.
4
7
2.2.8.1.1 Empalmes para Vigas. 4
7
2.2.9 Tipo de Juntas. 5
2
2.2.9.1 Juntas a Tope. 5
2
2.2.9.2 Juntas a Solape. 5
2
2.2.9.3 Juntas a Doble plano. 5
2
CONTENIDO. P
ÁG.
2.2.9.4 Juntas Múltiples. 5
3
2.2.10 Fallas en las uniones con Conectores
Mecánicos.
5
5
2.2.10.1 Falla en los Conectores. 5
5
2.2.10.1.1 Falla por tracción en los Pernos. 5
5
2.2.10.1.2 Falla por corte en los Pernos. 5
8
2.2.10.1.3 Falla por aplastamiento de los Conectores. 5
8
2.2.10.2 Falla en los Miembros Conectados. 5
9
2.2.10.2.1 Falla por aplastamiento de las Planchas. 5
9
2.2.10.2.2 Falla por desgarramiento del material. 5
9
2.2.10.2.3 Falla por tracción en el Área Gruesa. 6
0
2.2.10.2.4 Falla por tracción en el Área Neta. 6
0
2.2.11 Bloque de Corte. 6
1
2.2.12 Sección de Whitmore. 6
5
2.2.13.1 Área Total y Área Neta. 6
7
CONTENIDO. P
ÁG.
2.2.13.2 Área neta efectiva. 6
9
2.2.14 Especificaciones Sísmicas para edificios de
Acero Estructural del AISC 341-05
7
0
2.2.15 Conexiones, Juntas y Abrazaderas. 7
5
2.2.16 La clasificación de Secciones para Anclaje. 7
8
2.2.17 Zonas Protegidas en Conexiones Viga-
Columna.
7
8
2.2.18 Limitaciones en Rebordes de Vigas. 7
9
2.2.19 Requisitos CVN de Sección Pesada. 7
9
2.2.20 Juntas / Uniones Empernadas. 8
1
2.3 Terminología Básica. 8
4
2.4 Sistemas de Variables. 8
9
CAPITULO III: MARCO METODOLÓGICO. 9
2
3.1 Diseño de Investigación. 9
3
3.2 Población y Muestra. 9
3
3.3 Técnicas e Instrumentos de Recolección de Datos. 9
4
CONTENIDO. P
ÁG.
3.4 Técnicas de Procesamiento y Análisis de los
Datos.
9
4
CAPITULO IV: ANÁLISIS Y PRESENTACIÓN DE
RESULTADOS.
9
6
4.1 Procedimientos para el Cálculo del Empalme en
Viga.
9
7
1) Solicitaciones de Diseño. 9
7
2) Planchas en las alas. 9
7
2.1) Pernos. 9
7
2.1.1) Por Corte. 9
7
2.1.2) Separación entre Pernos y Distancia a los
bordes.
9
8
2.1.3) Chequeo por Aplastamiento. 9
8
2.2) Dimensiones de las planchas sobre las alas. 9
9
2.2.1) Espesor por ruptura en el área neta de la
plancha.
9
9
2.2.2) Espesor por cedencia en el área total. 9
9
2.2.3) Espesor por aplastamiento 9
9
2.3) Dimensiones de las planchas en las entradas de
las vigas.
1
00
CONTENIDO. P
ÁG.
2.3.1) Espesor por ruptura en el área neta de la
plancha.
1
00
2.3.2) Espesor por cedencia en el área total. 1
00
2.3.3) Espesor por aplastamiento. 1
00
2.4) Verificación si se produce una falla por corte 1
01
2.4.1) Ala de la viga. 1
02
2.4.2) Planchas sobre las alas. 1
01
3) Planchas en alma de la viga. 1
02
3.1) Pernos. 1
02
3.1.1) Por corte. 1
02
3.1.2) Separación entre pernos y distancias a los
bordes.
1
02
3.1.3) Por aplastamiento. 1
02
3.2) Verificación de la disposición de los pernos
excéntrico sobre el grupo de pernos.
1
03
3.3) Dimensiones de las planchas del alma. 1
03
3.3.1) Espesor por ruptura en el área neta de la
plancha.
1
03
CONTENIDO. P
ÁG.
3.3.2) Espesor por cedencia en el área total. 1
03
3.3.3) Espesor por Aplastamiento. 1
04
3.4) Verificación por bloque de corte. 1
04
4.2 Ejemplo de Conexión tipo Empalme. 1
05
4.3 Detallado de la Conexión tipo Empalme en Vigas. 1
11
CAPITULO V: CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES. 1
15
5.1 Conclusiones. 1
16
5.1 Recomendaciones. 1
17
BIBLIOGRAFÍA. 1
19
ÍNDICE DE IMÁGENES.
Figura #1: Curva Tensión -Deformación de tres Arcos. 1
2
Figura #2: Curvas de Momento de Rotación según el tipo de
conexión.
2
0
Figura #3 Detallado del Perno. 2
2
Figura #4: Funciones básicas de los pernos en una unión. 2
CONTENIDO. P
ÁG.
6
Figura #5: Fundamentos de Fuerza en Pernos. 2
7
Figura #6: Diagrama Tensión vs Deformación. 2
9
Figura #7: Pernos que trabajan simultáneamente por Fuerza
Corte y Tracción.
3
1
Figura #8: Tipos de Agujeros. 3
3
Figura #9: Apriete de Pernos por alta Resistencia por medio
de indicador directo de Tracción.
3
5
Figura #10: Diferentes Procedimientos de Instalación de
Pernos.
3
6
Figura #11: Apretados o instalado usando pocos impactos de
una llave de impacto o manualmente.
3
6
Figura #12: Conexiones tipo Aplastamiento. 3
8
Figura #13: Espaciamiento de Pernos. 4
1
Figura #14: Espaciamiento agujeros de pernos estándar. 4
1
Figura #15: Tipos de Soldadura. 4
4
Figura #16: Soldadura por arco sumergido. 4
4
Figura #17: Simbología de Soldadura. 4
5
Figura #18: Empalme en ala y alma de viga. 4
CONTENIDO. P
ÁG.
8
Figura #19: Modelo analítico de un empalme de viga alma
patín.
5
1
Figura #20: Juntas a Solape. 5
3
Figura #21: Juntas a Tope. 5
4
Figura #22: Juntas a Doble Plano. 5
4
Figura #23: Juntas Múltiples. 5
4
Figura #24: Conectores tradicionales. 5
6
Figura #25: Falla por cortes en los conectores. 5
7
Figura #26: Falla por cortes en los conectores. 5
8
Figura #27: Falla por aplastamiento de los Pernos. 5
8
Figura #28: Falla por aplastamiento de las Planchas. 5
9
Figura #29: Falla por desgarramiento del material. 6
0
Figura #30: Falla por tracción en el área gruesa. 6
0
Figura #31: Falla por tracción en el área neta. 6
1
Figura #32: Superficies de ruptura y tensiones combinadas. 6
CONTENIDO. P
ÁG.
2
Figura #33: Resistencia a la ruptura. 6
2
Figura #34: Fenómeno de bloque de corte. 6
3
Figura #35: Distribuciones de tensiones por bloque de corte. 6
3
Figura #36: Trayectorias posibles para falla de bloque de
corte.
6
4
Figura #37: Variable para cálculo de bloque de corte. 6
5
Figura #38: Ancho para una plancha soldada (a) y para una
plancha empernada (b).
6
6
Figura #39: k área. 6
6
Figura #40: Hoja de Cálculo. 1
05
Figura #41: Hoja de Cálculo. 1
06
Figura #42: Hoja de Cálculo. 1
06
Figura #43: Hoja de Cálculo. 1
07
Figura #44: Hoja de Cálculo. 1
07
Figura #45: Hoja de Cálculo. 1
08
Figura #46: Hoja de Cálculo. 1
CONTENIDO. P
ÁG.
08
Figura #47: Hoja de Cálculo. 1
09
Figura #48: Hoja de Cálculo. 1
09
Figura #49: Hoja de Cálculo. 1
10
Figura #50: Hoja de Cálculo. 1
10
Figura #51: Conexión tipo empalme en viga. 1
11
Figura #52: Perfiles de acero. 1
11
Figura #53: Agujeros utilizados en el empalme. 1
12
Figura #54: Planchas superiores y planchas inferiores del
empalme de viga.
1
13
Figura #55: Planchas superiores y planchas inferiores del
empalme de viga.
1
13
Figura #56: Planchas en alma de las vigas. 1
14
ÍNDICE DE TABLAS
Tabla #1: Ventajas Acero. 1
3
Tabla #2: Desventajas Acero. 1
4
CONTENIDO. P
ÁG.
Tabla #3: Clasificación de las Conexiones. 1
8
Tabla #4: Clasificación de los Pernos. 2
3
Tabla #5: Característica de los Pernos. 3
9
Tabla #6: Valores Ct determinando Ane. 7
0
Tabla #7: Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de
Miembros.
7
5
INTRODUCCIÓN
El uso del acero en la construcción se remonta a la antigua Grecia
donde se consiguieron vigas en templos construidos en esa época. Pero la
primera construcción formal de acero fue en el año 1706, en Inglaterra,
donde se realizaron columnas de acero fundido para la Cámara de los
Comunes de Londres.
Las construcciones metálicas, son el sistema constructivo más
utilizado en algunos países como Estado Unidos, Francia, Inglaterra, etc.
Este tipo de estructuras es muy utilizado en estos países ya que al construir
la estructura con perfiles metálicos, es mucho más rápido que empleando
concreto. Asimismo, cuando se verifica la relación costo-tiempo, a muchas
empresas le favorece este método constructivo.
Las estructuras metálicas pueden ser de una rápida construcción pero
por eso no deja de ser difícil su ejecución ya que las conexiones entre
miembros pueden variar mucho, dependiendo de las exigencias del proyecto.
Entre estas conexiones, se encuentran las tipo empalme (vigas-columnas),
las cuales son las secciones donde una viga o una columna se juntan y por
ende donde se encuentran acumuladas las mayores tensiones de corte.
Estos empalmes son los más exigidos a la hora de un movimiento
sísmico. Un ejemplo muy claro se obtiene de lo ocurrido en San Francisco,
USA, donde en el año 1994 el famoso sismo de Northridge causó estragos
en lo que se refiere a estructuras de acero donde muchas conexiones
fallaron por la debilidad de estas, por los prolongados ciclos de cargas y
descargas, entre otras, debido a las ondas sísmicas.
Después de este desastre el AISC (American Institute of Steel
Constrution), creó un catálogo o guía donde reflejan diferente tipos de
conexiones tipo empalme, las cuales respetan las exigencias sísmicas
reflejadas en las normas para estructuras de acero vigentes.
En el presente trabajo de investigación, se tratará el análisis y
detallado de conexiones tipo empalme de vigas de acero como una
alternativa de las conexiones de empalme con planchas empernadas en las
alas y el alma (Flange Plate, en inglés), con el principal propósito de
descongestionar el nodo viga – columna, facilitando la tarea de construcción
de la estructura. Se emplearán los últimos lineamientos contenidos en la
Norma AISC 360-10 y la guía AISC 341-05, en relación a los criterios
sismorresistentes involucrados.
El Capítulo I, titulado Problema de la Investigación, se tratarán los
siguientes puntos: Planteamiento, Formulación y Justificación. Igualmente se
presenta el Objetivo General y los Objetivos Específicos a alcanzar al final
del proyecto, junto a la Delimitación y limitaciones del proceso de
investigación.
El Capitulo II, titulado Marco Teórico de la tesis, en el cual se
desarrolla los siguientes puntos: Antecedentes Históricos de la Investigación,
Las Bases Teóricas de la misma, el Marco Conceptual donde se define
algunos términos técnicos utilizados en la investigación y el Sistema de
Variables.
El Capítulo III se presenta el Marco Metodológico de la investigación,
en el cual está constituido por el Diseño de la Investigación, Técnicas e
Instrumentos de Recolección de Datos, la Población y Muestra, el Plan de
Procesamiento y Análisis de Datos y Técnicas de Procedimiento seguido
durante el transcurso de la investigación.
El Capítulo IV está conformado por el análisis de los resultados del
proyecto.
El Capitulo V está constituido por las Conclusiones y
Recomendaciones. La ultima parte del proyecto se presenta la Bibliografia.
CAPITULO I:
EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN
CAPITULO I: EL PROBLEMA DE INVESTIGACIÓN
1.1 Planteamiento del Problema
En Venezuela económicamente uno de los campos laborales más
importante del país es el de la construcción, esta origina una gran cantidad
de empleos. En nuestro país son muy habituales las construcciones en
concreto estructural, pero en los últimos años las de acero estructural han
sido más frecuentes, ya que requieren menos tiempo de ejecución,
disminuyéndose de esta manera el costo asociado a la mano de obra.
No hay estructura segura si las uniones entre sus miembros no se
comportan apropiadamente, en especial en zonas donde las cargas laterales
son significativas. Por eso es tan importante calcular y detallar dichas
conexiones, ya que en el momento de un sismo (carga lateral) esas
conexiones probablemente presentarán importantes daños estructurales.
En zonas sísmicas y en especial, en estructuras aporticadas, se debe
garantizar el adecuado nivel de empotramiento de los extremos de los
miembros (vigas y columnas), con lo cual se garantice el comportamiento
estructural esperado y la adecuada disipación de energía proveniente del
sismo. Asimismo, la formación de rótulas plásticas en las zonas deseadas
de los extremos de los miembros de vigas es un aspecto de vital importancia.
A la hora de construir una conexión hay que realizar ciertas
actividades en el nodo (columna – viga) como soldar y/o empernar
dependiendo del tipo de conexión. Realizar estas actividades en el nodo
resulta a veces difícil.
En esta investigación, se estudió una modificación del tipo de
conexión Flange Plate como alternativa de construcción para
descongestionar el nodo. En obra se debe evitar la soldadura, y colocar
pernos en todas las conexiones que se puedan, ya que son innumerables los
problemas constructivos que pudieran presentarse. En taller se suelda, en
obra se emperna. En los nodos, y en vista de que a veces resulta difícil
trabajar las conexiones, estas deben ser bien detalladas por el ingeniero
estructural, para que puedan ser construidas sin inconvenientes adicionales.
1.2. Justificación de la Investigación
En la presente investigación, la principal justificación es la de
reconocer al empalme de vigas como una alternativa efectiva para ser
empleada en la construcción de edificaciones de acero estructural, en
sustitución de la conexión precalificada viga – columna tipo flange plate, con
el propósito principal de descongestionar y facilitar el trabajo de armado de la
conexión en el nodo.
1.3 Formulación del Problema
¿Cuáles son las consideraciones sismorresistentes de conexiones tipo
empalme en vigas de acero como variante de la conexión precalificada
viga-columna tipo Flange Plate?
1.4 Objetivos Generales y Especificaciones
1.4.1 Objetivo General
Estudiar el comportamiento sismorresistente de conexiones tipo
empalme en vigas de acero como variante de conexión precalificada
viga-columna tipo Flange Plate.
1.4.2 Objetivos Específicos
Realizar el estudio detallado de una conexión tipo empalme de vigas
de acero como variante de la conexión precalificada viga-columna tipo
Flange Plate.
Realizar una hoja de cálculo, en Microsoft Excel, para el análisis y
diseño de conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de
conexión precalificada viga-columna tipo (flange plate), de acuerdo a
criterios establecidos en las Guías AISC 360-10 y 341-05.
