Tina

1. CARACTERÍSTICAS GENERALES DEL PROYECTO

El proyecto comprende el diseño estructural de una NAVE INDUSTRIAL CON PUENTE GRÚA con las siguientes características: 12m de luz, con una separación de 6m entre cada módulo de la nave,; la cubierta será de 2 aguas, la cubierta será en celosía con empotramiento en sus extremos para minimizar el peralte y con ello la flecha, además se ha optado como solución para montar la viga carrilera una ménsula que lo sostendrá a un nivel de 4,5 m medido desde la superficie del terreno.

El puente grúa a admitir, tendrá una capacidad de 5 Tn, la cual se ha tomado del catálogo de ABUS, mismo que dará facilidad al traslado de elementos pesados a cualquier parte en la nave.

Las columnas a diferencia de la viga de cubierta serán de alma llena, debido a las Exigencias que presenta la ménsula sobre esta.

En el cálculo se tomara en cuenta el sismo debido a la ubicación geográfica seleccionada Guayaquil-Ecuador. Por otro lado la modelación de los elementos se realizara en el programa SAP_2000 siendo el principal medio para la estimación de los esfuerzos; para luego diseñarlas por el método LRFD especificadas en los códigos AISC y AISI; solucionándose de esta manera, mediante el uso de perfiles conformados en caliente y en frío, existentes en el ecuador y específicamente con la perfilaría presentada en el catálogo DIPAC.

1.2.CARGAS:

Consiste en la determinación de todas aquellas acciones que pueden afectar la estructura durante su vida útil, ocasionando en ella efectos significativos. Resulta la parte más importante y difícil que enfrenta el diseñador de estructuras, pues de la estimación de las cargas depende el diseño..

1.2.1. CARGA MUERTA

Son aquellas que permanecen inmóviles en la estructura, éstas son el peso propio de los elementos estructurales, y otras cargas que permanecerán fijas. Para el pre diseño de cualquier estructura, el peso propio es únicamente estimado, pero ya al saber que elementos serán los utilizados para el diseño, se utilizará el peso de los elementos para el cálculo final de la estructura.

1.2.2. CARGA VIVA

Son todas aquellas que no están inmóviles, tales como personas, o cualquier objeto que tenga movimiento y no sea fijo en la edificación, estas cargas dependen del tipo de estructura y su uso pretendido. Las cargas vivas sobre estructuras tipo estándar, por lo general son especificadas por el código de la construcción propio de cada país en el cuál se vaya a proyectar la estructura.

1.2.3. CARGA SÍSMICA

Para la estimación de la carga de sismo a la que puede estar sometida la estructura se realizará un cálculo, tal como lo describe el Código Ecuatoriano de la Construcción, el cuál será indicado más adelante.

1.2.4. FACTORES Y COMBINACIONES DE CARGA

1. 1,4 D + L 2. 1,2 D + 1,6 L + 0,5 (Lr o S o Rr)

3. 1,2 D + 1,6 (Lr o S o Rr) + (0,5 L ó 0,8 W)

4. 1,2 D + 1,3 W + 0,5 L + 0,5 (Lr o S o Rr)

5. 1,2 D + 1,5 E + 0,5 L + 0,2 S

6. 0,9 D - (1,3 W ó 1,5 E)

Dónde:

D = carga permanente E = carga sísmica L = sobrecarga debida a la ocupación; peso del hormigón fresco en el caso de construcción mixta Lr = sobrecarga de la cubierta Rr = carga de lluvia sobre la cubierta S = carga de nieve (no utilizada en los diseños) W = carga de viento

Estos factores serán utilizados para incrementar los valores de carga para de alguna manera quitar la incertidumbre de las verdaderas magnitudes a ser cubiertas. Solo los factores correspondientes a la carga permanente, carga sísmica y sobrecarga debido a la ocupación serán tomadas en cuenta para el diseño.

2 DEFINICIÓN DE LOS MÉTODOS DE DISEÑO ELÁSTICO Y PLÁSTICO

2.1 MÉTODO ELÁSTICO

Casi todas las estructuras de acero existentes fueron diseñadas con métodos

elásticos. El diseñador estima las cargas de trabajo o servicio, o sea, las cargas

que la estructura tiene que soportar y diseña los miembros estructurales con base

en ciertos esfuerzos permisibles. Estos usualmente son cierta fracción del

esfuerzo mínimo de fluencia especificado del acero.

2.2 MÉTODO PLÁSTICO

Se ha visto que la ductilidad del acero proporciona una reserva de resistencia y

esta circunstancia es la base del diseño plástico. En este método, las cargas de

trabajo se estiman y se multiplican por ciertos factores de carga o de

sobrecapacidad y los elementos estructurales se diseñan entonces con base sus

resistencias al colapso.

Para propósito de este proyecto de titulación se usara el método plástico ya que

proporciona un uso más económico del acero.

3 DISEÑO CON FACTORES DE CARGA Y RESISTENCIA (LRFD)

El diseño con factores de carga y resistencia se basa en los conceptos de estado

límite. El término estado límite se usa para describir una condición en la que una

estructura o parte de ella deja de cumplir su pretendida función. Existen dos tipos

de estados límite: los de resistencia y los de servicio.

• Estados límite de resistencia; Se basan en la seguridad o capacidad de

carga de las estructuras e incluyen las resistencias plásticas, de pandeo,

de fractura, de fatiga, de volteo, etc.

Estados límite de servicio; Se refiere al comportamiento de las estructuras

bajo cargas normales de servicio y tienen que ver con aspectos asociados

con el uso y ocupación, tales como deflexiones excesivas, deslizamientos,

vibraciones y agrietamientos.

•

“De acuerdo al diseño dispuesto para Diseño con Factores de Carga y

Resistencia (LRFD) satisface los requerimientos de esta Especificación cuando el

esfuerzo de diseño de cada componente estructural es igual o excede el esfuerzo

requerido determinado en la base de cargas combinadas de la LRFD. Esta

Especificacion debería ser aplicada para todas las disposiciones, excepto para la

sección B3.4

El diseño debería cumplirse de acuerdo con la ecuación B3.1 (AISC):

(B3.1) 6$ 7 86.

