Proyectos Específicos_granja Avícola

ESTRUCTURAS DE MADERA

CAPÍTULO VII

CAPITULO 7 PROYECTOS ESPECÍFICOS PROYECTO #2: GRANJA AVÍCOLA Se pretende diseñar una granja avícola, para la zona del Altiplano, el espacio disponible para esto es de un terreno de 10 metros de ancho y 35 metros de largo. SOLUCIÓN

10m

CERCHA SOBRE VIGAS C/1.17 [m]

Para el diseño de esta granja avícola, se escoge el uso de una armadura tipo Abanico, que van de acuerdo a las recomendaciones para proporciones y luces recomendables de armaduras de madera, para luces entre 6 y 12 metros, como parte de solución al problema, dicha armadura sustentará las correas, las cuales a su vez sustentarán la cubierta a utilizar. Finalmente las armaduras se apoyarán sobre las vigas principales las cuales transmitirán las cargas a las columnas. Para realizar un diseño que sea efectivo y cumpla con la función destinada de la mejor manera, será necesario recurrir a la experiencia y de faltar ésta: la observación de proyectos similares o de características parecidas puede ser una buena forma de realizar un buen diseño.  Las columnas si son de madera no deben estar separadas más de 4 metros.  Cuando las armaduras son de madera, la separación entre ellas en ningún caso superará los 2 metros. (Fuente. Ingeniero Oscar Antezana M.). De acuerdo a las observaciones anteriores se procederá a establecer el siguiente esquema:

VIGA SOBRE COLUMNA

3.5m

COLUMNA C/3.5 [m]

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35m

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CAPÍTULO VII

Las armaduras tendrán la siguiente geometría:

L/6

2m.

ARMADURA TIPO ABANICO

CORREA c/35 [cm]

L/3 5m.

5m.

 Separación entre armaduras: S = 1.17 metros.  Separación entre correas: S1 = 0.35 metros.  Separación entre columnas: S2 = 3.5 metros. DISEÑO DE CORREAS Será necesario definir todas las fuerzas que influyen para hacer con esto el respectivo orden de cargas.  Peso de la cubierta  Peso por efecto de nieve (Altiplano).  Peso por sobrecarga de servicio (Mantenimiento).  Peso propio de la correa  Peso por efecto de viento. a) Para el peso de la cubierta es posible seleccionar uno de la tabla 7.1. En nuestro caso escogeremos el peso propio correspondiente a la chapa de metal de 1.5 mm. sobre correas, igual a 15 kg/m2. b) Para el peso por efecto de nieve, asumiremos un valor de 40 kg/m2. c) El peso producido por la sobrecarga de servicio correspondiente a un techo inclinado será de 50 kg/m2 según lo indica la Tabla 13.3. del Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino. d) Para el peso propio de la correa asumiremos una escuadría de 2”x 2.5”, al ser una construcción de no mucha importancia, usaremos madera del Grupo B. e) La presión originada por el viento es posible estimarla mediante las siguientes expresiones: p = Cd ۰ q ; q = 0.00483 ۰ V2 Donde “p” es la presión o succión perpendicular a la superficie que ejerce el viento, en kg/m2. “Cd” un coeficiente adimensional que depende de la posición de la superficie con

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CAPÍTULO VII

respecto a la dirección del viento, la cual se supone horizontal (Ver anexos) y “V” es la velocidad del viento en km/h. Tomaremos para nuestro análisis una velocidad máxima de 120 km/h. TABLA 7.1 PESO PROPIO DE COBERTURAS kg/m2 Descripción Cartón bituminoso En tres capas sin gravilla 13 En tres capas con gravilla 35 Cielo raso de yeso con carrizo 25 Chapa de metal de 2 mm. Sobre entablado 30 Cobertura doble en teja plana sobrepuesta y desplazada a media reja 100 Chapa de metal de 1.5 mm., sobre correas 15 Cubierta de lona sin armazón 3 Cubierta de vidrio sobre tavesaños de acero (espesor del vidrio 5 mm.) 25 Cubierta de vidrio sobre tavesaños de acero (espesor del vidrio 6 mm.) 30 Cubierta de vidrio armado (alambre) de 5 mm. De espesor 30 Planchas de asbesto cemento Corrugado de 4 mm. Peso por área útil 9 Corrugado de 5 mm. Peso por área útil 13 Canalón plegado de 5 mm. 17 Teja cóncava con asiento de mortero con cabios a 0.335 m. 80 Teja concava de encaje con cabios a 0.335 m. 70 Teja plana sellada con mortero con cabios a 0.275 m. 80 Teja plana o cola de castor con cabios a 0.275 m. 70 Teja serrana de 105 kg/m2 asentada sobre torta de barro de 0.02 m. mas paja 160 Torta de barro de 2.5 cm. sobre entablados simples de 0.02 m. 67 Torta de barra más paja. 55 Ref.: TABLA 13.6 de pag. 13-5 del Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino

d) ESCUADRÍA:

 b =5 cm  h =6.35 cm

El peso propio será:

Pp = γ ⋅ b ⋅ h Pp = 700 k/m3 . 0.05 m . 0.0635 m = 2.22 k/m 2 φ = arctg ⇒ φ = 21.8º  De la gráfica sacamos: Cd = 0.07 ⋅ 21.8º-2.10 = -0.574 5 q = 0.00483 ⋅ 120 2 = 69.55 kg/m 2 p = 0.574 ⋅ 69.55 = 39.92 ≅ 40 kg/m 2 (Succión lado Barlovento) Entonces: e)

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Una vez determinadas todas las cargas actuantes procederemos a calcular la influencia de estos sobre las correas: Ppor m 2 ⋅ S1 ⋅ S Plongitunal = = Ppor m 2 ⋅ S1 → [k / m] S

S

S1

PCubierta = 15 k/m2 ۰ 0.35 m = 5.25 k/m ↓ PNieve = 40 k/m2 ۰ 0.35 m = 14 k/m ↓ PMantenimiento = 50 k/m2 ۰ 0.35 m = 17.5 k/m ↓ Pp =2.22 k/m ↓ Pviento = 40 k/m2 ۰ 0.35 m = 14 k/m Combinación de Cargas Para hacer la combinación de cargas se tendrá que suponer los casos más desfavorables. Por ejemplo: habrá carga por mantenimiento siempre y cuando las condiciones climáticas sean apropiadas para éste o sea que sólo podrá presentarse una de las cargas entre la carga de nieve y la de mantenimiento, entonces escogemos la más desfavorable que será la de mantenimiento. Siguiendo el mismo razonamiento suponemos que para que el mantenimiento se realice no tendrá que ser precisamente en las condiciones más desfavorables de viento, razón por la cuál solamente tomaremos en cuenta el 80% de la carga por viento anteriormente calculada. PCubierta + Pp + PMantenimiento ↔ 24.97 ≈ 25 k/m ↓ 0.8 ۰ Pviento ↔ 11.2 ≈ 12 k/m (En dirección perpendicular a la superficie que ejerce el viento)

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12 k/m q2

ϕ q1 ϕ

25 k/m

senφ = 0.37; cosφ =0.93 q1= 23.25 ≈ 24 k/m q2= 9.25 ≈ 10 k/m C = 10 k/m C = 12 k/m De acuerdo al grado de inclinación de la estructura superior de la granja, el viento actúa ejerciendo succión sobre la estructura ayudando a soportar las demás cargas, por lo que el caso más desfavorable será cuando no haya presencia de viento. Entonces: C = 10 k/m C

= 24 k/m

FLECHA: La flecha admisible será:

adf =

L (cm) 117 = = 0.43 cm 275 275

La flecha que produce la carga será:

5 ⋅ q ⋅ L4 f1 = = 384 ⋅ E ⋅ I

5 ⋅ 0.24 ⋅ 117 4 = 0.073 cm 5 ⋅ 6.353 384 ⋅ 75000 ⋅ 12

5 ⋅ q ⋅ L4 = 384 ⋅ E ⋅ I

5 ⋅ 0.10 ⋅117 4 = 0.049 cm 6.35 ⋅ 53 384 ⋅ 75000 ⋅ 12

f2 =

2

2

f = f1 + f 2 = 0.088 cm. < adf ⇒ BIEN La escuadría asumida para la correa es adecuada, pero ligeramente sobredimensionada.

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DISEÑO DE LAS ARMADURAS Las armaduras sólo están sometidas a esfuerzos en los nudos, los esfuerzos externos son iguales a la mitad que los del medio debido a su área de influencia. No es conveniente modificar la combinación de carga a no ser que se desee incluir otra carga (Por Ej. Cielo Raso), tratándose de una granja avícola no es necesaria esta inclusión. La separación entre armaduras será mayor a 60 cm. por lo que se usará para el diseño un módulo de elasticidad mínimo igual a Emin = 75000 kg/cm2. Combinación de Cargas