1.5 Delimitaciones
A la hora de realizar un trabajo de investigación, se deben reflejar
ciertos límites, en base a determinados aspectos, como Tiempo, Espacio y
Contenido. Las delimitaciones de la investigación son las siguientes:
Tiempo
En lo referente a Tiempo, esta investigación se desarrolló en un lapso
de 10 meses comenzando en abril del 2011 y terminando en febrero del
2012.
Espacio
En cuanto al Espacio, la investigación se realizó en la ciudad de
Caracas, en el municipio del Hatillo, Los Naranjos
Contenido
En lo que respecta al Contenido, se estudió solo el comportamiento
de las conexiones tipo empalme en vigas de acero como variante de la
conexión precalificada viga-columna tipo Flange Plate según la Norma AISC
360-10 y la guía de diseño 341-05.
1.6 Limitaciones
Cuando se elabora un trabajo de investigación, se pueden presentar
algunos obstáculos que retrasan la culminación del mismo y estos se conocen
como limitaciones de la investigación. En el presente trabajo se presentaron las
siguientes limitaciones:
• Dificultad en la obtención del material bibliográfico, ya que en
Venezuela existe control cambiario y la bibliografía necesaria para
realizar la investigación es foránea. Esto obligó a conseguir divisas
extranjeras para adquirir dichas bibliografías.
Parte del material bibliográfico fue extraído de internet en las
cuales reflejamos sus fuentes, y la otra parte de la tesis fue
extraída de libros que se encuentra en las bibliotecas de las
universidades más importante del país, como lo son la Universidad
Metropolitana y Universidad Católica. Todo los que se trata de
normas nos vimos obligados adquirirlas en el exterior.
• Retraso debido al tiempo de espera en que las bibliografías
adquiridas y provenientes de los Estados Unidos llegaran a nuestro
país.
El material adquirido en el exterior, llego a nuestro país mediante la
contratación de currier.
CAPITULO II:
MARCO TEÓRICO
CAPITULO II: MARCO TEÓRICO.
2.1. Antecedentes.
Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía para el
Cálculo Estandarizado de Conexiones Simples y Precalificadas
en Estructuras de Acero”.
El presente trabajo de investigación expone de manera resumida las
actividades realizadas durante el período de proyecto industrial en la
empresa ADS Ingeniería Estructural C.A. en la estandarización en el diseño
de conexiones en estructuras de acero.
En este estudio se desarrolla diferentes tipos de conexiones precalificas
en donde se realiza el cálculo de estas siguiendo la guia de COVENIN-
MINDUR 2004-1998 y COVENIN-MINDUR 1618:1998 y en las Normas
americanas ANSI/AISC 341-05 y ANSI/AISC 358-05. Estas conexiones
Fueron desarrolladas en el programa de Office Excel.
Mazzeo A., Marianella (1997), UCAB, “DISEÑO SÍSMICO DE
CONEXIONES VIGA-COLUMNA EN ESTRUCTURAS DE ACERO”.
El objetivo principal de este trabajo de grado es, esencialmente, el diseño de
una conexión capaz de soportar tensiones debidas a solicitaciones sísmicas.
Se trata en gran profundidad de los tipos de soldadura y de la forma en que
deben realizarse. De igual forma se trató todo lo relacionado a los pernos, y
se especificó, tanto el tipo de acero a usarse, como las dimensiones mínimas
de los mismos.
La investigación nos aportó amplios conocimientos en cuanto al
cálculo y diseño de las conexiones tipo plancha extrema en el aspecto
sismoresistente en vigas y columnas. Se detalla de gran manera todo lo
relacionado a la soldadura de la plancha,
Arriaga M, Juan Carlos (1994), UCAB, “NORMALIZACIÓN DE
CONEXIONES EN ESTRUCTURAS METÁLICAS A FUERZA AXIAL,
CORTE SIMPLE Y MOMENTO”.
El objetivo principal del este trabajo de grado fue, normalizar las
conexiones en estructuras de acero sometidas fuerza axial, corte simple y
momento, determinando así cuales son los aspectos de cálculo y diseño más
significativos para la normalización de conexión en estructuras metálicas.
Esta tesis de grado nos aportó los parámetros a seguir referentes a las
conexiones en estructuras metálicas por fuerza axial, corte simple y
momento. Se consideraron los siguientes estados límites en el diseño de las
conexiones de momento de plancha extrema de la viga a la columna: Flexión
por cedencia del material de la plancha extrema en la cercanía de los pernos
en tracción, Corte por cedencia de la plancha extrema (Este Estado Límite no
es usual, pero la interacción corte-flexión puede reducir la capacidad de
flexión y rigidez), Ruptura por corte de la plancha extrema no rigidizada a
través de la línea exterior de agujeros de los pernos.
2.2. Base Teórica.
2.2.1 Riesgo Sísmico e Ingeniería Sismo-Resistente.
La humanidad ha experimentado a lo largo de su historia el efecto destructivo
de los terremotos. En el siglo XX, estas catástrofes naturales han ocasionado
una media anual del orden de 14.000 muertos, por encima de otros
desastres como ciclones, huracanes, inundaciones, avalanchas y erupciones
volcánicas. Adicionalmente, originan grandes pérdidas económicas como
resultado del daño en las obras de infraestructura pública y construcciones
privadas, lo cual impacta negativamente en el desarrollo de las zonas
afectadas. Latinoamérica no es ajena a esta situación y muchos de sus
países han sufrido el efecto devastador de estos eventos.
En el año 1910 la Sociedad Sismológica de América identificó los tres
aspectos principales del problema sísmico: el terremoto en sí mismo, el
movimiento del terreno asociado y su efecto sobre las construcciones. Los
dos primeros aspectos representan la peligrosidad o amenaza sísmica de un
determinado lugar, mientras que el tercer aspecto se vincula la
vulnerabilidad. Ésta puede definirse como la susceptibilidad de las
construcciones a sufrir daño ante la ocurrencia de fenómenos
desestabilizantes de origen natural.
El riesgo sísmico, en términos generales, puede interpretarse como una
medida de las pérdidas potenciales que pueden originar los sismos un
periodo de tiempo especificado. Desde otro punto de vista, el riesgo sísmico
surge como resultado de la interacción de dos variables principales: la
amenaza sísmica y la vulnerabilidad. En resumen, la amenaza sísmica
describe el potencial que presenta el fenómeno, por ejemplo en términos de
sacudimiento, y que obviamente puede resultar en consecuencias
(Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE
CONSTRUCCION DE ACERO)
desfavorables para la sociedad y sus obras de infraestructura. El riesgo
sísmico cuantifica la probabilidad de ocurrencia de esas consecuencias.
La ingeniería estructural sismorresistence surgió como una necesidad
imperiosa para controlar el efecto de los sismos. Los terremotos de San
Francisco, EEUU, en 1906 (7,8 en la escala de Richter), y de Mesina, Italia,
en 1908 (7,2 en la escala de Richter), pueden considerarse como dos hechos
importantes que mostraron la vulnerabilidad de las ciudades en zonas
sísmicas y originaron un cambio significativo en los criterios de cálculo de la
época. Como resultado de ello, y teniendo en cuenta las observaciones
realizadas, se propuso considerar una fuerza estática horizontal para
representar el efecto sísmico, cuyo valor se estimaba como un 10% del peso
de la construcción. De esta forma se trataba de representar, en forma
simplificada, pero racional, la naturaleza dinámica del problema y los efectos
inerciales producidos por la vibración sísmica sobre la masa de la
construcción. Posteriormente, la experiencia recogida en sitio tras la
ocurrencia de terremotos, la investigación analítica y experimental y el
desarrollo de reglamentos de diseño sismorresistente han contribuido para
un avance continuo y significativo durante los últimos 100 años.
En la actualidad la ingeniería sismorresistente dispone de soluciones
adecuadas que, mediante el uso de distintos materiales estructurales,
sistemas constructivos, dispositivos innovadores para el control de
vibraciones, criterios de diseño y métodos de análisis confiables, permiten
reducir el riesgo sísmico.
(Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE
CONSTRUCCION DE ACERO)
Sin embargo la reducción del riesgo sísmico no se ha alcanzado en forma
uniforme a escala mundial. Ello se debe a distintas razones, algunas
de las cuales no son de carácter técnico o ingenieril. Es por ello que uno de
los mayores desafíos, particularmente en Latinoamérica, es lograr la
implementación práctica de las soluciones que la ingeniería sismoresistente
ha desarrollado tanto para construcciones nuevas como para la rehabilitación
de estructuras existentes que no cumplen con los niveles de seguridad
requeridos en la actualidad. Uno de los problemas que se observa
reiteradamente en muchos lugares afectados por terremotos es la diferencia
entre los criterios de diseño y la estructura realmente construida. Por
desconocimiento o razones de costo, se realizan modificaciones en obra que
luego conducen al colapso de los componentes estructurales.
(Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE
CONSTRUCCION DE ACERO)
2.2.2 El acero como material estructural.
El Acero como material de estructural es muy buena opción ya que es un
material de fabricación industrializada, por lo tanto a la hora de construir con
dicho material asegura tener un control de calidad alto. El acero tiene
características que la hacen el material de construcción preferido en un país
tan importante como los estados unidos, ya que es un material con una alta
resistencia, es muy rígido y a la vez dúctil, por lo tanto la mayoría de las
veces se logra obtener miembros de espesores pequeños a comparación
del concreto armado.
En diseño y comprobación de componentes estructurales de acero, uno de
los parámetros mecánicos más importantes es la tensión mínima de fluencia,
Fy, Adicionalmente, en algunos estados límite vinculados con la fractura se
aplica la resistencia de tracción mínima, Fu. Ambos parámetros
son propiedades nominales del acero especificado. Los aceros
convencionales presentan resistencias menores y mayor ductilidad, mientras
que los aceros de alta resistencia en general presentan una ductilidad
Fuente: (F.j. crisafulli diseño simorresistente de construcción de acero)
reducida (ver Figura 1). Esta es la razón por la cual las especificaciones
sísmicas AISC 341-05 limitan la tensión mínima de fluencia a 3520 Kg/cm2 en
componentes donde se espera que se desarrolle comportamiento inelástico.
Para el caso de estructuras con ductilidad limitada este límite se incrementa
a 3875 Kg/cm”
(Fuente: F.J. CRISAFULLI DISEÑO SIMORRESISTENTE DE
CONSTRUCCION DE ACERO)
Figura # 1 Curva Tensión-Deformación de tres aceros
(Fuente: F.J. CRISAFULLIDISEÑO SIMORRESISTENTE DE
CONSTRUCCION DE ACERO)
2.2.3 Ventajas y Desventajas del Acero Estructural.
Las principales ventajas del acero son:
Alta Resistencia Permite estructuras relativamente
livianas, lo cual es de gran
importancia en la construcción de
puentes, edificios altos y estructuras
cimentadas en suelos blandos.
Homogeneidad
Las propiedades del acero no se
alteran con el tiempo, ni varían con
la localización en los elementos
estructurales.
Elasticidad
El acero es el material que más se
acerca a un comportamiento
linealmente elástico (Ley de Hooke)
hasta alcanzar tensiones
considerables.
Precisión Dimensional
Los perfiles laminados están
fabricados bajo estándares que
permiten establecer de manera muy
precisa las propiedades geométricas
de la sección.
Ductilidad
El acero permite soportar grandes
deformaciones sin falla, alcanzando
altos tensiones en tensión, ayudando
a que las fallas sean evidentes.
Tenacidad
El acero tiene la capacidad de
absorber grandes cantidades de
energía en deformación (elástica e
inelástica).
Facilidad de unión con otros
miembros
El acero en perfiles se puede
conectar fácilmente a través de
remaches, pernos o soldadura con
otros perfiles.
Rapidez de Montaje
La velocidad de construcción en
acero es muy superior al resto de los
materiales
Disponibilidad de secciones y
tamaños
El acero se encuentra disponible en
perfiles para optimizar su uso en gran
cantidad de tamaños y formas.
Costo de Recuperación
Las estructuras de acero de desecho,
tienen un costo de recuperación en el
peor de los casos como chatarra de
acero.
Reciclable
El acero es un material 100 %
reciclable además de ser degradable
por lo que no contamina.
Permite ampliaciones
Fácilmente
El acero permite modificaciones y/o
ampliaciones en proyectos de
manera relativamente sencilla.
Se puede prefabricar estructuras
El acero permite realizar la mayor
parte posible de una estructura en
taller y la mínima en obra
consiguiendo mayor exactitud
Tabla 1 Ventajas Del Acero
(Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo
estandarizado de conexiones Simples y precalificadas en estructuras de
acero)
Las principales desventajas del acero son:
Corrosión
El acero expuesto a intemperie sufre
corrosión por lo que deben recubrirse
siempre con esmaltes alquidálicos
(primarios anticorrosivos)
exceptuando a los aceros especiales
como el inoxidable.
Alto costo de mantenimiento contra
el fuego
En el caso de incendios, el calor se
propaga rápidamente por las
estructuras haciendo disminuir su
resistencia hasta alcanzar
temperaturas donde el acero se
comporta plásticamente, debiendo
protegerse con recubrimientos
aislantes del calor y del fuego
(retardantes) como mortero,
concreto, asbesto, etc.
Pandeo elástico
Debido a su alta resistencia/peso el
empleo de perfiles esbeltos sujetos a
compresión, los hace susceptibles al
pandeo elástico, por lo que en
ocasiones no son económicos las
columnas de acero.
Fatiga
La resistencia del acero (así como
del resto de los materiales), puede
disminuir cuando se somete a un
gran número de inversiones de carga
o a cambios frecuentes de magnitud
de tensiones a tensión (cargas
pulsantes y alternativas).
Fractura Frágil
Bajo ciertas condiciones, el acero
puede perder su ductilidad y
presentarse una fractura frágil en
lugares con concentración de
tensiones. Las cargas que generan
fatiga junto con temperaturas muy
bajas, agravan la situación.
Tabla 2 Desventajas Del Acero
(Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo
estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras
de acero)
Muchas de estas ventajas y desventajas del acero y de las conexiones
estructurales se dieron gracias a una serie de estudios y evaluaciones
realizadas a las estructuras que sufrieron daños durante el terremoto de
Northridge.
El Terremoto de Northridge de 1994, ocurrió en el área norte del Valle de
San Fernando en la ciudad de Los Ángeles la madrugada del día 17 de
enero de 1994 a las 4:30:55 AM hora local. Causó 72 muertos, 12.000
heridos y pérdidas por 12,5 billones de dólares. El pico registrado llegó a los
6,7 en la escala de Richter, y la aceleración terrestre fue la mayor jamás
captada en un área urbana estadounidense.
Este terremoto obligo el chequeo de los métodos de diseños. El acero tiene
una serie de ventajas fundamentales frente a los otros materiales, como son:
su comportamiento está mucho más estudiado y se puede lograr una alta
calidad estructural debido a que todos los componentes de un pórtico
metálico se fabrican en taller. Por estos y otros motivos, el comportamiento
sísmico del acero es más predecible que el de otros sistemas constructivos y
además, (Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo
estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de
acero)
después de un evento como el terremoto, los componentes dañados pueden
ser fácilmente reparados o reemplazados.
Sin embargo, el hecho de que un edificio esté construido con acero no es
suficiente garantía de que vaya a tener un comportamiento adecuado
durante terremotos importantes.