Ru = Resistencia requerida (LRFD)

Rn = Resistencia nominal

= Factor de resistencia

Rn = Resistencia de diseño

3.1 FACTORES DE RESISTENCIA

Con el factor de resistencia , el diseñador reconoce implícitamente que la

resistencia de un miembro no puede calcularse exactamente, debido a

imperfecciones en las teorías de análisis, a variaciones en las propiedades de los

materiales y a las imperfecciones en las dimensiones de los elementos

estructurales. En la Tabla s i gu ien te se dan los valores de los factores de

resistencia

característicos de la Especificación LRFD:

concentradas, cortante en tornillos en juntas tipo fricción.

eje de la soldadura, soldaduras de ranura en el metal base, fluencia de la sección

aplastamiento en agujeros

tensión normal al área efectiva de soldaduras de ranura con penetración parcial

miembros a tensión

Factores de resistencia característicos.

3.2 FACTORES DE CARGA

El propósito de los factores de carga es incrementar las cargas para tomar en

cuenta las incertidumbres implicadas al estimar las magnitudes de las cargas

vivas y muertas. El valor del factor de carga para cargas muertas es menor que el

usado para cargas vivas, ya que el diseñador puede estima con mas precisión las

magnitudes de las cargas muertas que las de las cargas vivas.

La Especificacion LRFD presenta factores de carga y combinaciones de carga

que fueron seleccionados para usarse con las cargas mínimas recomendadas en

el Standard 7-05 de la ASCE con sus respectivas excepciones.

FACTORES DE RESISTENCIA O

SITUACIONES

1

Aplastamiento en áreas proyectantes de pasadores, fluencia del alma bajo cargas

0,9

Vigas sometidas a flexión y corte, filetes de soldadura con esfuerzos paralelos al total de miembros a tensión

0,85 Columnas, aplastamiento del alma, distancia al borde y capacidad de

0,8 Cortante en el área efectiva de soldaduras de ranura con penetración completa,

0,75 Tornillos a tensión, soldaduras de tapón o muesca, fractura en la sección neta de

0,65 Aplastamiento en tornillos (Que no sean tipo A307)

0,6 Aplastamiento en cimentaciones de concreto

1.

2.

3.

4.

5.

6.

7.

1.4(D + F)

1.2(D + F + T) + 1.6(L + H) + 0.5(Lr ó S ó R)

1.2D + 1.6(Lr ó S ó R) + (L ó 0.8W)

1.2D + 1.6W + L + 0.5(Lr ó S ó R)

1.2D + E + L + 0.2S

0.9D + 1.6W + 1.6H

0.9D + E + 1.6H

4 DISEÑO DE LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES DE LA NAVE

4.1 CALCULO DE LA CORREA

CALCULO DE LA CARGA MUERTA

Área tributaria= 6.72m2

Peso Propio de la correa (pre diseño)= 2.75 Kg/m

Peso del Eternit= 14.81 Kg/ m

Peso de instalaciones= 11.2 Kg/m

D = PP + P Eternit +P Instalaciones=28,76 Kg/m

CÁLCULO DE LA CARGA VIVA

Lr = 56Kg/m

CÁLCULO DE LA CARGA VIENTO NEC (2011)

Dónde: P= presión de cálculo expresada (N/m2) ρ = densidad del aire expresada (Kg/m3) vb = velocidad básica de viento en m/s ce = coeficiente de entorno/altura cf = coeficiente de forma

La velocidad del viento se calcula como

Dónde:

Vh=velocidad corregida de viento

V= velocidad máxima registrada a 10 m de altura

σ=factor de corrección (de la tabla 1.4 del NEC capítulo 1, tomaremos σ=1.06)

La velocidad de diseño para viento hasta 10 m de altura, será la adecuada la velocidad máxima para la zona de ubicación de la edificación, pero no será menor a 75 Km/h.

En general, para la densidad del aire se puede adoptar un valor de 1.25 Kg/m3

Se puede considerar una velocidad básica genérica de 21m/s (75 km/h). De la tabla 1.5 capitulo 1 NEC 2011 cf=0.7 Barlovento y cf=-0.6 Sotavento.

W = 56.39 Kg/m.

Combinación de cargas utilizada

1,2D +1.6Lr + 0.5W

Obtenemos una G de las siguientes características.

4.2 DISEÑO DE LA CUBIERTA EN CELOSIA

La cubierta se diseñará para distribuir las cargas de los pesos del Eternit , correas e

instalaciones por carga puntuales en los nodos, posteriormente se analizara

manualmente y un programa realizado en Matlab, en la materia de Métodos Numéricos

Aplicados los esfuerzos a los que están sometidos los elementos para el diseño de las

secciones a ser colocadas.

CARGAS POR PESO DE LA ESTRUCTURA.

La cubierta tendrá planchas de eternit (asbesto cemento), de la fábrica Eurolit.

PESO

CODIGO PLACA #8 total [m] util [m] total [m] util [m] total [m] util [m] long.[m] lateral [m] [kg]

2.001-GO 8 2.44 2.3 1.1 1.05 2.68 2.42 0.14 0.05 32

LONGITUD ANCHO SUPERFICIE TRASLAPO

Elementos de unión.

Las correas utilizadas serán de perfil tipo C del catálogo de dipac mostrados en el

cálculo anterior.

Condiciones geométricas de la cercha.

Angulo.

=26.565°

Pendiente.

0

CALCULO DE LAS CARGAS PARA LA CERCHA.

Cargas muertas tramos intermedios (cerchas 2, 3, 4, 5)

Para cada tramo intermedio entra un total de 18 planchas de eternit, además un total

de 7 correas.

Peso eternit=13.22 [kg/m2] (para una área tributaria por nodo m2)

Peso correas=2.75 [kg/m] (para una longitud de 6 m por nodo)

Cargas muertas para las cerchas de los extremos (cerchas 1 y 6)

Peso eternit=13.22 [kg/m2] (para una área tributaria por nodo m2)

Peso correas=2.75 [kg/m] (para una longitud de 3 m)

Cargas vivas tramos intermedios (cerchas 2, 3, 4, 5)

Carga por viento (NEC 2011)

La velocidad de diseño para viento hasta 10 m de altura, será la adecuada la velocidad máxima para la zona de ubicación de la edificación, pero no será menor a 75 Km/h.

En general, para la densidad del aire se puede adoptar un valor de 1.25 Kg/m3

Se puede considerar una velocidad básica genérica de 21m/s (75 km/h). De la tabla 1.5 capitulo 1 NEC 2011 cf=0.7 Barlovento y cf=-0.6 Sotavento.

W1= 50.35Kg/m2

W2=-43.16Kg/m2

Combinaciones de carga utilizadas

1.2D + 1.6Lr +0.5W

1.2D + 1.0W + 0.5Lr (Despreciando carga de lluvia y granizo)

Utilizaremos el caso más desfavorable con la carga de viento a Barlovento W1.

Y diseñaremos los elementos de las cerchas intermedias para las cuales tenemos las

áreas tributarias más grandes.

Obtenemos las cargas puntuales para cada nodo y realizamos la corrida del programa.

Corrida del Programa

Fragmento de la matriz de fuerzas ingresadas para los nodos de la cercha. Cercha metálica cargada en el programa de Matlab TABLA 1

Determinación de fuerza axial en cada barra de la cercha. [kg]

Tabla 1

conj(f1), 11925.28593 , compresion]

conj(f2), 10590.64 , traccion]

conj(f3), 0 , nula]




conj(f7), 523 , compresion]




































conj(f43), 0 , nula]



4.2.1 DISEÑO DEL CORDON PRINCIPAL A TRACCION

Para los elementos sometidos a tracción obtenemos la fuerza máxima de 10590.64 Kg

En los elementos de la parte inferior, para los cuales seleccionamos un perfil U de la

siguiente manera.

Fy=2500Kg/cm2

Barra f2, f6, f42, f45 Pu=10590,64 Kg

DISEÑO

Diseño: Ecuación D1-1 del LRFD

Fy = Esfuerzo a cortante =2500Kg/cm2

Ag = Área bruta

Pn =Carga Nominal

Pu= Carga Máxima

Como el elemento trabajara en su totalidad en su totalidad

Ag=0.3347 cm2

Diseño:

Esfuerzo de fluencia perfil estructural

Del catálogo de DIPAC se tomó el perfil “U”

Sección Ag=5.7 cm2 A=100mm B=50mm e=3mm

Con esta nueva sección hallamos la carga máxima que va a resistir.

DISEÑO DEL CORDON A COMPRESION

Pu= 11925.29 Kg

Fn= Tensión Nominal

Para determinar Fn necesitamos λc


Sección Ag=7.47 cm2 A=100mm B=50mm e=4mm


DISEÑO DE LAS DIAGONALES

Máximo esfuerzo a compresión= 2831.2 kg


Sección Ag=1.41 cm2 A=25mm e=4mm

Como es doble sección es 2Ag=2.82


PARANTES DE LA CERCHA A COMPRESION

Máximo esfuerzo a compresión= 5257.33 kg


Sección Ag=3.84 cm2 a=50mm e=4mm

Como es doble sección es 2Ag=7.68 cm2


DISEÑO DE VIGAS DE ACERO POR MOMENTOS

Si se aplican cargas de gravedad a una viga simplemente apoyada de gran

longitud, la viga se flexionara hacia abajo y su parte posterior estará en

compresión y se comportara como un miembro a compresión. La sección

transversal de esta “columna” consistirá en la porción de la sección transversal de

la viga arriba del eje neutro. Para la viga usual, la “columna” tendrá un momento

de inercia mucho menor respecto a su eje “y”. El pandeo lateral no ocurrirá si el

patín de compresión de un miembro se soporta lateralmente a intervalos

frecuentes. Una sección compacta es aquella que tiene un perfil suficientemente

robusto de manera que es capaz de desarrollar una distribución de esfuerzos

totalmente plástica antes de pandearse. En la Figura se muestra una curva

típica con los momentos resistentes nominales o momentos de pandeo

viga en función de longitudes variables no soportadas lateralmente.

de una

Momento nominal en función de la longitud, no soportada lateralmente, del patín de compresión.

En la Figura se aprecia que las vigas tienen tres distintos intervalos o zonas

de pandeo, dependiendo de sus condiciones de soporte lateral, si se tiene un

soporte lateral continuo o estrechamente espaciado, las vigas se pandearan

plásticamente y quedarán en lo que se ha clasificado como zona 1 de pandeo.

Conforme se incrementa la separación entre los soportes laterales, las

empezaran a fallar inelásticamente bajo momentos menores y quedaran

zona 2. Finalmente, con longitudes aún mayores sin soporte lateral, las

fallarán elásticamente y quedarán en la zona 3.

vigas

en la

vigas

Ya que en el capitulo F de la especificación AISC 2005 no aplica el diseño para

longitudes de vigas menores que Lp, solo se analizara las dos zonas restantes;

zona 2 y zona 3.

PANDEO INELÁSTICO, ZONA 2

En esta zona el soporte lateral es insuficiente para permitir que el miembro

alcance una distribución plástica total de deformación antes de que ocurra el

pandeo. Si la longitud sin soporte lateral, Lb, de una sección compacta „I‟ o „C‟ es

mayor que Lp, la viga fallara inelásticamente a menos que Lb sea mayor que una

distancia Lr, entonces cuando Lp Lb Lr:

(3.17) Ecuación F2-2 AISC 2005

El término Cb o coeficiente de momentos se usa para tomar en cuenta el efecto

de los diferentes gradientes de momento sobre el pandeo torsional lateral. En

otras palabras, el pandeo lateral puede verse afectado por las restricciones en los

extremos y las condiciones de carga del miembro.

Al usar valores Cb, el diseñador debe entender claramente que la capacidad de

momento obtenida al multiplicar Mn por Cb, puede ser no mayor que el Mn

plástico de la zona 1 que es igual a Fy*Z. Esto se presenta en la Figura siguiente

Capacidad de momento obtenida para cada longitud Lb.

El valor Cb se determina con la expresión siguiente en la que Mmax es el

momento más grande en un segmento no soportado de una viga, en tanto que

MA, MB y MC son, respectivamente, los momentos en los puntos a ¼, ½ y ¾ del

segmento.

Ecuación F1-1 AISC 2005

Donde:

Rm

Cb

= Parámetro de monosimetría = 1, para vigas „I‟

= 1, para vigas en voladizo.

Los valores de Lp y Lr se calculan de la siguiente manera:


’

PANDEO ELÁSTICO, ZONA 3

Cuando una viga no está totalmente soportada lateralmente, puede fallar por

pandeo lateral respecto al eje más débil entre los puntos de soporte lateral. Esto

ocurrirá aunque la viga este cargada de manera que supuestamente debería

flexionarse respecto al eje fuerte (Ver Figura siguiente).

Pandeo torsional lateral de una viga simplemente apoyada.

Volviendo al capítulo F de la AISC 2005, si la longitud del patín de compresión de

una viga es mayor que Lr, esta se pandeara elásticamente antes de que alcance

el esfuerzo de fluencia en cualquier punto de la sección. Por lo tanto la

especificación presenta la ecuación de momento flexionante cuando Lb =Lr.