Sólo se conseguirá un comportamiento satisfactorio si la configuración
estructural es estable y si los elementos estructurales y sus uniones son
proyectados de manera que sean capaces de absorber y disipar energía.
Para impedir el colapso de una estructura durante un terremoto se ha de
garantizar, a través del diseño, una suficiente y eficaz capacidad de
disipación de energía. En el caso de pórticos de nodos rígidos la energía se
supone absorbida y disipada principalmente por las rótulas plásticas
formadas en la viga. Durante el terremoto de Northridge, se produjeron
fracturas frágiles de las uniones sin que en ningún caso se apreciara la
formación de las rótulas plásticas. A partir de este momento se empezaron a
realizar estudios en la manera en que se deberían hacer las conexiones en el
nodo buscando la manera de garantizar su funcionamiento bajo acciones
sísmicas fuertes.
De aquí surgen una serie de conexiones que siguiendo unos parámetros
establecidos se garantiza el funcionamiento de las mismas, de manera de no
tener que hacer pruebas en laboratorios con cada conexión que se realice
diferentes a las establecidas entre las precalificadas. Estas conexiones no
permiten soldar directamente la viga a la columna, sino que la unión se
realiza mediante planchas, garantizando un mejor funcionamiento. Estas son
conexiones probadas por especialistas y que actualmente son muy usadas
en edificaciones de acero.
(Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado
de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)
2.2.4 Conexiones en Acero Estructural.
Las conexiones son las uniones mediante conectores mecánicos o
soldadura, de los miembros de una estructura para obtener un conjunto
resistente que trasmita las cargas a la fundación.
Cuando se va a realizar una conexión es de suma importancia el tipo de
unión que se va a utilizar ya que de ellos depende en gran parte el buen
funcionamiento de la misma. La selección del tipo de unión que deben
usarse para una estructura específica, implica la consideración de muchos
factores entre los cuales cabe mencionar: requisitos de normas vigentes de
construcción, economía relativa, preferencias del proyectista, disponibilidad
de buenos soldadores, condiciones de carga (estática o de fatiga),
preferencias del fabricante y equipo disponible. Es imposible dar un conjunto
definido de reglas para seleccionar el mejor tipo de conexión para una
estructura dada cualquiera. Podemos mencionar algunas observaciones
generales que ayuden a tomar una decisión:
Los pernos estructurales comunes resultan económicos para
estructuras ligeras sometidas a cargas estáticas pequeñas y para
miembros secundarios (largueros, riostras, largueros de pared,
etc.) de estructuras pesadas.
El empernado en campo es muy rápido y requiere menos mano de
obra especializada que la soldadura. Sin embargo, el costo de los
pernos de alta resistencia es un poco alto.
Fuente: (Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo
estandarizado de conexiones Simples y Precalificadas en
estructuras de acero)
Si a la larga se tiene que desmontar la estructura, probablemente
la soldadura no deba considerarse, dejando el campo abierto a los
pernos.
Cuando se tienen cargas de fatiga, los pernos de alta resistencia
completamente tensados y la soldadura ofrecen un
comportamiento muy bueno.
La soldadura requiere la menor cantidad de acero, contribuye al
mejor aspecto de las juntas y tiene la mayor amplitud de
aplicaciones para los diferentes tipos de conexiones.
Cuando se desean juntas continuas, rígidas y resistentes a
momentos, probablemente se escogerá la soldadura.
La soldadura se acepta casi universalmente como satisfactoria
para el trabajo en planta. Para el trabajo en campo es muy popular
en algunas zonas, y en otras es rechazada por el temor de que la
supervisión de campo no sea totalmente confiable.
(Fuente: Carlos E. González Jeppesen, Guía para el cálculo estandarizado
de conexiones Simples y Precalificadas en estructuras de acero)
2.2.5. Clasificación de las Conexiones
Las conexiones se clasifican en:
Flexibles.
A Momento o Rígidas.
Tabla 3 Clasificación de las Conexiones
(Fuente: Guía de Diseño Prof. Arnaldo Gutiérrez)
2.2.5.1 Conexiones Flexibles.
Las conexiones flexibles son las que permiten rotaciones relativas entre los
miembros, y tienen capacidades para transmitir corte y fuerzas axiales, pero
no soportan momentos flectores, o resisten flexiones muy limitadas.
Las conexiones parcialmente restringidas pueden ser varios tipos, estos son:
Tracción
Compresión
Corte
A su vez se pueden realizar empernadas o soldadas.
2.2.5.2 Conexiones a Momento o Rígidas.
Según el PROFESOR JESÚS MOLINA son conexiones donde los
elementos se encuentren empotrados, se diseñarán considerando los efectos
combinados de los momentos y las fuerzas cortantes resultantes de la rigidez
de la conexión. Dentro de este tipo de conexiones se consideran dos grupos:
Conexiones Totalmente Restringidas (FR).
Conexiones Parcialmente Restringidas (PR).
Cada conexión puede tener distintos tipos de configuraciones según las
planchas, ángulos y elementos que la conformen. El tipo de conexiones se
determinará por la máxima rotación que esta sea capaz de absorber.
Figura # 2 Curvas de momento rotación según el tipo de
conexión.
(Fuente: PROFESOR JESÚS MOLINA Elaboración de un manual de
diseño sismorresistente de edificaciones en acero bajo los
sistemassmf, scbf y ebf basado en las normas ansi/aisc 360-05 y 341-
05.)
Las conexiones rígidas tienen una capacidad de momento que se acerca a
la máxima que se puede aplicar al caso de una viga, en cambio la rotación es
casi libre para las conexiones articuladas con poca capacidad de momento.
2.2.6 Tipos de Conexiones.
2.2.6.1 Conexiones Empernadas.
Son el tipo de uniones en estructuras de acero que se realizan mediante
unos pernos de alta resistencia. Se designan pernos los dispositivos
mecánicos de conexión, con cabeza cuadrada o hexagonal, formados por un
vástago cilíndrico con roscado exterior en su extremo libre, que se insertan a
través de agujeros pasantes en placas o piezas a unir, y se ajustan con
tuercas y arandelas de apriete en su extremo sobresaliente de rosca.
2.2.6.1.1Tipos de Pernos.
Existen varios tipos de pernos que pueden usarse para la conexión de
miembros de acero:
2.2.6.1.1.1 Pernos Ordinarios o Comunes.
Estos pernos los designa la ASTM como A307 y se fabrican con
aceros al carbono con características similares al acero A36. En el mercado
se pueden encontrar en diámetros desde 5/8 pulg hasta 1 ½ pulg en
incrementos de 1/8 pulg.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Los pernos A307 se fabrican generalmente con cabezas y tuercas cuadradas
para reducir costos, pero las cabezas hexagonales se usan a veces por
apariencia más atractiva, facilidad de manipulación con la herramienta y
requieren menos espacio para girarlas. Tienen relativamente grandes
tolerancias en el vástago, pero su resistencia de diseño es menor que los
pernos de alta resistencia. Se usan generalmente en estructuras ligeras
sujetas a cargas estáticas como: correas, plataformas y armaduras pequeñas
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
2.2.6.1.1.2 Pernos de Alta Resistencia.
Existen dos tipos básicos, el A325 (hecho con acero al carbono tratado
térmicamente) y el A490 de mayor resistencia (hecho con acero aleado
tratado térmicamente), su resistencia a la tensión es de dos o más veces que
los pernos comunes. Los pernos de alta resistencia se usan en todo tipo de
estructuras, desde pequeños edificios hasta rascacielos, puentes de todo
tipo. Estos pernos fueron desarrollados para superar la debilidad de los
remaches, especialmente la insuficiente tensión en el vástago una vez
enfriado; las tensiones resultantes en los remaches no son suficientemente
grandes como para mantenerlos en posición durante la aplicación de cargas
por impacto o vibratorias, a causa de esto, los remaches se aflojan, vibran y
deben ser reemplazados. Los pernos de alta resistencia pueden apretarse
hasta alcanzar tensiones muy altos de tensión, de forma que las partes
conectadas quedan fuertemente afianzadas entre la tuerca del perno y su
cabeza, lo que permite que las cargas se transfieran principalmente por
fricción.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Figura # 3 Detallado de Perno
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
El montaje de estructuras de acero por medio de pernos, es un proceso que
además de ser muy rápido requiere mano de obra menos especializada que
cuando se trabaja con remaches o soldaduras.
PERNOS CARACTERÍSTICAS USO
A307
Conector normal sin tornear,
elaborados con acero de bajo
contenido de carbono.
Se usan en aplicaciones
industriales con cargas
estáticas de pequeña
magnitud. No son aptos
para soportar cargas de
impacto, fatiga o
vibratorias.
A325
Son elaborados con acero de
medio carbono, aleados,
templados y revenidos.
Son pernos de alta
resistencia. Tienen uso
específico estructural, con
campo de aplicación en
juntas de pórticos de
edificios, puentes,
armaduras de techo y
galpones.
A490
Son elaborados con acero de
medio carbono, aleados,
templados y revenidos.
Son pernos de alta
resistencia. Tienen uso
específico estructural, con
campo de aplicación en
juntas de pórticos de
edificios, puentes,
armaduras de techo y
galpones.
Tabla 4 Clasificación de los Pernos
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
2.2.6.1.2Ventajas de los Pernos de Alta Resistencia.
Los trabajadores que se necesitan para empernar son la mitad,
que los que necesita para colocar los remaches.
Los pernos son mucho más resistentes que los remaches y por
ende se hacen menos agujeros para dichos conectores.
Una buena conexión o junta empernada se puede hacer con un
personal con menos entrenamiento y experiencia que con una
soldada o con remache.
No se requieren pernos de montaje que deben removerse después
(dependiendo de las especificaciones) como en las juntas
soldadas.
Es menos rumoroso en comparación con el remachado.
Se requiere equipo más barato para realizar conexiones
empernadas.
Fuente: (Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía
para el cálculo estandarizado de conexiones simples y
precalificadas en estructuras de acero”).
Es mucho más seguro que los remaches y soldaduras ya que no
se trabaja con fuego o electrodos que podrían causar un accidente
Las pruebas hechas en juntas remachadas y en juntas
empernadas, bajo condiciones idénticas, muestran definitivamente
que las juntas empernadas tienen una mayor resistencia a la fatiga.
Su resistencia a la fatiga es igual o mayor que la obtenida con
juntas soldadas equivalentes.
A la hora de hacer algún cambio en la estructura es mucho más
fácil desarmar cuando esta empernada.
Las técnicas de instalación son sencillas y se puede capacitar a un
trabajador en horas.
(Fuente: Carlos Enrique González Jeppesen (2008), UCAB, “Guía para el
cálculo estandarizado de conexiones simples y precalificadas en estructuras
de acero”).
2.2.6.1.3 Desventaja de los Pernos de Alta Resistencia.
El costo de los pernos de alta resistencia son altos.
Necesitan mayor cantidad de acero para su instalación
2.2.6.1.4 Comportamiento Individual de Pernos.
En la figura 4 las funciones básica de los pernos en uniones. Los pernos A,
que trasmiten las cargas P al angular, están solicitados a tracción. A su vez
la carga de los pernos. A es transferida al alma de los angulares por medio
de los pernos B que previenen el movimiento angular hacia abajo .En
consecuencia resiste una fuerza cortante entre la superficie del angular y la
cartela a la cual debe trasmitir la carga
Los pernos C y D que unen la cartela a las alas de la columna están
afectados por la fuerza P, es decir, cada perno esta solicitado a corte.
Además debido a las posiciones excéntricas de P el momento M tiende hacer
rotar la cartela de unión, traccionando a los pernos C y comprimiendo a los
pernos D contra la columna. Los pernos C están trabajando a la misma vez
por tracción y corte y los pernos D solo por corte, la compresión es trasmitida
directamente a través de la placas de apoyo y las alas. Pero el uso de los
pernos no se limita solamente a transmitir carga de y desde las uniones
estructurales, sirve también para transferir cargar entre piezas armadas que
deban comportarse consistentemente.
Después están los pernos E los cuales no resisten tensiones
calculables y únicamente tiene la función de mantener las piezas
componentes.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
Figura # 4 Funciones básica de los pernos en una unión
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO
ESTRUCTURA DE ACERO)
2.2.6.1.5 Caso de Cargas en Pernos.
Hay tres fuerzas que actúan en una superficie, la tensión normal y las
dos tensiones cortantes ortogonales Fig.#5. La tensión resultante se define
como la integral de una tensión sobre el área de una sección transversal, o la
integral del momento causado por las tensiones sobre áreas elementales,
con relación a cualquier eje elegido, sobre el área de una sección
transversal. Es muy común tomar en cuenta que las tensiones resultantes
actúen sobre secciones transversales normales al eje del perno. Existen seis
componentes de esas tensiones resultantes como lo podemos ver en la
Figura. #5 b.
Con el tipo de conexiones empernadas que se utilizan en las
estructuras en donde las placas unidas están en contacto una con otra y la
relación longitud a diámetro del perno es pequeña, los momentos de torsión
y de flexión resultantes en las secciones transversales del perno son iguales
a cero o insignificante. Por lo tanto, la tensión resultante en la sección del
perno se reduce a tres tensiones (ver fig. #5c): una fuerza normal, Bzzy dos
tensiones cortantes, Bzx y Bzy. Debido al perfil circular de la seción del perno,
se pueden remplazar a, Bzx y Bzy por su resultado √
. Así, el
tensión resultante sobre un perno estructural se reduce a la fuerza de tensión
Bt(= Bzz) que actúa a lo largo del eje del perno y/o una fuerza cortante Bv que
actúa en los ángulos rectos en el eje del perno (ver figura.#5 d) Dependiendo
de las fuerzas resultantes que actúan sobre el perno debido a cargas
externas, éste puede clasificarse como un perno solo a cortante, un perno
solo a tensión, o un perno sujeto a cortante y tensiones combinadas.
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota,
2006)
Figura # 5 Fundamentos de fuerzas en pernos
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD,
Sriramula Vinnkota,2006)
2.2.6.1.6 Pernos Sometidos a Tensiones por Tracción Axial.
El comportamiento de un perno solicitado a tracción axial está controlado por
las características de su longitud roscada, por lo cual el diagrama tensión
versus deformación de un perno es significativamente distinto al que se
obtiene al ensayar una probeta del acero correspondiente que lo constituye.
En la práctica, al colocar el perno y apretar su tuerca, se introduce una carga
de pre-tracción, pero a la vez la fricción entre las rocas del perno y la tuerca
induce tensiones torsionales, resultando así una combinación de tensiones
simultáneas sobre el sujetador mecánico.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
2.2.6.1.7 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte.
El comportamiento a corte de un conector mecánico está influenciado por el
signo de la fuerza cortante. Como se muestra en la figura #8, la resistencia al
corte de pernos en uniones ensayadas a tracción es menos que la
correspondiente a uniones ensayadas a compresión. Esta menor resistencia
se atribuye al efecto de palanca que tiende a flexionar las placas traslapadas.
Por representar un límite inferior de resistencia y por la mayor consistencia
de los resultados obtenidos, se aceptan las relaciones tensión versus
deformación provenientes de ensayos a fuerza cortante por tracción como
las más idóneas para establecer los valores de diseño a corte.