Ecuación F2-4 AISC 2005 ‘

Todas las ecuaciones aquí descritas son aplicables para secciones compactas, es

decir para secciones que tengan un perfil suficientemente robusto de manera que

sea capaz de desarrollar una distribución plena de esfuerzo plástico antes de que

alguna de sus partes se pandee (alma o patín). Para que una sección sea

compacta (Ver Figura) debe cumplir las siguientes relaciones:

Valores de b, h y t, por usarse para calcular = razón ancho- espesor.

R U# Zo

nZo

R U©

SECCIONES NO COMPACTAS

Las secciones no compactas tienen razones de espesor del alma mayores que p

pero no mayores que r. Los valores de r están dados en la Tabla B4.1 de la

AISC 2005 y las relaciones ancho a espesor deben cumplir con las siguientes

condiciones:

a) P S

«,! < >?n (Patín) (3.26) Fuente, Tabla B4.1 AISC 2005 & U# Z_

b) ¨ P S

! ?= m<n (Alma) (3.27) Fuente, Tabla B4.1 AISC 2005 & U© Zo

Si tenemos una sección no compacta, es decir con p < r, ,el valor de Mn

puede obtenerse con la siguiente expresión:

S¤ SR# (3.28) F3-1 AISC 2005 w. ¢wR £ cwR £ <= mZoW\ e v

S&# ¤ SR# x¥

Donde:

= b/tf

pf

rf

= p (Patín) = H=AM`•¬ ̂

= r (Patín)

DEFLEXIONES

Las deflexiones de las vigas de acero se limitan generalmente a ciertos valores

máximos de L/240, donde L esta en pulgadas. Hay algunos métodos teóricos para

calcular deflexiones; entre estos métodos se incluyen los de áreas de momentos,

los de la viga conjugada y el trabajo virtual.

“Con estos métodos pueden obtenerse varias expresiones como la del final de

este párrafo para la deflexión en el centro del claro de una viga simple con carga

uniformemente repartida”

?©_l _

Xrl!V\

Donde:

L

w

E

= Longitud del claro

= Carga total de servicio

= Modulo de la sección

• Para una carga concentrada en el centro.

®_X

_ lr!V\

• Para dos cargas concentradas en los tercios del claro.

2X®_X _

qlr!V\

Los voladizos suelen estar sometidos agrandes deflexiones. En una viga en

voladizo con una sección transversal constante, la flecha máxima en el extremo

libre es:

• Para una carga distribuida uniformemente

©_l

•

_ X!V\

Dónde:

Q = carga puntual en el extremo de la viga

RESISTENCIA AL CORTE

La especificación AISC 2005 en el Capítulo G

diseño de un miembro sometido a corte, ØvVn,

estipula que la resistencia de

se determina con la siguiente

expresión para miembros con almas atiesadas y no atiesadas:

Yh i¯ Y. j Y$ Y&%k (3.34)

(3.35) Ecuación G2-1 AISC 2005 Y. <= qZo b© :¯

¨ ! 7 2= 2ln

Si: (3.36) U© Zo

Dónde:

Vd

Vn

Vu

Vreq

v

Aw

Cv

= Resistencia de diseño al corte

= Resistencia nominal al corte

= Carga cortante

= Resistencia requerida al corte

= Factor de resistencia al corte = 1

= Área del alma, (d.tw)

= Coeficiente de corte del alma = 1

Para una carga concentrada en el extremo

4.3 DISEÑO DE LA VIGA CARRILERA

DISEÑO DE LA VIGA CARRILERA

Pelemetos riel=10 Kg/m

WD=0.2*6000/240= 200 kg/m

PL=6000 kg

Mu=24864420 kg/cm

Catálogo de DIPAC

Perfil IPN

Del catálogo de DIPAC tomamos la sección “IPN” que satisface nuestros

requerimientos

Sección= 118.00 cm2 h=400mm s=155mm g=14.40mm

t=8.60mm

Para la verificación de la sección a pandeo lateral:

Dónde:

rts=radio de giro efectivo (mm)

ho=distancia entre los centroides de patines (mm)

J =Constante tosional (mm4)

Cw=Constante de alabeo (mm6)

C=1

Como Lp<Lr

Cb=1.14

Como Mn >Mp, tomamos el momento plástico

Momento resistente:

LA SECCIÓN CUMPLE

Chequeo de la inestabilidad de los componentes del perfil:

Esbeltez en el patín:

Esbeltez en el alma:

Chequeo del perfil a corte:

31.92

CUMPLE

4.3.1 MOMENTO OBTENIDO EN SAP2000 PARA LA VIGA CARRILERA

Sección utilizada

Mu max=2486442 Kg/cm

Vu max=22402,66Kg

Deflexión máxima=0,01196m (dx)=1,2cm

4.4 DISEÑO DE LA MENSULA PARA LA VIGA CARRILERA

Valores obtenidos del programa SAP para el diseño: Vu = Rv = 22403 Kg Determinación de la sección para la ménsula:

𝑀𝑢𝑥 = 𝑉𝑢 ∗ 𝑒 = 22403 ∗ 11 = 246433 𝐾𝑔. 𝑐𝑚 Módulo de sección requerido:

𝑺𝒙 ≥ ≥ 110 𝑐𝑚3

𝜹 ≤ = = 0,073 𝑐𝑚

De Singer y Pytel (Libro de Resistencia de Materiales):

Igualando las dos expresiones anteriores tenemos:

𝐼𝑥 ≥ 390 𝑐𝑚4

Dimensiones escogidas: Características mecánicas: Ixx = 12540 cm4 Sx = 435 cm3 Zx = 790 cm3 Ysup= 12,17 cm Revisión a cortante del perfil bajo la carga (AISC G1, G2.1):

Y según AISC G2.2, no necesita atiezadores si: Aw = d * tw = d * 1 = d Cv = 1 𝑽𝒖 ≤ ∅𝑽𝒏 = 1 ∗ 0,6 ∗ 2500 ∗ 𝑑 ∗ 1 = 1500𝑑

22403 ≤ 1500𝑑 → 𝑑 ≥ 15 𝑐𝑚 Por lo tanto tendrá un peralte variable. Diseño de los conectores alma-patín:

Q = bf * tf * y = 350 cm3 𝑷𝒖 ≤ ∅𝑷𝒏

𝑷𝒖 = 𝝉 ∗ 𝒍 ∗ 𝒃 = 1092 ∗ 40 ∗ 1 = 43663 𝐾𝑔/𝑐𝑚2 43663 ≤ 0,75 ∗ 0,6 ∗ 5000 ∗ 0,707 ∗ 40 ∗ 2 ∗ h𝑤 → h𝑤 ≥ 0,34 𝑐𝑚 Colocamos 2 cordones de 0,4 cm. Diseño de atiezadores para las alas (patín): Separación de los atiezadores: Sabiendo que tf = 1 cm, Volado del ala = 14 cm, tenemos: Momento máximo que puede soportar la placa del patín (McCormac, apéndice E):

Dónde: t = 1 cm, espesor de la placa Mu = momento actuante en un ancho unitario. Φb = 0,9 (LRFD) 𝑴𝒖 ≤𝒕𝟐∅𝒃𝑭𝒚/𝟔≤ 375 𝐾𝑔. 𝑐𝑚 (A) Cálculo de carga actuante en la Zona del apoyo: Ac = 28x22 = 616 cm2 𝑴𝒖 =𝒘𝒍2/𝟏𝟐 Dónde: w = carga (Kg/cm), para una franja unitaria 𝒘 =1*𝑽𝒖/𝑨𝒄= 22403/616=36,4Kg/𝑐𝑚

𝑀𝑢 =34,46 ∗ 𝑙2/12 (B) Igualando: ecuaciones (A) y (B)

34,46 ∗ 𝑙2/12 ≤ 375 → 𝑙 ≤ 11,42 𝑐𝑚 Asumo, L = 11 cm

DISEÑO DE COLUMNAS DE ACERO CARGADAS AXIALMENTE A COMPRESION

Hay tres modos generales según los cuales las columnas cargadas axialmente pueden fallar:

1.-El pandeo flexionante; Llamado también pandeo de Euler, los miembros están sometidos a flexión cuando se vuelven inestables.

2.-El pandeo local; Ocurre cuando alguna parte o partes de la sección

transversal de una columna son tan delgadas que se pandean localmente en

compresión antes que los otros modos de pandeo puedan ocurrir.

3.-Pandeo torsionante; Puede ocurrir en columnas que tienen ciertas

configuraciones en su sección transversal.

Entre más larga sea una columna para una misma sección transversal, mayor es su tendencia a pandearse y menor será la carga que pueda soportar. La tendencia al pandeo depende también de los siguientes factores: tipo de conexión en los extremos, excentricidad de la carga, imperfecciones en el material de la columna, esfuerzos residuales de fabricación, etc.

El esfuerzo bajo el cual una columna se pandea obviamente decrece conforme la

columna se hace más larga. Después de que ella alcanza una cierta longitud,

ese esfuerzo se habrá reducido al límite proporcional del acero. Para esa

longitud y

longitudes mayores, el esfuerzo de pandeo será elástico. Para que una columna se pandee elásticamente, deberá ser larga y esbelta. Su

carga de pandeo P puede calcularse con la fórmula de Euler.

Esta fórmula se escribe usualmente de un modo un poco diferente que implica la

Relación de esbeltez de la columna. Como podemos decir que

Sustituyendo este valor en la ecuación anterior, se obtiene el esfuerzo crítico o de pandeo de Euler. Y se le designa con Fe.

Puede notarse que la carga de pandeo determinada por la fórmula de Euler es independiente de la resistencia del acero utilizado Esta ecuación resulta útil cuando las condiciones de apoyo de sus extremos se analizan con detenimiento. LONGITUD EFECTIVA DE UNA COLUMNA El concepto de longitud efectiva es simplemente un método matemático utilizado para reemplazar una columna con cualquier condición en los extremos por una columna equivalente con extremos articulados. En la figura siguiente se muestran algunas longitudes efectivas de columnas.

Resulta claro que entre menor sea la longitud efectiva de una columna menor

será el el peligro de que se pandee y mayor su capacidad de carga.

Pueden usarse análisis matemáticos teóricos para determinarse las longitudes efectivas pero, tales procedimientos son muy largos, el procedimiento usual es el que se muestra en los valores que se interpolan de la siguiente figura. Dónde:

Los subíndices A y B se refieren a los nudos en los dos extremos de la columna considerada. G se define como.

En donde Σ es la sumatoria de todos los miembros conectados rígidamente al nudo, y localizados en el plano de pandeo de la columna considerada; Ic es el momento de inercia y Lc la longitud no soportada lateralmente de la columna; Ig es el momento de inercia y Lg es la longitud no soportada de un trabe u otro miembro restrictivo; Ic e Ig se toman respecto a ejes perpendiculares al plano de pandeo que se está considerando.

Para extremos de columnas soportadas, pero no rígidamente conectadas a la cimentación, G es teóricamente igual a infinito, pero a menos que la unión se construya como una verdadera articulación sin fricción, se deberá tomar G = 10 para diseños prácticos. Si la columna está unida rígidamente en su extremo a la cimentación puede tomarse G = 1. Se puede usar valores menores si se justifica analíticamente. El nomograma permite al diseñador obtener buenos valores de K sin tener que usar largos procedimientos de tanteos con las ecuaciones de pandeo.

Cuando se dice que el ladeo está impedido, significa que se tienen otros elementos aparte de trabes y columnas para impedir la traslación horizontal de los nudos; o sea, que se tiene un sistema de arriostramiento lateral, o bien muros de cortante. Si se dice que el ladeo no está impedido, significa que la resistencia a la traslación horizontal es suministrada sólo por la resistencia a la flexión y la rigidez de las trabes y vigas del marco en consideración con sus juntas continuas. Para determinar un valor de K para una columna particular, se dan los siguientes pasos: 1. Seleccione el nomograma adecuado (ladeo impedido o ladeo no impedido). 2. Calcule G en cada extremo de la columna y designe GA y GB como se desee. 3. Dibuje una línea recta sobre el nomograma entre los valores de GA y GB y lea K donde la línea corte a la escala K central. Si una viga o trabe está unida rígidamente a una columna, su rigidez I/L debe multiplicarse por el factor apropiado dado en la Tabla 3.6, dependiendo de la condición en el extremo alejado del miembro.

FORMULAS PARA COLUMNAS La resistencia de diseño (Pd) del elemento columna puede determinarse como sigue:

La fuerza de pandeo por flexión, Fcr, está determinada de la siguiente manera cuando:

DISEÑO POR ESFUERZOS COMBINADOS DE CARGA AXIAL Y FLEXIÓN Una manera de comprobar el diseño de miembros cargados axialmente a compresión, cuando se encuentran sometidos a una combinación esfuerzos como esfuerzos de flexión y torsión, es usando las ecuaciones descritas en el capítulo H de la ASCE 2005, bajo ciertos parámetros:

4.5 DISEÑO DE LA COLUMNA

Diseño de la columna sin considerar el sismo:

Combinaciones:

Calculo del área requerida Ag:

Donde:

Ag = área bruta de la sección

Fcr = tensión critica

= 0.9

Pu= 22403+5792.31=28195.31 kg

Del catálogo DIPAC obtenemos un perfil HEB que cumpla con las características:

Determinando los factores de amplificación de efectos:

Dónde:

=1

Las estipulaciones del LRFD estipulan que el valor Cm debe deben tomarse de la

siguiente manera:

a) Para miembros con extremos restringidos Cm=0.85

b) Para miembros con extremos no restringidos Cm=1.0

Si se usa cualquiera de esos dos valores o si interpolamos entre ellos, los resultados

serán probablemente muy razonables.

Interpolando obtenemos Cm=0.9

K=factor de largo efectivo

L=luz libre de la columna

Pnt=fuerza axial, sin desplazamiento lateral

Plt= Fuerza axial por desplazamiento

Para el cálculo del factor de largo efectivo para el pandeo por flexión:

Con la ayuda de Nomogramas

Y utilizando la fórmula:

Del Nomograma Obtenemos:

Chequeo del perfil a carga axial:

Eje x-x:

Eje y-y:

Calculo del límite de esbeltez:

CUMPLE

Calculo de la tensión crítica:

Calculo de la carga última resistente:

CUMPLE

Verificación del perfil a flexión por pandeo lateral:

Lp <Lr

Cb=1.14

Como Mn >Mp, tomamos el momento plástico

Momento resistente:

LA SECCIÓN CUMPLE

4.6 DISEÑO DE LA COLUMNA CONSIDERANDO SISMO

DETERMINACION DE LA CARGA SISMICA PARA LA COLUMNA

Se determinara la carga sísmica para comprobación de la columna ya que en el diseño

de este elemento no se consideró el mismo, para lo cual se basar en el NEC 2011.

Periodo de Vibración

Ct= 0,047

Alfa= 0,9

Hn= 7,7

T= 0,29507982

Limite periodo de vibración

Zona sísmica, para nuestro diseño tomamos Z=0,4 (Provincia del Guayas)

Suelo.- para el diseño se toma como incompetente, tomamos el suelo tipo E

Fs 1,65 Factor de comportamiento inelástico del subsuelo.

Tipo de suelo E

Fd 1,3 Factor de sitio

Tipo de suelo E

Fa 1,12 Factor de sitio

Tipo de suelo E

Cálculo de Sa: factor espectro elástico de diseño en aceleraciones

N 2,480 relación de amplificación

espectral

Z 0,400 Factor de zona sísmica

Fa 1,120

Sa 1,111

Determinación del cortante vasal

V = 0,185173333

V=0,185W donde W=100%D+25%L

Pesos de [Kg]

CUBIERTA 420,45

LOSA 172684

VIGAS 4444,8

COLUMNAS 7416 Eternit y manp 5000

W=35176,5 Kg, para cada columna tenemos E=2932 Kg

CM 1

CV 2

W 2

I 1

R 6

FiP 1

FiE 1

COMPROBACION DE LA COLUMNA AL SISMO EN EL SAP2000

Sección utilizada

Cargas para la columna

VIVA SISMO

Con el momento de la viga carrilera y e de la ménsula

El momento es de M=4398100+246433 =4644533Kgcm

Reviso con M=1759200Kg*cm>4644533Kgcm

4.7 DISENO DE LA PLACA BASE DE LA COLUMNA

CARGA AXIAL= P = 22403 Kg

Momento negativo=M=-1759200 kg.cm

Reacción horizontal en el apoyo= 2932 kg

Columna (perfil HBE 280)

Calculo de la distribución de tenciones en la placa

Sección base de hormigón= 45 x 45 cm

Sección base de l aplaca= 35x35 cm

CALCULAMOS LA TENSION EN EL BORDE DEL PATIN DE LA COLUMNA

Por medio de triángulos semejantes calculamos la tensión que se da en la placa bajo el

patín de la columna

Se considera como la parte más desfavorable la placa que está en voladizo, se

obtendrá el momento actuante y el cortante considerado como una viga empotrada.

DETERMINACION DEL ESPESOR DE LA PLACA

MacComac, apéndice E

Fy= 2500 Kg/cm2 (acero A36)

El espesor demasiado grande por lo que procederemos a rigidizar la plancha de la

siguiente manera

No hay planchas en el mercado con este espesor

Diseñamos planchas rigidizadores (que se colocan entre cada perno) como

vigas que en un conjunto con la plancha base darán como resultado una viga T

La plancha base será de 1 cm de espesor

El espesor del rigidizador será de 6mm, tiene 5.5 cm de alto y 3.5 cm de largo

Los calculos se detallan a continuación:

Ancho tributario = 6.2 cm

M=2213*6.2=13720.6 kg cm

Mu=

Donde:

S: placa compuesta = 6.4 cm3 > Sx

ANCLAJE DE LA PLACA

Se usaran varillas corrugadas de Fy = 4200 Kg/cm2

Colocando las varillas separadas 36 cm, tenemos:

F= M/d =1261281 / 38 = 33192 kg

Colocando 5 varillas tenemos:

D= 1.88 mm

Asumimos varillas de 24mm, debidoa que se reducirán cuando se le saque la rosca

Separación entre varillas = 34 – 4 – 5(2.4) / 4 = 4.5 cm (grupo centrado en placa)

Determinación de la longitud de trazo de rosca

Sabiendo del cálculo anterior

T= F / 5 = 6638 kg (tensión en cada varilla)

Dónde:

h=Longitud de rosca gruesa

фr= diámetro interior de la rosca

Asumimos

h= 1 cm

Tuercas ancho = 1cm

4.8 DISEÑO DE LOS ELEMENTOS DE ENTREPISO DE LA NAVE

INDUSTRIAL (HORMIGÓN ARMADO)

DISEÑO DE LA LOSA DOBLE T DE HORMIGON ARMADO

La disposición de las columnas es de la siguiente manera:

Se diseña la losa como una serie de vigas doble T continuas simplemente

apoyadas de:

Luz = 6 m.