La capacidad resistente al corte está controlada por el área resistente más
que por la ubicación misma del plano de corte, como puede verificarse en la
figura #6. Cuando el plano de corte pasa por el cuerpo del perno (caso 4), la
capacidad resistente y de deformación se maximiza, y cuando el plano de
corte pasa por la parte roscada (caso 1) se minimiza.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
Figura # 6 Diagrama Tensión vs Deformación para Diferentes
Posiciones del Plano de Corte
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO
ESTRUCTURA DE ACERO)
La carga transmitida por una unión que consta de N pernos y M posibles
planos de corte que pasan a través del cuerpo de los pernos queda
expresada por la siguiente fórmula:
( )
Si los planos de corte pasan a través de la longitud roscada de los pernos, el
área de corte es igual al área de la raíz del perno, la cual es alrededor del
75% al 80% del área nominal Ad. Entonces la ecuación precedente se
modifica de la siguiente manera:
( ) ( )( ) ( )
La carga admisible de corte, V, se obtiene dividiendo la expresión anterior
por el factor de seguridad, FS. El factor de seguridad está relacionado con la
calidad del acero de las planchas y principalmente con la longitud de la
unión. Luego,
(
)
Para los pernos con la rosca excluida del plano de corte (En la notación
AISC esto se indica añadiendo al grado del perno una X que denota además
de que se trata de una unión del tipo aplastamiento), se tiene que
Fv= 2110 kgf/cm2 para pernos A325-X, con FS= 1,88
Fv= 2810 kgf/cm2 para pernos A490-X, con FS= 1,76
Para pernos con la cosca incluida en el plano de corte (En la notación AISC
esto se indica añadiendo al grado del perno una N que denota además de
que se trata de una unión del tipo aplastamiento),
Fuente: (Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
los valores precedentes deben multiplicarse por 0,7 es decir,
Fv= 1480 kgf/cm2 para pernos A325-N
Fv= 1970 kgf/cm2 para pernos A490-N
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
2.2.6.1.8 Pernos Sometidos a Tensiones por Corte y Tracción.
Experimentalmente se ha establecido que la elipse de interacción
representada en la figura #7 describe adecuadamente al comportamiento a
carga última de pernos solicitados simultáneamente por fuerza cortante y
tracción.
En la ecuación de interacción la tensión de tracción actuante f1, se ha
calculado sobre el área de tracción mientras que en la evaluación de la
tensión de corte actuante, fv, se ha tomado en cuenta la localización del
plano de corte. En todo caso se observa en la figura 10 que la razón x/y es
independiente del grado del perno y de la localización del plano de corte.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
Figura # 7 Pernos que trabajan simultáneamente por fuerza corte y
tracción
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO
ESTRUCTURA DE ACERO)
2.2.6.1.9 Tipos de Agujeros.
2.2.6.1.9.1 Agujeros Agrandados.
Podrán utilizarse agujeros agrandados en todos los empalmes diseñados con
conexiones de deslizamiento crítico, pero no en las conexiones por
aplastamiento.
2.2.6.1.9.2 Agujeros de Ranura Corta.
Los agujeros de ranura corta podrán utilizarse en todos los empalmes,
sean diseñados como conexiones tipo aplastamiento o de deslizamiento
crítico. En las conexiones de deslizamiento crítico no será necesario
considerar la orientación de la ranura en el agujero, pero en las conexiones
del tipo aplastamiento, la dirección de la ranura en el agujero será
perpendicular a la línea de acción de la carga.
Pueden emplearse independientemente de la dirección de la carga aplicada
para conexiones de deslizamiento crítico o de tipo aplastamiento si la
resistencia permisible por deslizamiento es mayor que la fuerza aplicada. Si
la carga se aplica en una dirección aproximadamente normal (entre 80° y
100°) a la ranura, estos agujeros pueden usarse en algunas o todas las
capas de las conexiones por aplastamiento
2.2.6.1.9.3 Agujeros de Ranura Larga o Sobresaliente.
Se utilizarán agujeros ranura larga solamente en una de las partes
empalmadas de una conexión de deslizamiento crítico o por aplastamiento
que presente una superficie de contacto individual Los agujeros de ranura
larga podrán utilizarse sin consideración de la dirección de la carga en
Fuente: (Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, Sriramula Vinnkota,
2006)
conexiones de deslizamiento crítico, pero serán perpendiculares a la
dirección de la carga en conexiones tipo aplastamiento. En las planchas
exteriores con agujeros de ranura larga se suministrarán pletinas a modo de
arandelas o pletinas continuas con agujeros estándar de tamaño suficiente
como para cubrir totalmente el agujero de ranura larga después de su
colocación. En las conexiones con pernos de alta
Resistencia, las arandelas de pletina o las pletinas continuas tendrán un
espesor no menor de 8 mm (5/16 plg) y de un material de grado estructural
no necesariamente endurecido.
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, Sriramula Vinnkota,
2006)
Figura # 8 Tipos de Agujeros
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD,
SriramulaVinnkota, 2006)
2.2.6.1.10 Ajuste de Pernos.
Métodos para tensar completamente los pernos de alta resistencia.
Los métodos de apriete pueden ser usados indistintamente, según
especificación LRFD.
2.2.6.1.10.1 Método del Giro de la Tuerca.
Los pernos se aprietan sin holgura y luego se les da un giro de 1/3 o una
vuelta completa, dependiendo de la longitud de éstos y de la inclinación de
las superficies entre sus cabezas y tuercas. La magnitud de giro puede
controlarse fácilmente marcando la posición con marcador o rayador de
metal.
2.2.6.1.10.2 Método de la Llave Calibrada.
Se utiliza una llave de impacto ajustada para detenerse cuando se
alcanza el par necesario para el perno dependiendo de su diámetro y
clasificación según ASTM; las llaves deben ser calibradas diariamente y debe
usarse arandelas endurecidas; los pernos así como sus accesorios deben
ser protegidos de la humedad y del polvo en la obra para evitar su corrosión
o debe usarse pernos y accesorios galvanizados en caliente.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
2.2.6.1.10.3 Indicador Directo de Tensión.
Consiste en una roldana o arandela endurecida con protuberancias en forma
de pequeños arcos, los cuales a medida que se aplica la carga se aplanan, la
apertura es proporcional a la tensión aplicada al perno; se usa una cinta
calibrada para medir la abertura, para pernos completamente tensados la
separación debe medir 0,015 pulgadas o menos.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Figura # 9 Apriete de Pernos por Alta Resistencia por Medio de
Indicador Directo de Tracción
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO
ESTRUCTURA DE ACERO)
Para ninguno de los métodos antes mencionados existe una tensión
máxima de apriete, lo que quiere decir que se puede apretar al perno a la
mayor carga que no lo rompa y aun así trabaje con eficiencia; las tuercas
siempre son de un material más resistente previniendo así la falla prematura
de estas.
Figura # 10 Diferentes Procedimientos de Instalación de Pernos
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO
ESTRUCTURA DE ACERO)
Figura # 11 Apretado o instalado usando pocos impactos de una llave
de impacto o manualmente.
(Fuente: Guía de Diseño Prof. Arnaldo Gutiérrez)
2.2.6.1.11 Tipos de Conexiones Empernadas.
2.2.6.1.11.1 Conexiones Tipo Fricción.
Cuando en una conexión empernada, se ajustan las tuercas con elevadas
fuerzas de apriete, no se produce ningún desplazamiento entre las placas. Al
aplicar fuerzas de tracción en los miembros así conectados, la trasmisión de
las cargas se efectúa únicamente por la fricción producida entre las placas.
Este tipo de conexión no exige de los pernos ningún trabajo a corte.
Únicamente exige un buen apriete de las tuercas, con eficiente acción de
agarre, que origine elevadas tensiones de tracción en el vástago.
La resistencia de una conexión a fricción depende de la magnitud de apriete
de los pernos, de la condición de la superficie de contacto y es independiente
de los tensiones de diseño en los miembros conectados.
2.2.6.1.11.2 Conexiones Tipo Aplastamiento.
Cuando los pernos no trasmiten una ajustada acción de apriete entre las
planchas, o cuando la fuerza aplicada supera la resistencia a fricción de la
unión, las planchas comienzan a deslizar entre si y los vástagos de los
conectores toman contacto con las paredes de las perforaciones de los
miembros solicitados. En general, la falla por aplastamiento consiste en la
deformación del agujero del conector, en forma gradual y progresiva, es
decir, falla la plancha de la unión antes que el perno. Esto se debe a dos
razones, el acero del conector es por lo general de calidad superior al de las
planchas y el vástago del conector está confinado por las paredes de la
perforación, lo cual aumenta su ductilidad, evitando una falla por corte, que
es súbita y frágil.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Figura # 12 Conexiones tipo aplastamiento
(Fuente: http://webdelprofesor.ula.ve/nucleotrujillo/americab/08-
conexionesApernadas/8-3.html)
Diámetro del
Conector Área Detallado Tipo de Conexión A324
Nominal D cm1 Sep
3d Dist. Borde APL CR APL SR CPD TRC
inch mm cm2 mm mm mm Piv Tmin Piv Tmin Piv Tmin
Kg mm Kg mm Kg mm
1/2" 12.7 1.27 38 38 19 3210 3.8 4020 4.75 2136 6029
5/8" 15.9 1.99 48 48 22 5004 4.73 6267 5.93 3401 9400
3/4" 19.1 2.87 57 57 25 7203 5.68 9020 7.11 5023 13530
7/8" 22.2 3.87 67 67 29 9807 6.63 12280 8.3 700 18420
1" 25.4 5.07 76 76 32 12814 7.58 16047 9.49 9136 24070
1 - 1/8" 28.6 6.42 86 86 38 16201 8.51 20288 10.66 10046 30431
1 - 1/4" 31.8 7.94 95 95 41 20018 9.47 25067 11.85 12735 37600
1 - 3/8" 34.9 9.57 105 105 44 24213 10.41 30321 13.04 15266 45481
1 - 1/2" 38.1 11.4 114 114 48 28814 11.36 36081 14.22 18470 54122
Diámetro del
Conector Área Detallado Tipo de Conexión A490
Nominal D cm1 Sep
3d Dist. Borde APL CR APL SR CPD TRC
inch mm cm2 mm mm mm Piv Tmin Piv Tmin Piv Tmin
Kg mm Kg mm Kg mm
1/2" 12.7 1.27 38 38 19 4020 4.75 5020 5.93 2689 7563
5/8" 15.9 1.99 48 48 22 6267 5.93 1826 7.4 4311 11791
3/4" 19.1 2.87 57 57 25 9020 7.11 11265 8.88 6288 16972
7/8" 22.2 3.87 67 67 29 12280 8.3 15336 10.36 8780 23105
1" 25.4 5.07 76 76 32 16047 9.49 20039 11.85 11470 30192
1 - 1/8" 28.6 6.42 86 86 38 20288 10.66 25336 13.31 14357 38172
1 - 1/4" 31.8 7.94 95 95 41 25067 11.85 31304 14.8 18312 47164
1 - 3/8" 34.9 9.57 105 105 44 30321 13.04 37865 16.28 21713 57049
1 - 1/2" 38.1 11.4 114 114 48 36081 14.22 45059 17.76 26538 67887
SEP: Es la separaciónmínima entre centros de
pernos
CIZ: Es la distancia mínima del centro de un perno al borde
cizallado
SOP: Es la distancia mínima del centro de un perno a un borde cortado
al soplete
APL: Indica un conexión de corte, critica por
deslizamiento
CPD: Indica conexión de corte, Critica por
deslizamientos
TRC: Indica una conexión donde el perno esta
traccionado
Pw: Es la resistencia minorada, en corte, de un plano de corte
del perno
Pit: Es la resistencia minorada, en tracción de un
perno
Tmin: Espesor mínimo de la plancha (con Fu=3700 kgf/cm2) para la
resistencia al
aplastamiento sea igual a la resistencia del perno (un plano de
corte)
Tabla 5 Características de los Pernos
(Fuente: Antonio Güell. DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO POR
ESTADOS LÍMITES. INFORMACIÓN PARA EL DISEÑO)
Espaciamiento Entre Pernos.
Toda conexión debe ser resistente, dúctil, compacta y efectiva. Pero si a la
hora de colocarlos conectores no se toma cierta aspectos, la conexión podría
verse comprometida en cualquiera de sus características antes nombradas.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Los aspectos son:
- Si los conectores están muy cerca se produce una interferencia
entre ellos, por superposición de esfuerza debido a la fricción de
apriete.
- Espaciamiento demasiado cercano trae dificultades a la hora de
instalar los pernos ya que en el caso de un perno de cabeza se
necesita un espacio para la operación.
- Una distancia pequeña entre el agujero y el borde, cargado
axialmente provocaría un rasgadura en la plancha
- La cercanía de los conectores minimiza el área neta de la sección
transversal, al aumentar el número de conectores por hilera. Esto
facilita la falla por tracción en las áreas netas del miembro.
- Cuando el espaciamiento es muy grande, existe la posibilidad de
que se produzca un pandeo local de la plancha entre los
conectores o separación por el levantamiento de los bordes.
Ciertos estudios han llevado a definir parámetros en el espaciamiento de los
conectores para conformar uniones de planchas o perfiles laminados y
armados. Estos parámetros son:
- Paso S: Es la separación centro a centro de los agujeros, medida
paralelamente al eje del miembro y a la dirección de carga aplicada
- Gramil g: Es la separación centro a centro de los agujeros, medida
paralelamente al eje del miembro y a la dirección de carga aplicada
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE
ACERO.)
- Distancia al borde Lt:Es la distancia desde el centro del agujero
de la fila extrema y el borde adyacente de la plancha medida
paralela o perpendicularmente al eje del miembro.
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Figura # 13 Espaciamiento de pernos
(Fuente: M.G. FRATELLI. PROYECTOS ESTRUCTURALES DE ACERO.)
Figura # 14 Espaciamiento agujeros de pernos estándar
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD,
SriramulaVinnkota, 2006)
2.2.7 Conexiones Soldadas.
Son un tipo de uniones en estructuras de acero. La soldadura es un proceso
mediante el cual se unen elementos metálicos calentándolos hasta el estado
de fluido o casi fluido y aplicando o no presión entre ellos.
Este método de unión, cuyas primeras aplicaciones se hicieron en taller bajo
estricto control y luego se generalizó su uso en el campo con iguales
resultados exitosos. En la actualidad, se construyen edificios elevados
soldados en su totalidad, en los cuales la correcta elección de las secciones
de aceros y del material de aporte de las soldaduras, conjuntamente con una
mano de obra de calidad, permite asegurar conexiones seguras y confiables.
2.2.7.1 Tipos de Soldadura.
Las soldaduras utilizadas para el acero estructural se clasifican de
acuerdo con la forma de su sección transversal, como filete, ranura, tapón y
muesca. De acuerdo a investigaciones previas el tipo de soldadura más
utilizado en las conexiones de acero en estructura es la soldadura a filete.
A) Soldaduras a Filete.
Las soldaduras de filete en teoría tienen una sección transversal triangular y
unen dos superficies aproximadamente en ángulos rectos, formados por el
traslape o intersección de partes de miembros estructurales. La soldadura de
filete son las utilizadas con mayor frecuencia, en particular para cargas
ligeras, además son las más económicas, debido a que se requiere de poca
preparación del material de la plancha. Asimismo, para las
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota,
2006)
soldaduras de filete no es necesario el mismo nivel de habilidad del operador
que para las soldaduras de ranura.
B) Soldaduras de Ranura.
Las soldaduras de ranura o de penetración son soldaduras que se depositan
en una ranura o separación entre extremos, bordes o superficies adyacentes
de dos partes a unir. Se utilizan para unir dos planchas que descansan sobre
el mismo plano (conexión a tope), así como también para conexiones en te o
en esquina. Las soldaduras de ranura requieren de una preparación especial
del borde. Los bordes de una o ambas planchas se preparan mediante el
corte con flama, corte del borde, cepillado del borde o ranura con un arco de
aire. La resistencia de una soldadura de ranura no depende del tipo de
preparación del borde, siempre y cuando la preparación requerida se ejecute
bien. Las soldaduras de ranura requieren menos metal de aporte que las
soldaduras de filete de la misma resistencia. Por lo general, las soldaduras
de ranura son más costosas que las de filete debido al costo de preparación
de los bordes aunque para cargas pesadas en la mayoría de los casos son
las más económicas, ya que se puede alcanzar con facilidad la resistencia
total del material base. En conexiones sujetas a cargas dinámicas, son
preferibles las soldaduras de ranura a las de filete.
C) Soldadura de Tapón y Muesca.
Las soldaduras de muesca y de tapón se efectúan al depositar metal de
aporte en aberturas circulares o ranuradas formadas en uno o los dos
miembros a unir. Las aberturas se pueden rellenar en forma parcial o
completa dependiendo del espesor de la placa.
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota,
2006)
Es raro que se utilicen soldaduras de tapón y de muesca como soldaduras
primarias. En vez de ello, por lo general se usan para ganar resistencia
adicional cuando no existe suficiente espacio para colocar la longitud
necesaria de soldadura de filete. No se permite la soldadura de tapón y de
muesca en el acero A514.
(Fuente: Estructuras de acero: comportamiento y LRFD, SriramulaVinnkota,
2006)
Figura # 15 Tipos de soldadura
(Fuente: Indura en Véliz S, Sebastián; Seminario FAU 2009.)
Figura # 16 Soldadura por arco sumergido
(Fuente: Curso Ilafa, arquitecto Sandro Maino Ansaldo)
2.2.7.2 Electrodos para Soldar.
Los electrodos a emplear para soldaduras de arco, están normalizados por la
American WeldingSociety AWS. Al producirse el arco, la fusión del extremo
del electrodo constituye el metal de aporte depositado, el cual debe elegirse
con características similares a las del metal base. Esta condición se
denomina compatibilidad de los electrodos.
Se dispone en el mercado de una variedad de electrodos para poder hacer
un ajuste apropiado de las propiedades y características resistentes del
metal de aporte, en relación con el metal base.
El sistema de numeración de electrodos, los clasifica así:
Figura # 17 Simbología de Soldaduras
(Fuente: AISC Guía de Diseño 21, Conexiones Soldadas )
No todos los aceros ofrecen la misma facilidad de ser soldados. Debe
recordarse que los aceros con alto contenido de carbono son más difíciles de
soldar, por lo cual la técnica de la ejecución, la calidad del metal de aporte, el
espesor depositado en cada pase, y la velocidad de enfriamiento deben ser
cuidadosamente controlados.
Durante la ejecución de la soldadura, deben sujetarse fuertemente las piezas
a unir, con pernos o pernos, para evitar cualquier deslizamiento.
Cuando se sueldan metales tratados térmicamente, deben tomarse
especiales precauciones, debido a que el metal adyacente a la soldadura
pierde los efectos del tratamiento previo, por lo cual en estos casos, es
preferible soldar previamente y luego realizar los tratamientos térmicos o las
aleaciones deseadas. Los aceros inoxidables requieren consideraciones
especiales para ser soldados.
2.2.8 Conexiones Precalificadas.
Con el objeto de evitar las fallas en las conexiones viga-columna observadas
en el terremoto de Northridge (ocurrido en California, USA, en 1994), las
especificaciones sísmicas vigentes requieren el uso de “conexiones
precalificadas” en pórticos no arriostrados sismorresistentes. Se entiende
como tal aquellas conexiones que han sido validadas en forma experimental,
ya sea como parte del proyecto que se desarrolla o bien en ensayos previos
que se encuentran debidamente documentados. El proceso de
precalificación implica que:
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO)
Existe suficiente información experimental y analítica para asegurar
que la conexión presenta adecuada capacidad de deformación
plástica.
Se dispone de modelos racionales para predecir la resistencia
asociada a los distintos modos de falla y la capacidad de
deformación, a partir de las propiedades geométricas y mecánicas
de los elementos componentes.
Los datos existentes permiten evaluar estadísticamente la
confiabilidad de la conexión.
Como resultado del proceso de precalificación, el ingeniero estructural
dispone de criterios y pautas para diseñar la conexión. Adicionalmente, para
cada tipo de conexión se indican el campo de aplicación y limitaciones para
su uso, tales como dimensiones máximas de vigas y columnas, tipos de
soldaduras, características del acero, etc.
(Fuente: Prof. Arnaldo Gutiérrez. MANUAL DE PROYECTO ESTRUCTURA
DE ACERO
2.2.8.1Criterios de Empalmes para Conexiones Precalificadas.
2.2.8.1.1Empalmes para Viga.
Los empalmes en viga se realizan para los siguientes casos:
Vigas de gran luz, simplemente apoyadas que no se pueden
transportar por la longitud total.
Vigas continuas con apoyos intermedios, colocados a igual nivel de
las vigas de carga.
Vigas formadas por perfiles de diferentes alturas.
Los empalmes en vigas se clasifican como empalmes de taller o de
campo.Los empalmes de taller se producen durante la fabricación del
miembro en el taller. Los empalmes de campo se utilizan cuando las
longitudes del miembro son limitadas, por causa al transporte de estos
dichos miembros.
En la fig. # 18 se muestra un empalme atornillado en campo. A las
planchas de empalme rectangular se solapan alrededor de la junta y se
emperna las planchas al alma de la viga con el fin de transferir la carga. Este
tipo de empalmes suele nombrarse como empalma alma-patín. En los
empalmes empernados, el alma y los patines se empalman en el mismo
lugar. Se utiliza mucho, una sola plancha de empalme sometida a corte en
cada patín es suficiente. En el caso de los perfiles grandes puede que se
necesite planchas de empalmes mas pesados en ambos lados de los patines
para disminuir el número de pernos.
(Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)
Figura # 18 Empalme en ala y alma de viga
(Fuente: Curso de Ingenieros estructurales Asociados)
En el año 1990 Kulak y Green presentaron un método para saber la
capacidad última de los empalmes alma-alas empernadas. Utilizan las
ecuaciones de equilibrio estático y usan la verdadera carga cortante contra la
respuesta de la deformación por corte de pernos. Con este método una viga
simple que tiene un empalme en alma de la viga empernada que se localiza
en la sección Lo, donde está presente tanto el tensión cortante (V0) como el
momento (Mo), se muestra en la figura #19. La fuerza en los pernos gira
alrededor de un centro instantáneo, L, como se muestra en esta figura. Se
pueden expresar las siguientes tres ecuaciones de equilibrio:
∑ ∑ (
∑ ∑ (
∑ ∑ [ ( ) ( )]
(
La ecuación 1 se compensa de manera automática porque no hay
cargas horizontales externas presentes. La ecuación 2 se satisface cuando la
suma de los componentes verticales de las fuerzas de pernos es igual al
cortante V0 que actúa en la sección. La ecuación 3 identificada manera en
que el momento transferido a través del empalme compartido entre los
pernos en el empalme del alma y aquellos en el empalme del patín. En estas
ecuaciones, se tiene que:
(Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)
= Fuerza resultante en el perno i.
= Componente horizontal de la fuerza de los pernos .
= Componente vertical de la fuerza de los pernos .
N = número de pernos en un lado del empalme del alma.
= Cortante de la viga en la línea del empalme.
= Momento de la viga en la línea del empalme.
= Distancia entre los centroides en las placas de empalme del patín
superior e inferior.
= Fuerzas en los pernos superiores e inferiores del patín en un lado
de la línea de empalme.
= Distancia del centro de línea del empalme al centroide del grupo
de pernos en un lado de la línea de empalme (excentricidad de la fuerza
cortante).
= Distancia del centroide de un grupo de pernos a su centro
instantáneo de rotación.
(Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)
Figura # 19 Modelo analítico de un empalme de viga alma patín.
(Fuente: Estructura de acero: comportamiento y LRFD, S. Vinnakota)
2.2.9 Tipos de Juntas.
Existen cuatro tipos básicos de juntas soldadas. Los tipos de juntas
dependen de varios factores como el tamaño y forma de los miembros que
forman la junta, el tipo de carga. Los cuatro tipos de juntas son los
siguientes: a tope, a solape, en dobles planos y múltiples.
2.2.9.1 Juntas a Tope.
Son aquellas juntas con planchas de enlace simétricamente ubicadas
a ambos lados de los miembros a conectar. Unas de las ventajas de este tipo
de unión es que aquí los pernos trabajan a cortante doble y aplastamiento,
por lo cual se necesita la mitad de los pernos que trabajan a corte simple
2.2.9.2 Juntas a Solape.
En este tipo de juntas, los bordes de las chapas, no requieren
preparación mecánica ya que los mismos van superpuestos. El ancho de la
solapa dependerá del espesor de la chapa. Este tipo de unión presenta el
inconveniente que los ejes donde actúan las fuerzas en ambos miembros no
son coincidentes, por lo cual se producen tensión segundarios de flexión que
no son tomados en cuenta en el análisis. Este tipo de junta no es muy
utilizado en miembros principales.
2.2.9.3 Juntas a Doble Plano.
Es el caso donde las filas de pernos trabajan a cortante simple y
aplastamiento, pero en dos planos diferentes, en ausencia de flexión.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
2.2.9.4 Juntas Múltiples.
Los tipos de juntas más utilizados son la de solape y a tope. Sin
embargo, pueden presentarse en la práctica otros tipos de uniones, cuando
se debe conectar un mayor número de planchas.
En este tipo de junta los pernos están sometidos a cortante múltiple,
con conectores trabajando a corte en cuatro o más planos diferentes. En
estos casos es usual no tomar en cuenta el corte más de los planos, ya que
resulta improbable que la falla ocurra en los pernos en tres o más planos
simultáneamente.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 20 Juntas a Solape
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 21 Juntas a tope
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 22 Juntas a doble plano
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 23 Junta Múltiples
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
2.2.10 Falla en las Uniones con Conectores Mecánicos
El agotamiento de la resistencia de una conexión se puede producir por:
Falla en los conectores:
A) Falla por tracción.
B) Falla por corte.
C) Falla por aplastamiento.
Falta en los miembros conectados:
A) Aplastamiento de las plancha.
B) Desgarramiento del material.
C) Falla por tracción en el área gruesa.
D) Falla por tracción en el área neta.
E) Fallas por bloque de corte.
2.2.10.1 Falla en los Conectores.
2.2.10.1.1 Falla por Tracción en los Pernos.
El enfriamiento de los remaches luego de su colación, así como el
apriete de los pernos, origina fuerzas de pretracción en los medios de unión.
Si a las cargas exteriores de tracción sobre los conectores se suman
las fuerzas iníciales y se supera la resistencia al agotamiento a tracción, se
origina la falla por tracción en el conector.
Las tensiones adicionales debido a las cargas exteriores aplicadas, son
generalmente reducidas y no se llega a exceder el límite de resistencia.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Por lo tanto, las pre-tracciones en los pernos no reducen su
resistencia a tracción. En algunos casos es importante tomar en cuenta la
acción de palanca que aumenta la magnitud de las cargas de tracción en los
conectores.
Figura # 24 Conectores tradicionales
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
La acción de la palanca se origina porque las fuerzas P no se aplican
directamente sobre los pernos, sino a través de ángulos de conexión, estos
pueden sufrir deformaciones por flexión que modifican la distribución de las
tensiones por aplastamiento. Debido a estas tensiones aparecen fuerzas de
palanca Q que se suman a las fuerzas F de tracción en cada conector y
estas fuerzas dan como resultado las fuerzas T.
T= F+Q
Si existe simetría:
Siendo n el número de pernos solicitados a tracción.
Para valorar la magnitud de Q existen las siguientes relaciones
empíricas:
Para pernos A 325:
[
]
Para pernos A 490:
[
]
Figura # 25 Falla por cortes en los conectores
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
Los bordes externos de la conexión se comportan como volados de
longitud a, en cuyo extremo se halla aplicada la fuerza Q. Por lo tanto, el ala
de T flexa según un diagrama de momentos donde y son momentos
máximos de signos opuesto, donde el mayor de estos controla el diseño.
Los momentos críticos deben verificarse para que no superen la
capacidad flexional del ala que se analiza. Por lo tanto, la distancia a debe
cumplir:
{
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
2.10.1.2 Falla por Corte en los Pernos.
Esta falla se produce cuando el desplazamiento entre las planchas
origina elevadas tensiones por corte en uno o más planos del conector.
Figura # 26 Falla por cortes en los conectores
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.10.1.3 Falla por Aplastamiento de los Conectores.
Este tipo de falla tiene solo una posibilidad de ocurrencia, debido a
que el acero de los pernos o remaches es de calidad superior al de las
planchas que conectan y el confinamiento dentro de las perforaciones
incrementa su ductilidad.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 27 Falla por aplastamiento de los pernos
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.2.10.2 Falla en los Miembros Conectados.
2.2.10.2.1 Falla por Aplastamiento de las Planchas.
Se produce del resultado de la compresión del vástago del conector
contra las paredes de la perforación. Debido al desplazamiento de las
planchas, comienza gradualmente a aumentar el tamaño del agujero,
aumentando su diámetro en la dirección de la fuerza aplicada. Esta falla es
usual en miembros en estado de agotamiento resistente. Esto se reflejo en el
programa en la fig. # 42, 44, 45, 47
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 28 Falla por aplastamiento de las planchas
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.2.10.2.2 Falla por Desgarramiento del Material.
Este tipo de falla ocurre cuando la distancia de la perforación al borde
cargado es insuficiente. Para evitar esta falla deben respetarse las distancias
mínimas para los bordes cizallados.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 29 Falla por desgarramiento del material
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.2.10.2.3 Falla por Tracción en el Área Gruesa.
Las estructuras metálicas generalmente fallan en sus conexiones, por
lo tanto, el diseño de las mismas debe prever que su resistencia sea igual o
mayor que la de los miembros que conectan. Esta falla por tracción en el
área gruesa no es muy usual, ocurre con mayor frecuencia cuando el ancho
de las planchas disminuye. . Esto se reflejo en el programa en la fig. # 42, 43,
44 y 45
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 30 Falla por tracción en el área gruesa
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.2.10.2.4 Falla por Tracción en el Área Neta.
Se define por área neta el área resultante de la sección transversal
definida por una trayectoria recta o quebrada que atraviesa una o más
perforaciones, y de la cual se resta el área de esos agujeros.
En la sección de un miembro traccionado aumentan las tensiones por la
presencia de una perforación, aun cuando en ella se haya colocado un
conector ajustado. Esto se debe a la relación del área sobre la cual se debe
distribuir la carga.
(Fuente: Diseño de Estructuras metálica, María Fratelli)
Figura # 31 Falla por tracción en el área neta
(Fuente: Diseño de Estructuras Metálicas, María Fratelli)
2.2.11 Bloque de Corte.
El bloque de corte debe revisarse cuando se diseñan:
• Conexiones de miembros en tensión.
• Placas de nudo de armaduras que reciben diagonales o montantes en
tensión.
• Otros miembros estructurales en los que puede presentarse este estado
límite.
(Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 estructuras de acero para
edificaciones)
Figura # 32 Superficie de ruptura y tensiones combinadas.
(Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 ESTRUCTURAS DE ACERO PARA
EDIFICACIONES)
Figura # 33 Resistencia a la Ruptura.
(Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 ESTRUCTURAS DE ACERO PARA
EDIFICACIONES)
La Norma ANSI/AISC 360-05 actualiza la Norma COVENIN 1618- 98.
La nueva fórmula para el cálculo del bloque de corte del AISC 360-05, con
Ø = 0.75, es:
Con Ubs=1.0 cuando la distribución de las tensiones de tracción es similar,
como sucede en angulares empernados o soldados, y vigas destajadas con
una sola hilera de pernos.
Con Ubs=0.5 cuando la distribución de tensiones de tracción no es similar,
como sucede en las vigas destajadas con dos o más hileras de pernos.
(Fuente: COVENIN – MINDUR 1618-98 estructuras de acero para
edificaciones)
Figura # 34 Fenómeno de Bloque de Corte.
(Fuente: Norma COVENIN 1618-1998)
Figura # 35 Distribuciones de Tensiones por Bloque de Corte.
(Fuente: J4.2 AISC 360-05)
La Figura # 34 de la Norma COVENIN 1618-98, ilustrar el fenómeno de
bloque de corte, y la Figura 37 del AISC, define las variables para el cálculo
del bloque de corte, a saber:
- Área de Corte, Av=bt
- Área de tracción, At=st
- Área neta de Corte, Anv
[ ( )
]
Donde, 2.5 es, nv, el número de agujeros en el plano de corte.
- Área neta de tracción, Ant
[ ( )
]
Donde, ½ es nt, que es el número de agujeros en el plano de tracción.
En el cálculo de las secciones netas del bloque de corte deben
explorarse diferentes rutas, tal como se indica a continuación para los planos
en la sección neta efectiva y por bloque de corte:
Figura # 36 Trayectorias posibles para falla de Bloque de Corte
(Fuente: AISC 360-05)
Figura # 37 Variable para el cálculo del bloque de corte.
(Fuente: J4.3 AISC 360-05)
2.2.12 Sección de Whitmore.
Considerada en el Manual AISC. La distribución de tensiones en los
extremos de los miembros conectados a una cartela es compleja. El método
de Whitmore supone que las fuerzas se distribuyen uniformemente en un
área definida por el trapecio que se forma al proyectar desde la primera fila
de los conectores, en línea recta a 30º que a su vez se intercepta por la recta
que pasa por la última fila de los conectores, tal como se muestra en la
siguiente figura:
Figura # 38 Ancho para una plancha soldada (a) y para una plancha
empernada (b)
(Fuente: G3-A AISC 2010)
El ancho de Whitmore se puede calcular utilizando las siguientes fórmulas
para las conexiones soldadas y empernadas, respectivamente:
√ (Para miembros soldados)
√ (Para miembros empernados)
Donde:
Ancho de la cartela al final de la soldadura de refuerzo
establecido mediante el método de Whitmore.
Longitud de la soldadura que conecta al miembro.
Longitud del empernado que conecta al miembro.
Distancia entre líneas de soldaduras o entre líneas empernadas.
Esta falla se verifica en el programa, en la fig. # 46 y 48
2.2.13.1 Área Total y Área Neta.
El área de la sección transversal total, A, en un punto cualquiera de un
miembro se determinará sumando las áreas obtenidas al multiplicar el
espesor y el ancho de cada uno de los elementos componentes, debiéndose
medir los anchos perpendicularmente al eje del miembro. En los perfiles
angulares el ancho total es igual a la suma de los anchos de los dos lados
menos el espesor.
Cuando una conexión de miembros en tracción existen pernos o remaches,
es posible que la falla pueda notarse según la trayectoria de esta, pudiendo
ser recta o quebrada, cada una de las cuales define un área neta.
1) Perpendicular:
2) Zig-Zag:
(Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli)
3) En diagonal:
Al calcular las áreas netas de los elementos en tracción y corte, los diámetros
de los agujeros, se considerarán 2 mm mayores que la dimensión nominal
del agujero ó 3 mm mayores que el diámetro nominal del perno.
( ) ∑
Siendo:
An, el área neta.
m, el número de agujeros de la trayectoria de falla considerada
n, es el número de tramos transversales a la trayectoria
s y g, el paso y el gramil de cada tramo transversal
(Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli)
El área neta crítica será el menor valor de las áreas netas obtenidas según la
fórmula antes planteada. Sin embargo, el área neta crítica nunca se tomará
mayor que el 85% del área gruesa de la sección transversal. Por lo tanto
debe cumplirse:
Si en una conexión un miembro está en tracción, el área neta crítica
resulta muy pequeña, las tensiones que se encuentran en el miembro
traccionado aumentarían su valor. En este caso se aconseja disminuir el
número de pernos que se tenga en el perfil, aumentando el diámetro de
estos, variando el espacio entre ellos y cambiando su distribución.
Se debe recordar que el área neta trabaja solo en miembros a
tracción. Cuando los miembros están comprimidos, se basa el diseño en área
total, siempre y cuando esté en todas las perforaciones un perno o remache.
Las áreas netas que se definen por trayectorias perpendiculares al eje
del miembro, solo son capaces de resistir tensiones por tracción. En cambio,
las áreas netas definidas por trayectorias diagonales o en zig-zag son
capaces de soportar tanto las tensiones por tracción como los de corte, esto
permite una mayor resistencia a las fallas y un mejor soporte de la carga
axial.
Se ha demostrado que cuando los espacios s, son muy largos, hay
muchas posibilidades de que el área neta crítica no sea de una trayectoria
diagonal o zig-zag. En cambio, cuando los agujeros están alineados en
hileras perpendicularmente al eje del miembro, y en las hileras exteriores hay
un número de perforaciones de igual o mayor número a las demás hileras
esta trayectoria se definiría como área neta crítica.
(Fuente: diseño de estructuras metálicas, maría fratelli)
2.2.13.2 Área neta efectiva
El Área neta efectiva de un miembro se obtiene multiplicando el valor del
área neta An, con un coeficiente de reducción :
Ct depende del tipo y forma de los elementos conectados, de las
características de la conexión y del número de conectores que se
encuentran.
Miembro Traccionado Número mínimo de conectores por fila
Ct
a) Todos los elementos de la sección transversal están conectados para resistir la carga. b) Empalmes empernados y placas de cartela.
1 1
c) Perfiles I unión a las alas bf/d ≥ 2/3. d) I cortada de estos perfiles.
3 0,9
e) Perfiles I que no cumple las condiciones c) y I cortadas de estos perfiles. f) Secciones armadas, conectadas con segmentos no conectados fuera del plano de carga.
3 0,85
g) Todos los puntos anteriores exceptuando los dos primeros
2 0,75
Tabla 6 Valores Ct determinando Ane
(Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 340-05)
2.2.14 Especificaciones Sísmicas para Edificios de Acero Estructural del
AISC 341-05.
2.2.14.1 Ámbito.
Las normas Sísmicas para Edificaciones Estructurales de Acero (AISC
341-05), representarán el diseño, la fabricación, la rigidez de miembros
estructurales de acero, conexiones en los sistemas resistentes a cargas
sísmicas (SLRS) y los empalmes en columnas que no son parte de los
SLRS.
Estas Disposiciones aplicarán cuando el coeficiente de modificación
sísmico de respuesta, R, es tomado mayor a 3, a pesar de la Categoría de
diseño sísmico. Cuando el coeficiente de modificación sísmico de respuesta,
R, es tomada como 3 ó menor, la estructura no requiere satisfacer estas
disposiciones, a menos que sea específicamente requerido por el código de
construcción aplicable.
2.2.14.2 Los Dibujos estructurales del Diseño y Especificaciones.
Los diseños estructurales y las especificaciones mostrarán el trabajo a
ser realizado, e incluye artículos necesarios por las Especificaciones y lo
presentado:
La designación del sistema resistente a cargas sísmicas (SLRS).
La designación de los miembros y las conexiones que forman parte
del SLRS.
Configuración de las conexiones.
Especificaciones y materiales de las conexiones.
Ubicación de las soldaras críticas obligatorias.
Ubicaciones y las dimensiones de las zonas protegidas.
Ubicaciones donde las placas de refuerzo sean detalladas para incluir
la rotación inelástica.
Requisitos de Soldadura.
Estas Disposiciones deben ser consistentes con el Código de la
norma, en caso de conexiones y aplicaciones específicas para los cuales no
se detalla dentro de la norma, si tal condición existe, los documentos de
contrato deben incluir los requisitos apropiados para esas aplicaciones. Los
requisitos de pernos diferentes a aquellos en la guía de diseño de las
Conexiones Estructurales (RCSC) Especificación para juntas Estructurales
utilizando pernos ASTM A325 o A490.
2.2.14.4 Gráficos del Taller
Los gráficos del taller deberán incluir las siguientes especificaciones
según sea aplicable:
Designación de los miembros y las conexiones que formen parte del
SLRS.
Especificaciones de materiales de la conexión.
Las ubicaciones de la soldadura de taller.
Ubicaciones y las dimensiones de zonas protegidas.
Es posible que existan conexiones específicas para las cuales no
exista el detallado. Si tal condición existe, los dibujos del taller deberán incluir
los requisitos apropiados para esa condición. Estos pueden incluir la
fabricación de pernos y agujero más allá de los permitidos por la norma, los
requisitos de pernos, diferente a aquellos en la Especificación RCSC para
Juntas estructurales, utilizan Pernos ASTM A325 ó A490.
2.2.14.5 Gráficos de Erección.
Los gráficos de Erección deberán incluir las siguientes
especificaciones según sea aplicable:
Designación de los miembros y las conexiones que forman parte del
SLRS.
Especificación de material y tamaño de las conexiones de Campo
Ubicaciones de demanda critica de soldaduras de campo.
Ubicaciones y dimensiones de zonas protegidas.
Ubicaciones de pernos pre-tensionados
Los requisitos de soldadura de campo.
Es posible que haya conexiones específicas para las cuales no exista
estas disposiciones. Si tal condición existiera, los gráficos de erección deben
incluir requisitos apropiados para esa aplicación. Estos pueden ser requisitos
de pernos diferentes a aquellos en la Especificación de RCSC para Juntas
estructurales que Utilizan pernos ASTM A325 o A490.
2.2.14.6 Materiales
2.2.14.6.1 Las Especificaciones de Materiales
El acero estructural utilizado en el SLRS cumplirán con las siguientes
Especificaciones: A36/A36M, A53/A53M, A500 (Grado B ó C), A501,
A529/A529M, A572/A572M [Grado 42 (290), 50 (345) ó 55 (380)],
A588/A588M, A913/A913M [Gradúe 50 (345), 60 (415) ó 65 (450)],
A992/A992M, ó HSLAS A1011 Grado 55 (380).
El acero estructural utilizado para las placas base de las columnas
deberá cumplir con las especificaciones anteriores de ASTM ó Grado de
ASTM A283/A283M D.
Esta sección sólo cubre propiedades de los materiales para el acero
estructural utilizado en SLRS u aquellas incluidas en la definición del acero
estructural ofrecido para la Sección 2.1 del Código de AISC de Norma. Otros
aceros, como cables para reforzado permanente, no está incluido.
2.2.14.6.2 Propiedades de los Materiales para la Determinación de
las Tensiones en los Miembros y las Conexiones.
Cuando sea necesario en estas Disposiciones, la fuerza necesaria de
un elemento (un miembro o una conexión) será determinado por la fuerza de
rendimiento esperado, RyFy, de un miembro adyacente, donde Fy es el
esfuerzo mínimo de fluencia especificado del grado de acero para ser
utilizado en los miembros adyacentes y Ry es el cociente de la tensión de
fluencia para el mínimo rendimiento especificado de dicho material.
La fuerza disponible del elemento, R y para LRFD y Rŋ/Ώ para ASD,
será igual a o mayor a la resistencia requerida, donde Rn es la resistencia
nominal de la conexión. La resistencia a la traccion, RtFu, y la tensión de
fluencia esperada, RyFy, son permitidos a ser utilizados en vez de Fu y Fy,
respectivamente, en determinar la resistencia nominal, Rn, de ruptura y
rendimiento de estados límites dentro del mismo miembro para el cual está
determinada la resistencia requerida.
En varios casos un miembro, o en un estado de límite de conexión
dentro de ese miembro, requiere ser diseñado para las resistencias
correspondientes a aquella esperada en el mismo miembro. Tales casos
incluyen estados de límite de fractura de refuerzo (ruptura de Bloque de
Corte y fractura neta de sección en el refuerzo en SCBF), el diseño de la viga
fuera del vínculo EBF, etc. En tales casos es permitido utilizar la resistencia
del material esperado en la determinación de la resistencia disponible de
miembro.
Los valores de Ry y Rt son expresado en la siguiente tabla los
determinan los estados límites del miembro, determinando las resistencias
requeridas.
Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de Miembros
Aplicación Ry Rt Barras y formas en caliente, estructurales
ASTM A36/A36M 1.5 1.2
ASTM A572/572M Grado 42 (90) 1.3 1.1
ASTM A572/572M Grado 50 (345) ó 55 (380) 1.1 1.1
ASTM A572/572M Grado 50 (345) ó 60 (415) ó 65 (450) ASTM A588/588M , ASTM A992/A922M, A1011 HSLAS Grado 55 (80)
ASTM A529 Grado 50 (345) 1.2 1.2
ASTM A529 Grado 55 (380) 1.1 1.2
Sección hueca, estructural (HSS):
ASTM A500 (grado B ó C), ASTM A501 1.4 1.3
Tuberías:
ASTM A36/A36M 1.3 1.2
ASTM A572/A572M Grado 50 (345), 1.1 1.2
ASTM A588/A588M
Tabla 7 Valores Ry y Rt para los Diferentes tipos de Miembros
(Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 340-05)
2.2.15 Conexiones, Juntas y Abrazaderas
2.2.15.1 Ámbito.
Las Conexiones, juntas y abrazaderas que forman parte del sistema
de resistencia de carga sísmica (SLRS), deberán cumplir con los requisitos
de esta Sección.
El diseño de las conexiones para un miembro que forma parte de las
SLR se configura de tal manera que un estado de límite dúctil, ya sea en la
conexión o en el miembro es controlado por el diseño.
Un ejemplo de un estado de límite dúctil es la tensión al rendimiento.
No es permisible el diseño de las conexiones de los miembros que forman
parte de las SLRS tales que el estado límite de resistencia se rige por los
estados límites no-dúctil o frágiles, como fracturas, ya sea en la conexión o el
miembro.
2.2.15.2 Uniones Empernadas.
Todos los pernos deberán ser pernos o tornillos pre-tensados de alta
resistencia y deberán cumplir los requisitos de deslizamiento crítico y
superficies de contacto.
Los Pernos se instalan en agujeros estándar o agrandados
perpendiculares a la carga aplicada. Para las abrazaderas diagonales de
agujeros de gran tamaño se permitirá cuando la conexión se ha diseñado
como una unión de deslizamiento crítico, y el agujero de gran tamaño en una
sola capa. Los diferentes tipos de agujeros se permite si ha sido diseñado
en las conexiones Precalificadas de momento especial e intermedio como en
las aplicaciones sísmicas (ANSI / AISC 358).