CALCULO DE LAS CAGAS

SECCIÓN HIPOTÉTICA

Para que la viga trabaje como sección T se calcula el ancho efectivo del ala

según el ACI 318.05

De tal forma que el menor valor de estos, es el bmax, así:

bmax= 1.5 m.

bmax= 2.27 m.

bmax= 1.55 m.

Entonces se toma el valor de 1.5 m para una viga T como son dos vigas unidas

B máx. = 3 m.

El diseño se realizara para una viga T sola y después se unirán dos vigas para

formar una doble T

CARGAS DE DISEÑO

CARGA VIVA

Si cada persona pesa 48 kg y si la viga esta se diseña para una carga de 20

personas sobre ella se tiene:

CV=20*48 = 960 kg dando 640 kg/m

CARGA MUERTA

El peso propio de la viga se calcula multiplicando la sección transversal de la

viga por el peso específico del hormigón:

Área de la sección transversal de una viga T = 0.48 m2

Peso específico del hormigón = 2400 kg/m3

CM=0.48*2400= 1152 kg/m

CARGAS MAYORADAS DE DISEÑO

Se calcula la combinación de las cargas según el ACI 318.05

GRAFICO DE MOMENTOS Y CORTANTES

El cortante maximo se localiza en los extremos de la viga y tiene la misma

magnitud que las reacciones con simple apoyos:

Se diseña con el momento flector maximo que se produce a lo largo de la viga,

como son simple apoyos este momento se localiza en el centro de l a viga

DISEÑO A FLEXION

Se tiene el diagrama de fuerzas internas para flexion en una viga T simple.

Donde:

La condicion de diseno es que:

Entonces se parte de:

Para la condicion en que la resistencia nominal a la flexion sea igual a se

cumple que:

SI no necita armadura a compresion por lo que se definen:

Donde:

a: altura del bloque rectangular de esfuerzos a compresion del hormigon

Asf: parte de la armadura traccionada que compensa la compresion de

las alas

Mn1: parte de la resistencia nominal a flexion ,\aportada por Asf

Mn2: : parte de la resistencia nominal a flexion aportada por la armadura

que compensa la compresion del alma (As-Asf)

Para encontrar As, se propone comenzar con a=hf ; y seguir los siguientes

pasos:

1. Calcular Asf

2. Calcular Mn1

3. Dado a, despejar Mn2

4. Conocido Mn2, despejar (As-Asf)

5. Conocido (As-Asf), recalcular a

6. Sie el nuevo valor de a, no difiere mucho del anterior dejar de iterar y

con,los valores de Asf y de (As-Asf) obtener As. En caso contrario,

repetir los pasos 3,4,5 y 6, iniciando con el nuevo valor de a

Debido a que nuestra seccion hipotetica no trabaja como viga T, se varia la

seccion hasta lograr este proposito de tal forma que si bmax. es el limite del

ancho del patin, se puede bajar la seccion utilizando las mismas cargas de

diseño con lo que se consegiria una estructura estable.

SECCION DEFINITIVA

Al realizar los cambios en la seccion con el objetivo que cumpla las condiciones

de diseño expuestas para la flexion se ha realizado un programa en microsoft

exel (ANEXO CALCULO DE LA LOSA DOBLE T) donde se tiene la seccion

definitiva:

UNIDAD

f'c 220 Kf/cm2

fy 4200 Kf/cm2

hf 12 cm

b 60 cm

bw 35 cm

recubrimiento 6 cm

h 25 cm

Mu 1100000 kg . Cm

DATOS

Con esta seccion de hormigon de una viga doble T; se tiene un seccion total de

acero de refuerzo de 20.4 cm2 esto es para cada viga T

Para la losa se necesita de 10 vigas doble T de estas caracteristicas.

DISEÑO A CORTE

Condicion de diseño

Donde:

Vu: esfuerzo de corte solicitante mayorado en la seccion.

Vn: es la resistenci a nominal al corte.

Donde:

Vc: resistencia al corte proporcionada por el hormigon

Vs: resistencia al corte proporcionada por el acero.

REDUCCION DE Vu CERCA DE LOS APOYOS

Se permite diseñar las secciones con un corte Vd a una distancia “d” desde la

cara del apoyo. Siempre y cuando se cumplan las siguiente condiciones de

apoyo

Para nuestra Nave industrial utilizaremos simple apoyos por lo tanto cumple con

la condicion 1, y se puede diseñar con un corte Vd.

Para elementos sometidos unicamente a flexion y corte se tiene:

Si cosideramos la armadura perpendicular al eje del elemento se tiene:

Donde:

Av: área de la armadura por corte

S: espaciamiento de la armadura por corte, medida en dirección paralela

a la armadura longitudinal

Si es que no cumple con esta restricción deberá de cambiarse la sección de la

viga, entonces se tiene:

Si se considera hormigon no pretensado el espaciamiento “s” es el menor de:

Cuando el esfuerzo de corte mayorado Vu exeda la mitad de la resistencia a la

corte proporcionada por el hormigón фVc; se debe disponer de la siguiente

armadura mínima:

Debido a que nuestro cortante es de 7220 kg. y que el valor de фV/2 =2091 kg.

se dispone de la armadura mínima como Av min. = 0.27 cm2.

DISEÑO A CORTANTE

CALCULOS PREVIOS UNIDAD

Vu 7220 kg

LUZ 6 m

Vud 6763 Kg

Vc 5228 Kg

s 9.5 cm

COMPROBCION ARMADURA MINIMA

фVc/2 2091 REQUIERE ARMADURA MININA Vud 6763

Av min 0.2771 cm2

Como esta sección no hay se coloca la sección mínima disponible en el

mercado que es de 1 ф 6 mm. Cada 9.5cm que es el espaciamiento que se ha

obtenido de las formulaciones expuestas. Estos cálculos se muestran en el

ANEXO

CAPA DE HORMIGON SOBRE LAS VIGAS

Se coloca una capa de hormigón de 5 cm sobre las vigas que conforman el entrepiso

para formar la losa, debido a la luz de 6 metros se coloca refuerzo transversal.

Este refuerzo transversal es calculado como refuerzo mínimo en una viga; El ACI

sugiere la armadura mínima:

Para hormigones menores a 500Kg/cm2

El espaciamiento será de 60 cm (criterio propio de diseño).

DISEÑO DE LA VIGA DE APOYO

Las vigas de apoyo de las vigas doble T que conforman la losa se diseñan como vigas

rectangulares.