La resistencia al corte disponible de las uniones empernado con
agujeros estándar se calcula para uniones tipo aplastamiento, salvo que la
capacidad de resistencia nominal a agujeros de los tornillos no debe ser
mayor a 2.4dtFu.
La conexione de plancha final, los momentos son evaluados para la
resistencia al deslizamiento o con un coeficiente de deslizamiento menor que
el de Clase A superficie de contacto.
Los tornillos, pernos y soldaduras no deberán estar diseñados para
compartir la fuerza en una articulación o la misma fuerza componente de una
conexión.
Un grupo de miembros, como una fuerza axial de abrazadera, debe
ser resistente a la conexión en su totalidad por un tipo de unión (en otras
palabras, ya sea en su totalidad por pernos o en su totalidad por las
soldaduras). Una conexión en la que los pernos deben resistir a una fuerza
que es normal a la fuerza de resistencia de las soldaduras, tales como una
conexión de momento en dónde los bordes soldados transmiten la flexión y
una malla con pernos transmite el corte, no se debe considerar para
compartir la fuerza.
2.2.15.3 Zona Protegida.
Las zonas protegidas están designadas por las siguientes normativas
ANSI/AISC 358:
Dentro de la zona protegida, las discontinuidades creadas por
operaciones de fabricación o erección, como soldaduras, sujetadores
de erección, enganche aire-arco u corte térmico, serán reparados
según sea necesario por el ingeniero.
Los agregados soldados, atornillados, fachadas externas, las
divisiones, trabajo de conducto u otra construcción no será colocada
dentro de la zona protegida.
Fuera de la zona protegida, los cálculos basados sobre el momento
esperado serán hechos para demostrar la adecuación del miembro de la
sección neta, cuando los conectores que penetran al miembro son
utilizados.
2.2.16 La clasificación de Secciones para Anclaje.
2.2.16.1 Compacto.
Cuando sea necesario por estas disposiciones, los miembros de
SLRS tendrán rebordes conectados continuamente a la malla y las
proporciones de ancho-espesor de sus elementos de compresión no
excederán las proporciones limitadas de ancho-espesor.
2.2.16.2 Sísmicamente Compacto.
Cuando las Disposiciones lo requieran, los miembros de SLRS
deberán tener rebordes conectados continuamente a la malla y las
proporciones de ancho-espesor de sus elementos de compresión no
excederán las proporciones limitadas del ancho-espesor.
2.2.17 Zonas Protegidas en Conexiones Viga-Columna.
La región en cada extremo de la viga está sujeta a la tensión inelástica
que deberá estar designada como una zona protegida. La extensión de la
zona protegida será designada en ANSI/AISC 358, o como de otro modo
determinado en una preclasificación de conexión.
Las zonas de anclaje plásticas al final de las vigas SMF deberán ser
tratadas como zonas protegidas. El plástico que ancla las zonas deberá ser
establecido como parte de un programa de preclasificación o requisito para la
conexión. En general, las conexiones no-reforzadas, la zona protegida se
extenderá de la cara de la columna a la mitad de la profundidad de la viga
más allá del punto plástico.
2.2.18 Limitaciones en Rebordes de Vigas.
Los cambios abruptos en el área del borde de la viga no están
permitidos en las regiones de rótulas plásticas. La configuración será
consistente con la conexión precalificada en ANSI/AISC 358, o como
determinado de otra manera en conexión de preclasificación.
2.2.19 Requisitos CVN de Sección Pesada.
Los requisitos de especificación para la dureza de las uniones de
corte caliente con el grosor de borde con un ascendente a 2 pulgadas
(50 mm) y elementos de placa con el espesor de más o igual a 2 pulgadas
(50 mm) en aplicaciones de tensión. En las Disposiciones, este requisito
excede al tendido para cubrir:
Las formas en que forman parte de SLRS con el espesor de
reborde más que o igual a ½ pulgada (38 mm).
Elementos de placa con el espesor de más que o igual a 2
pulgadas (50 mm) que forman parte de, como los rebordes de
material urbanizado de vigas y conexión sujeto al esfuerzo
inelástico bajo la carga sísmica. Porque formas más pequeñas
y las placas más delgadas son generalmente sujetos a la
reducción cruzada durante el proceso de verificación que
resultara de la dureza del nudo que podría exceder el antes
indicado (Cattan, 1995) los requisitos específicos no están
incluidos en el mismo.
Los requisitos de esta sección no pueden ser necesarios para
miembros que resisten cargas sólo accidentales. Por ejemplo, un diseñador
quizás incluya a un miembro en SLRS para desarrollar una ruta de carga
más robusto, pero el miembro experimentará sólo un nivel insignificante de
demanda Sísmica. Un ejemplo de tal miembro quizás incluya una viga de
transferencia con placas gruesas donde su diseño es dominado por su
demanda de carga de gravedad. Sería contradictorio con la intención de esta
sección si el diseñador pudo excluir arbitrariamente a un miembro con cargas
sísmicas insignificantes de SLRS que de otro modo mejorarían el
desempeño sísmico del edificio para evitar los requisitos de la dureza en esta
sección.
Los requisitos de la Especificación denotaron que todavía aplicaría en
este caso. Para las Formas-W, el área de dureza reducida de corte ha sido
documentada en una región limitada de la malla inmediatamente adyacente
al reborde como ilustrado en la Figura # 39. Las recomendaciones
publicadas por AISC (AISC, 1997a) fueron seguidos por una serie de la
industria proyectos patrocinados de investigación (Kaufmann, Metrovich y
Pense, 2001; Uang y la Ji, 2001; Kaufmann y el Pescador, 2001; Lee, el
Algodón, Dexter, Hajjar, El y Ojard, 2002; Bartlett, Jelinek, Schmidt, Dexter,
Graeser y Galambos, 2001). Esta investigación corrobora generalmente
conclusiones iniciales de AISC y las recomendaciones.
Las investigaciones tempranas de fracturas de conexión con el sismo
de Northridge de 1994, identificaron varias fracturas que al ser corregido fue
el resultado de fuerza inadecuada del espesor del material de reborde de
columna. Como resultado, siguiendo inmediatamente el sismo de Northridge,
varias recomendaciones fueron promulgadas que sugirió limitando el valor de
demanda de énfasis de dureza en los rebordes de columna a asegurar que el
espesor y las juntas que no iniciaron en los rebordes de columna.
Este estado del límite a menudo controló el diseño general de estas
conexiones.
Figura # 39 K área.
(Fuente: Seismic Provisions for Structural Steel Buildings AISC 341-05)
. Esto se reflejo en el detallado de la conexión en la fig. # 56
2.2.20 Juntas / Uniones Empernadas.
El potencial total de la carga del diseño y la posibilidad de deformaciones
inelásticas de los miembros y / o partes relacionadas requiere que los
tornillos o pernos pretensados utilizados en uniones empernadas en las
SLRS. Sin embargo, los movimientos sísmicos son tales que el deslizamiento
no puede y no debe ser impedido en todos los casos, incluso con conexiones
de deslizamiento crítico. En consecuencia, las disposiciones llamadas para
uniones empernadas a ser proporcionadas como pretensados las
articulaciones que soportan, pero con superficies de contacto preparadas
como para la clase A o mejores conexiones de deslizamiento crítico. Es
decir, las uniones empernadas puede ser proporcionadas con las fuerzas
disponibles para rodamientos de conexión, siempre que las superficies de
contacto estén todavía dispuestas a ofrecer un mínimo coeficiente de
deslizamiento, μ = 0,35.
El resultado importe nominal de la resistencia al deslizamiento será
minimizar los daños a unos más moderados en casos de eventos sísmicos.
Este requisito está destinado a juntas donde la superficie de contacto es
principalmente sometida a corte. Cuando la superficie de contacto está sujeto
principalmente a tracción o compresión, por ejemplo, en un momento de
conexión final atornillada la placa, la exigencia en la preparación de las
superficies de contacto puede ser relajada.
Para evitar deformaciones excesivas de las uniones empernadas
debido al deslizamiento entre las capas conectadas en caso de terremotos,
el uso de los agujeros en uniones o juntas apernadas en el SLRS se limita a
los agujeros estándar y hoyos cortos con ranura en la dirección de la ranura
perpendicular a la línea de fuerza.
El diseño de las conexiones con llave de gran tamaño agujeros como
de deslizamiento crítico proporcionará tolerancia adicional para las
conexiones de campo, sin embargo, debe permanecer como antideslizantes
para los eventos más sísmicas. Si los tornillos han resbalado en los agujeros
de gran tamaño en una situación extrema, las conexiones todavía debe
comportarse similares a las conexiones de la rigidez total.
Para tornillos de gran diámetro, la cantidad de deslizamiento también
puede ser minimizado mediante la limitación del tamaño del agujero del
perno a un máximo de 3/16 pulgada mayor que el diámetro del perno, en
lugar del rango permitido por la Especificación. Al utilizar los agujeros de
gran tamaño con pernos de deslizamiento crítico, el efecto de capacidad de
deslizamiento reducido de tornillos en los agujeros de gran tamaño debe ser
considerado. La reducción de los resultados de la pretensión de una carga
de deslizamiento inferior estática, sino el comportamiento global de las
conexiones con los agujeros de gran tamaño ha demostrado ser similares a
los de agujeros estándar.
Debido a la posibilidad de la carga y la posibilidad de deformaciones
inelásticas en la conexión de la plancha, los tornillos pueden superar sus
resistencias, deslizarse debajo de importantes cargas sísmicas. Estas
disposiciones han sido modificadas para prohibir pernos de compartir una
fuerza común con soldaduras en todas las situaciones.
2.3 Terminología Básica.
2.3.1 Acero estructural.
En las estructuras metálicas, aplicase a todo miembro o elemento que se
designa así en los documentos del contrato y/o es necesario para la
resistencia y la estabilidad de la estructura.
2.3.2 AISC.
"American Institute of Steel Construction" (Instituto Americano de la
Construcción de Acero).
2.3.3 Perfiles.
Elementos utilizados en la fabricación de estructuras metálicas
obtenidos mediante laminado en caliente de lingotes de hierro. Tiene
diferentes formas tales como, I, H, U, T, L, entre otros. Los perfiles L son
llamados ángulos.
(Arnaldo Gutiérrez (1982). Manual de proyectos de estructuras de acero
segunda edición).
2.3.4 Alma del Perfil I.
Elemento del perfil que se encuentra en sentido vertical, parte esencial
para la resistencia a la hora de utilizar perfile de acero como vigas.
2.3.5 Ala de Perfil I.
Se le llama alas a las partes horizontales arriba donde se apoza la
carga en caso de utilizar el perfil como columna
2.3.5 Ala de Perfil I.
Se le llama alas a las partes horizontales arriba donde se apoza la
carga en caso de utilizar el perfil como columna
2.3.6 Capacidad Resistente.
Carga máxima que se alcanza cuando se ha formado un número
suficiente de zonas cedentes a fin de permitir que la estructura se deforme
plásticamente sin incremento de carga adicional. La capacidad resistente se
obtiene con el área de acero cuyo detalle aparece indicado en los planos.
2.3.7 Carga Admisible.
Carga que induce la tensión máxima admisible o permitida calculada
en la sección crítica
2.3.8 Carga de Agotamiento.
Carga que conduce al estado límite de agotamiento resistente
2.3.9 Carga Axial.
Fuerza que actúa a lo largo del eje longitudinal de un miembro
estructural aplicada al centroide de la sección transversal del mismo
produciendo un tensión uniforme. También llamada carga axial.
2.3.10 Carga Máxima.
Carga límite plástica o de estabilidad.
2.3.11 Carga de Pandeo.
Carga para la cual un miembro comprimido perfectamente recto
adopta una posición deformada
2.3.12 Carga de Servicio.
Carga que probabilísticamente se espera ocurra durante la vida útil de
la edificación debida a su ocupación y uso habitual.
2.3.13 Cedencia.
Primera tensión aplicada a un material para la cual ocurre un
incremento en las deformaciones sin un aumento de las tensiones. También
se llama tensión cedente. Condición caracterizada por la plastificación de por
lo menos la región más solicitada del sistema resistente a sismos, tal como la
formación de la primera rótula plástica en un componente importante del
mismo.
2.3.14 Columna.
Miembro estructural utilizado principalmente para soportar la carga
axial de compresión acompañada o no de momentos flectores, y que tiene
una altura de por lo menos 3 veces su menor dimensión lateral.
2.3.15 Compresión.
Es la resultante de las tensiones o presiones que existe dentro de un
sólido deformable o medio continuo, caracterizada porque tiende a una
reducción de volumen o un acortamiento en determinada dirección.
2.3.17 COVENIN.
Comisión Venezolana de Normas Industriales.
2.3.18 Ductilidad.
En general, capacidad de deformación una vez rebasado el límite de
proporcionalidad. En Ingeniería Sísmica, capacidad que poseen los
componentes de un sistema estructural de hacer incursiones alternantes en
el dominio inelástico, sin pérdida apreciable de su capacidad resistente.
2.3.20 Tensión.
Puede ser definido como la fuerza interna por unidad de área de una sección
de unión. Estas tensiones pueden ser de traccion o compresión dependiendo
de sus tendencias a alargar o acortar el material sobre el cual actúa.
(Russel C. Hibbeler (2004). Mecánica vectorial para ingenieros (Estática,
decima edición)).
2.3.21 Tensión Admisible.
Tal como se utiliza en el diseño mediante tensiones admisibles, es la
tensión máxima que se permite bajo cargas de servicio o de utilización
previstas.
2.3.22 Viga.
Miembro estructural en el cual puede considerarse que las tensiones
internas en cualquier sección transversal.
2.3.23 Perno.
Es una pieza metálica larga de sección constante cilíndrica,
normalmente hecha de acero o hierro.
2.3.24 Tracción.
Tensión a que está sometido un cuerpo por la aplicación de dos
fuerzas que actúan en sentido opuesto, y tienden a estirarlo.
2.3.25 Nodo (Viga-Columna)
Se le llama nodo al punto de unión entre viga y columna puede ser
tanto de acero como de columna
2.4 Sistema de Variable
Para el desarrollo del presente trabajo, se elaboro un sistema de
cuadro de variables, que contiene los objetivos específicos, las variables de
dichos objetivos, las dimensiones, los indicadores, la forma medición, las
técnicas de recolección de datos y los instrumentos de recolecciones de
dichos datos. El presenté cuadro de variables se muestra en la siguiente
pagina.
OBJETIVOS ESPECÍFICOS
VARIABLES DIMENSIONES INDICADORES MEDICIÓN TÉCNICAS DE
RECOLECCIÓN DE DATOS
INSTRUMENTOS DE RECOLECCIÓN DE
DATOS
Realizar una hoja de cálculo,
en Microsoft Excel, para el
análisis y diseño de
conexiones tipo empalme en
vigas de acero como variante de conexión precalificada viga-columna tipo (flange plate), de acuerdo a criterios
establecidos en las Guías AISC 360-10 y 341-
10
Resistencia sísmica y de carga de la
conexión tipo empalme en viga de acero
según la norma AISC
360-10 Y 341-05
En las plancha en
conexión tipo empalme en
viga.
En los pernos en
conexión tipo empalme en
viga.
En los perfiles en
conexión tipo empalme en
viga.
Carga portante por Kg/ml
Nivel de diseño ND3°
Norma AISC 360-10 Y 341-
05
A través de una hoja de cálculo
en Microsoft Excel
Representación tabular a través de la computadora
OBJETIVOS ESPECÍFICOS
VARIABLES DIMENSIONES INDICADORES MEDICIÓN TÉCNICAS DE
RECOLECCIÓN DE DATOS
INSTRUMENTOS DE
RECOLECCIÓN DE DATOS
Realizar el estudio
detallado de una conexión tipo empalme de vigas de acero como
variante de la conexión criterios
establecidos en las Guías AISC 360-10 y 341-10
Conexión
sismorresistente tipo empalme en vigas de acero.
Dimensiones de perfil.
Ton y .
Norma AISC 360-10 y 341-05
A través de una hoja de cálculo en Microsoft Excel
Representación tabular a través de
la computadora
Tipos de pernos.
Ton y .
Tipos de agujeros y separaciones entre ellas.
mm.
Tipo de plancha
.
CAPITULO III:
MARCO METODOLÓGICO
CAPITULO III: MARCO METODOLÓGICO
3.1 Diseño de la Investigación.
La investigación a realizar es de tipo Experimental, en relación a las
características del diseño del estudio y de los objetivos a los que se desea
llegar. Como fundamento se tiene que esta se desarrolla y abarca un tema
determinado y específico. Por lo que este tipo de investigación permite
establecer y relacionar los valores que toman las variables en el estudio.
En cuanto a los diseños Experimentales, Fidias Arias comenta,
“…proceso que consiste en someter a un objeto o grupo de individuos a
determinadas condiciones o estímulos (variable independiente), para
observar los efectos que se producen (variable dependiente)” (p. 28).
Por otra parte Stracuzzi y Martins comentan, “…el diseño experimental es
aquel según el cual el investigador manipula una variable experimental no
comprobada, bajo condiciones estrictamente controladas, su objetivo es
describir de qué modo y por qué causa se produce o puede producirse un
fenómeno” (p. 95).
3.2 Población y Muestra.
En la presente investigación se tomó como Población, a todo el campo
de conexiones.
Las siguientes muestras correspondieron al estudio de las Conexiones
tipo empalme en vigas de acero, como variante de conexión precalificada
Viga- Columna tipo Flange Plate bajo comportamiento sísmico.
3.3 Técnicas e Instrumentos de Recolección de Datos.
En función del tipo de información a conseguir, se obtuvieron reducir
las técnicas e instrumentos de recolección de datos empleados en el
desarrollo de la investigación.
En el presente trabajo se emplearon datos obtenidos del contacto
directo (datos primarios) y aquellos recogidos con anterioridad por otros
investigadores (datos secundarios). Se eligió como la observación científica
como técnica para la recolección de datos primarios, ya que permitió obtener
estos datos, necesarios para la investigación, sin intermediación alguna que
incluyera cierto grado de subjetividad.
Carlos Sabino define la observación científica como: “…el uso sistemático de
nuestros sentidos en la búsqueda de datos que se necesitan para resolver un
problema de investigación” (p. 55).
3.4 Técnicas de Procesamiento y Análisis de Datos.
Al finalizar el trabajo de la recolección de datos, se obtuvo una gran cantidad
de información, por lo cual, por si sola, no hubiera permitido alcanzar
objetivos si previamente no se hubiera aplicado sobre la hoja de Excel. Esta
gran cantidad de información se pudo introducir en el análisis cuantitativo
que serían todos los datos numéricos, por otra parte el análisis cualitativo
que contemplaría la información verbal de un modo general y el análisis de
esta información.
Para la elaboración de esta hoja de cálculo en Microsoft Excel los datos de
tipo numérico se ordenaron y luego se implantó la información siguiendo los
puntos de la Norma AISC 360-10 y la Guía 341-05, obteniendo de esta
manera resultados exactos.
CAPITULO IV:
ANÁLISIS Y PRESENTACIÓN DE RESULTADOS
CAPITULO IV: Procedimiento de Cálculo
4.1 Procedimientos para el Cálculo del Empalme en Vigas.
1. Solicitaciones de Diseño
Por ser la continuación de un miembro se diseñara al 100% de la
capacidad a flexión y corte de la sección transversal.
(Fuente: AISC 360-10)
Fuerza axial de diseño en alas
(Fuente: AISC 360-10)
(Fuente: AISC 360-10)
Donde Øv=1 y Cv=1
2. Planchas en las alas
2.1 Pernos
2.1.1 Por Corte
Buscar el valor de en la de diseño por corte de la norma covenin
1618-98, página 94.
2.1.2 Separación entre pernos y distancia a los bordes
Según el artículo 22.4 y 22.5 COVENIN 1618-98 (AISC 360-10, J3.3
Y J3.5), usando la tabla “distancias mínimas al borde y separación mínima
entre los cortes del agujero”
2.1.3 Chequeo por aplastamiento
Cuando la deformación en el agujero del perno sometido a
solicitaciones de servicio es una consideración de diseño:
Para los pernos del borde exterior :
Según b3-b AISC 360-10:
Para los pernos interiores:
Se toma el de menor valor.
Resistencia al aplastamiento:
Si
Entonces ( ) ( )
2.2 Dimensiones de las planchas sobre las alas.
2.2.1Espesor por ruptura en el área neta de la plancha:
Anchura de la plancha, bp
bf sería la altura del ala
Se usara
( )
Tomamos en cuenta que
Entonces
2.2.2 Espesor por cedencia en el área total según AISC 360-10.
2.2.3 Espesor por aplastamiento, considerando la deformación de los
agujeros de los pernos como variable del diseño:
Pernos exteriores:
Se toma el de menor valor
Pernos interiores:
Se toma el de menor valor
Resistencia al aplastamiento:
2.3 Dimensiones de las planchas en las entradas de las alas.
2.3.1 Espesor por rotura en el área neta de la plancha:
( )
Donde el valor de bpi consiste en el cálculo para la posición de las planchas
debajo de las alas respetando la sección soldada en taller.
Para el cálculo de , hay que tener presente que son cuatros planchas por
esta razón se dividirá entre cuatro ( 4 ).
, entonces
2.3.2 Espesor por cedencia de área total:
2.3.3 Espesor por aplastamiento:
Considerando la deformación de los agujeros de los pernos como variable
del diseño:
Pernos exteriores:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Pernos exteriores:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Resistencia al aplastamiento:
( ) ( )
2.4 Para Verificar si se produce una falla por corte, se usará el
procedimiento según el AISC 360-10, J4.3:
2.4.1 Ala de la viga:
( )
( )
( )
2.4.2 Planchas sobre las alas:
( )
( )
Se toma el de menor valor.
( )
El valor final se divide entre dos (T/2).
3. Planchas en Alma de la Viga.
3.1 Pernos.
3.1.1 Por corte.
Buscar el valor de en la de diseño por corte de la norma covenin 1618-
98, página 94.
( )
3.1.2 Separación entre Pernos y Distancia a los Bordes.
La máxima altura para colocar planchas es:
( )
3.1.3 Por Aplastamiento.
Considerando la deformación de los agujeros como variables de diseño:
Pernos del borde exterior:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Pernos interiores:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Resistencia al aplastamiento:
( ) ( )
3.2 Verificación de la disposición de los pernos excéntrico sobre el
grupo de pernos:
m= cantidad de planos de corte.
3.3 Dimensiones de la plancha del alma.
Calculamos el espesor requerido de la plancha del alma para completar el
detallado.
3.3.1 Espesor por rotura en el área neta de la plancha.
( )
3.3.2 Espesor por Cedencia en el Área Total:
3.3.3 Espesor por Aplastamiento:
Considerando la deformación de los agujeros de los pernos como variable de
diseño.
Pernos exteriores:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Pernos interiores:
( )
Se toma el de menor valor.
( )
Resistencia al aplastamiento:
( ) ( )
3.4 Verificación por Bloque de Corte:
Se usará el artículo J4.3 del AISC 360-10:
Esto no aplica para el alma de la viga pero si a la plancha de
empalme.
( )
[( ) ]
[( ) ]
( )
Se toma el de menor valor.
( )
.
4.2 Ejemplo de Conexión tipo Empalme en Viga (Excel)
Figura # 40 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Fig. 41 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 42 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 43 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 44 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 45 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 46 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 47 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 48 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 49 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
Figura # 50 Hoja de Cálculo
(Fuente: Elaboración Propia)
4.3 Detallado de la Conexión Tipo Empalme en Vigas
Se reflejará en imágenes los resultados que arrojó la hoja de cálculo para la
conexión tipo empalme en vigas.
Figura # 51 Conexión tipo Empalme en viga
(Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
Figura # 52 Perfiles de Acero
(Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
En la figura # 52 se pueden ver los perfiles de acero IPE 300 que se
utilizaron para componer la viga, para el empalme calculado.
Figura # 53 Agujeros Utilizados en el Empalme
(Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
En la figura # 53 se utilizaron agujeros estándar ya que no se deseaba
permitir deslizamiento de los pernos, así formando un empalme más rígido.
Figura # 54 Planchas Superiores y Planchas Inferiores del Empalme en Viga (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
Figura # 55 Planchas Superiores y Planchas Inferiores del Empalme en Viga (Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
En la figura # 55 se puede ver las planchas del empalme las cuales van a
unir los perfiles IPE 300. Estas planchas van en las partes superiores e
inferiores de las alas de las vigas. Las planchas de mayor magnitud tienen un
espesor de 10 mm, un ancho de 110 mm un gramil de 80 mm con una
separación de pernos exteriores de 15 mm y con una separación de pernos
interiores de 30 mm. Las planchas de menor magnitud tienen un espesor de
10 mm, un ancho de 80 mm.
Se usará un perno A325 con rosca de tamaño 5/8”, en las alas se usarán 8
pernos en cada perfil para así unir las planchas al perfil.
Figura # 56 Planchas en Alma de las Vigas
(Fuente: Autocad 3D, elaboración propia)
En la figura # 56 se puede ver la plancha que va empernada en el alma de la
viga. Esta plancha tiene 260 mm de ancho la separación entre los pernos
exteriores será de 30 mm y la separación de los pernos interiores será de 70
mm. La holgura entre los perfiles es de 10 mm, esto es la separación de perfil
a perfil.
CAPITULO V:
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
CAPITULO V: CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
5.1 CONCLUSIONES
Del presente trabajo de investigación se obtuvieron resultados, con los
cuales se llegó a una serie de conclusiones. Las conclusiones resultado del
presente trabajo son las siguientes:
Hemos determinado que desplazar la conexión precalificada situada
en el nodo y convertirlo en un empalme en viga, facilita su instalación
y a la vez disminuye posibles errores que pueden ser provocadas por
la mayor dificultad en la instalación de estas conexiones en nodos.
Es necesario seguir el procedimiento establecido en las guías de
diseño y Normas de acero estructural, ya que son el resultado de una
serie de ensayos y de aprendizajes en terremotos sucedidos a lo largo
del mundo. Con estos procedimientos, se garantiza que las
conexiones tienen suficiente ductilidad y resistencia, y que el nivel de
empotramiento real es similar al considerado en el análisis de la
estructura.
Se deben detallar correctamente todos los tipos de conexiones
existentes en un proyecto estructural, de manera tal que la labor de
fabricación y posterior ensamblaje será realizada conforme a lo
establecido en los planos del proyecto estructural, con lo cual las
condiciones de análisis no serán modificadas.
La hoja de cálculo realizada en Microsoft Excel incluye el tipo de
conexión tipo empalme en viga según la guía de diseño AISC 341-05
y AISC 360-10, sirviendo por lo tanto como ayuda para verificar el
predimensionado establecido en la fase inicial del proyecto estructural.
Estos procedimientos de análisis y diseño son perfectamente
programables en una hoja de cálculo o programa por computadora, ya
que se basan en la revisión de diversos estados límites, resultados de
la aplicación de diversas fórmulas que modifican sus valores de
acuerdo a las características de los perfiles a conectar.
5.2 RECOMENDACIONES
Una vez alcanzadas las conclusiones de este trabajo de investigación, se
obtuvieron las recomendaciones finales, las cuales se indican a continuación:
Es importante en Venezuela no solo tomar en cuenta las Normas
venezolanas establecidas por la ley sino también ampliar los
procedimientos indicados con aquellos establecidos en las guías de
diseño del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC,
American Institute of Steel Construction), ya que se encuentran mucho
más actualizadas que las Normas venezolanas. Es importante
destacar que en nuestro país no existen organismos encargados de
actualizar las normativas existentes en el sector de la construcción,
con la periodicidad que otros países, como por ejemplo, los Estados
Unidos de América, por medio, entre otros, del AISC. Por esta razón,
debemos emplear los procedimientos normativos establecidos por
este instituto y adecuarlos a las condiciones existentes en Venezuela,
para poder mantener el curso de las actualizaciones y mejoras
estructurales más modernas.
El comportamiento de una estructura de acero depende
fundamentalmente del tipo de conexiones empleadas y de la ejecución
correcta de las mismas, de acuerdo a los lineamientos establecidos en
los planos de proyecto. Existen ciertos pasos a partir del cálculo y
análisis estructurales provenientes del uso de un programa de
computación cualquiera estructural. Entre esos pasos se encuentra la
labor de la fabricación y el replanteo, respetando las tolerancias
constructivas, los tipos de materiales, elementos estructurales, etc.
Por ello, es imprescindible que exista una ingeniería de inspección
que garantice que la estructura será construida con todos las
indicaciones de los planos del proyecto, con lo cual el comportamiento
sismorresistente de dicha estructura será similar a aquél idealizado en
el programa de computadora.
Se debe tratar en lo posible, tener el menor número de conexiones
diferentes en todo proyecto estructural, con lo cual la labor de
fabricación y replanteo resultará con un rendimiento mucho mayor que
si se incluyen numerosos tipos diferentes de conexiones, que en vez
de tener un impacto positivo en la economía de la estructura puede
más bien aumentar los costos finales.
Se recomienda continuar realizando trabajos de grados con otros tipos
de conexiones establecidas en las diferentes guías de diseño y esto
permitirá generar una mayor cantidad y variedad de investigaciones
para comparar resultados e información.
REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS
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Specification for Structural Joints Using High-Strength Bolts
December 31, 2009
AISC 341-05
Seismic Design Manual
AISC 360-10
Specification for Structural Steel Buildings
AISC Steel Design Guide 17
Higth Strength Bolts
Norma de Acero COVENIN - Mindur 1618-98
Estructuras de Acero para Edificaciones
Gutiérrez A., Arnaldo
Manual de Proyectos de Estructuras de Acero
SIDOR, Caracas. 1982
Gutiérrez A., Arnaldo
Catálogos de Productos y Tablas de Diseño
SIDETUR, Caracas 2005.
Ing. Maria Graciela Fratelli
Proyectos Estructurales De Acero
GUTIÉRREZ A., Arnaldo
Apuntes de Proyectos de Estructuras de Acero, UCAB
Semestre Octubre 2004 - Febrero 2005
Mc CORMACK, Jack C.
Diseño de Estructuras de Acero Método LRFD
Ediciones Alfaomega, S.A. de C.V., 1990
AISC 358-10
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Moment Frames for Seismic Applications
Sriramula Vinnkota, 2006
Estructuras de acero: comportamiento y LRFD
Segunda Edición.
Ingeniero Civil, Ph.D. Francisco Javier Crisafulli
Diseño sismorresistente de construcciones de acero
Las Condes, Santiago, Chile
IMCA
Manual de Construcciones De Acero
Curso INESA
Ingenieros Estructurales Asociados
Caracas, Octubre 2010