CARGAS DE DISEÑO

Se calcula la carga de diseño esto es

Donde

: carga distribuida mayorada

CM: carga muerta ( por peso propio de la estructura)

CM = (0.5*0.4*2400) Kg/m

El cortante maximo se localiza en los extremos de la viga y tiene la misma magnitud

que las reacciones con simple apoyos:

Se diseña con el momento flector maximo que se produce a lo largo de la viga, como

son simple apoyos este momento se localiza en el centro de la viga

DISEÑO A FLEXION

Dónde:

h: altura de la viga rectangular.

d‟: recubrimiento.

b: ancho de la viga rectangular

Єs: deformaciones unitarias al nivel del centroide de la armadura traccionada.

Cs: compresión que resiste el acero

Cc: compresión que resiste el concreto

T: tracción que resiste el acero

C: profundidad del eje neutro

Condición de diseño

Si diseñamos para que no exista armadura en compresión se tiene las formulaciones

realizando momentos con respecto al eje de la sección comprimida.

Realizando equilibrio de fuerzas internas se tiene:

Dónde:

Si suponemos que la armadura fluya antes que el hormigón alcance la resistencia, se

tiene que:

Fs = Fy

Por lo que es necesario verificar el comportamiento de la armadura para que alcance

su fluencia en caso de no lograr esto se debe aumentar la sección o la calidad del

hormigón.

Se comienza con un valor de la resistencia de hormigón de 220 kg/cm2

Debido a que con este valor de resistencia del hormigón va a fallar primero el hormigón

se sube la sección o la resistencia pero vamos a optar por subir la resistencia del

hormigón ya que la sección en si ya es grande.

Si aumentamos la resistencia del hormigón a 320 kg/cm2 se tiene:

DESCRIPCION VALOR UNIDAD

f'c 320 Kg/cm2

fy 4200 Kg/cm2

Mu 4104900 Kgr * cm

Mn 4561000 Kgr * cm

b 40 cm

h 50 cm

d 44 cm

a 21.40 cm

EM=0 0 s/n

As 55.44 cm2

COMPROBACION DE FLUENCIA 4485.2 Kg/cm2

DISEÑO A CORTE

El diseno a corte se realiza de igual forma que en el caso de la viga T

Condicion de diseño

Donde:

Vu: esfuerzo de corte solicitante mayorado en la seccion.

Vn: es la resistenci a nominal al corte.

DISEÑO A CORTANTE

CALCULOS PREVIOS UNIDAD

Vu 27336 kg

LUZ 6 m

Vud 26500 Kg

Vc 5247 Kg

s 22 cm

COMPROBCION ARMADURA MINIMA

фVc/2 1968 REQUIERE ARMADURA MININA

Av min 0.73 cm2

La sección mínima de acero es de 4.25 cm2

DISEÑO DE LAS COLUMNAS DE HORMIGON ARMADO

Se disenan las secciones de las columnas centrales que soporta la losa de entrepiso,

estas dos columnas estasn dispuestas de la siguiente manera:

En la figura anterior se muestra una area de aporte de carga, ya que las columnas de

hormigon no van a soportar todo el peso de la losa sino parte de ella debido a que las

columnas esquineras que son de acero aportan en gran parte a la compensacion de

cargas.

El peso de la losaceta y de las vigas doble T que forman parte de la losa son

transmitidas a las vigas de soporte y estas cargas conjuntamente con el peso propio de

esta viga son transmitidas axialmente al eje de la columna.

CARGAS DE DISEÑO

Se ha tomado el área de aporte como secciones de igual magnitud así el área de

diseño será

Área de aporte de cargas = 6m de longitud X 3m de ancho; a la longitud de 6 m le

corresponde 5 vigas doble T con la respectiva loseta de 5cm.

Como

La carga lineal de cada viga doble T es de 2278.4 kg/m

El volumen de hormigón para 6X3 m2 es de 0.9m2

Que es el peso concéntrico sobre la columna.

DISEÑO POR DIAGRAMAS DE INTERACCIÓN DE MU Y PU

Se propone una sección hipotética y se calcula la cantidad de acero para refuerzo

longitudinal y se propone un hormigón con resistencia igual a 280 kg/cm2

Se diseña para que la columna sea reforzada en las 4 caras y se calcula los

parámetros con los cuales se entra a los diagramas

El ACI señala que la relación de refuerzo o cuantía este entre 1 % - 6% siendo lo más

óptimo que se obtenga el 2%. Para ello se ocupa este último valor:

Para obtener la carga resistente de la columna se procede a calcular los parámetros

que están en los diagramas de la siguiente manera:

Con este valor se calcula 𝜶,

Donde:

NT: CARGA AXIAL ULTIMA

Debido a que NT P

ARMADURA TRANSVERSAL

Una vez determinado el refuerzo longitudinal se procede a determinar la armadura

transversal. Se supone un diámetro de varilla inicial para estribo, teniendo que ser ≥

Ø8mm y se procede a calcular la separación necesaria que requiere el diámetro

impuesto de estribo tanto para la sección libre como para la parte de entrepiso y

ménsulas:

Se calcula la longitud a colocar la respectiva separación S1:

En donde L es la longitud libre dela columna

CONCLUSIONES

Al realizar el siguiente proyecto aprendimos a encontrar el cortante vasal para

obtención de la carga sísmica para una zona en particular de nuestro país, mediante el

uso de diferentes coeficientes en los cuales están relacionadas las propiedades del

suelo donde se realizara la cimentación.

El acero como material estructural es usado mundialmente como uno de los principales

materiales por lo que aprender del diseño y comportamiento de estructuras de este

material debería ser impartido con mucho más detalle en nuestra facultad, ya que para

nuestro caso no tomamos esta materia con lo cual se complicó entender por nuestros

medios los métodos de diseño de estructuras de acero.

Los puentes grúa cargados producen reacciones en la viga por donde son

transportados mayores cuando se genera el frenado en los mismos por lo cual para el

diseño de la viga carrilera se consideró el caso más desfavorable de carga y la

reacción máxima producida por el puente grúa en la viga.

Para la verificación de los esfuerzos en cada uno de los elementos estructurales de la

nave industrial se modelo en el programa SAP2000 los elementos con las cargas las

cuales no difirieron o fueron casi exactas para los diseños.

BIBLIOGRAFIA:

American Iron and Steel Institute / AISI 2001

American Institute of Steel Construction (AISC 2005)

NEC 2011

McCormac, J. Diseño de Estructuras de Acero. Método LRFD.

Edición. 2002

Vinnakota, Diseño de Estructuras Metálicas por el Método LRFD.

Singer, Resistencia de

Materiales.

Tina

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