1.17

1.17

VISTA EN PLANTA AREA DE INFLUENCIA DE ARMADURA

10 6

10 6

10 6

10 6

10 6

10 6

Considerando las siguientes cargas:  Peso cubierta: PCubierta = 15 k/m2.  Peso de las correas: PCorreas ≈ 6.30 k/m2. o Total carga muerta por m2 de cobertura  21.30 k/m2. o Proyectado al plano horizontal 21.30 k/m2 ۰ cos21.8º=19.77 ≈ 20 k/m2  Peso propio de la armadura aproximado ≈ 13 k/m2.  Peso por sobrecarga de uso (Mantenimiento): PMantenimiento = 50 k/m2. Las cargas uniformemente repartidas sobre la cuerda superior serán: WP = (50+20+13 ) ۰ S = 83 ۰ 1.17 = 97.11 ≈ 98 k/m Las cargas concentradas equivalentes sobre la cuerda superior serán: P = WP ۰ L/6 = 98 k/m ۰ 10/6 = 163.33 ≈ 164 k

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Tomar los valores máximos de fuerzas de las barras de la salida de datos (Ver anexos): Cuerda Inferior  T = 136.66 (Tracción) C = 273.31 (Compresión) Cuerda Superior  C= 1103.93 (Compresión) Diagonales  T = 320.25 k (Tracción) C = 220.74 k (Compresión) Pendolones  C = 164.03 k (Compresión)

1.66 m

1.66 m

1.66 m

9

8

2. 6

0

1.33 m

m

2.0 m

7

5 1.7

1

95

m

3

2

6

1.7

95

m

4

3.33 m

a) Cuerda superior.-La longitud efectiva del elemento puede ser tomada como 0.4 (L1+L2)

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98 k/m 1103.93 k

BARRA 4 1103.93 k

Para la longitud efectiva, de la tabla 6.2. se saca que para una cuerda la longitud efectiva puedes ser: Lefect = 0.4 (L1+L2) = 0.4 ( 1.795+1.795) = 1.436 m. De la tabla 6.3. se saca que el momento de diseño debido a una carga distribuida para la cuerda superior para una armadura de este tipo es: M=

w ⋅ L2 11

De la figura 6.4. se saca que la longitud L es igual a: L=

L1 + L 2 1.667 + 1.667 = = 1.667 m. 2 2

Entonces:

M=

w ⋅ L2 98 ⋅ 1.667 2 = = 24.75 k ⋅ m 11 11

Asumimos una sección: Base (b) = 7.5 cm Altura (h) = 7.5 cm

Se tiene una esbeltez igual a: λ =

Lefe 143.6 = = 19.15 d 7.5

De la tabla 4.4 se saca el valor de Ck , que para una columna del Grupo B vale 18.34. Entonces la columna es larga. La fórmula que corresponde para hallar la carga admisible para una columna larga es :

N adm = 0.329 ⋅

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E⋅A λ2 FACULTAD DE CIENCIAS Y TECNOLOGIA

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N adm = 0.329 ⋅

km =

75000 ⋅ 7.5 ⋅ 7.5 = 3784.8 k 19.15 2

1 1 − 1.5 ⋅

N N cr

donde : Ncr es la carga critica de Euler:

N cr =

π2 ⋅ E ⋅ I L ef 2

π 2 ⋅ 75000 ⋅ 7.5 4 N cr = = 9464.89 kg 12 ⋅ 143.6 2 km =

1 = 1.21 1103.93 1 − 1.5 ⋅ 9464.89

El modulo resistente de la sección es :

Z=

b ⋅ h 2 7.5 ⋅ 7.5 2 = = 70.31 cm 3 6 6

k ⋅M N + m <1 N adm Z ⋅ fm Verificando a la flexocompresión: Por lo tanto la sección de 7.5 cm.x 7.5 cm. resiste las solicitaciones externas. b) Cuerda Inferior. La compresión es más peligrosa que la tracción por lo tanto verificaremos la escuadría del elemento que se encuentra a compresión.

1103.93 1.21 ⋅ 2475 + = 0.57 < 1 3784.8 70.31 ⋅150

∴ CUMPLE

Lefect = 0.4 (L1+L2) = 0.4 ( 3.33+3.33) = 2.664 m.

BARRA 2

273.31 k

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273.31 k

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CAPÍTULO VII Base (b) = 7.5 cm Altura (h) = 7.5 cm

Se tiene una esbeltez igual a : λ =

L 266.4 = = 35.52 d 7.5

.La fórmula que corresponde para hallar la carga admisible para una columna larga es :

N adm = 0.329 ⋅ N adm = 0.329 ⋅

E⋅A λ2

75000 ⋅ 7.5 ⋅ 7.5 = 1100.10 k > 273.31 k BIEN 35.52 2

c) Diseño de Diagonales

320.25 k

BARRA 11

320.25 k

Verificando la escuadría: Base (b) = 7. 5 cm Altura (h) = 7.5 cm N ad = f t ⋅ A N adm = 105 ⋅ (7.5 ⋅ 7.5) = 5906.25 k > 320.25 k BIEN

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CAPÍTULO VII

220.74 k

BARRA 5

220.74 k

La longitud efectiva para este elemento será 0.8 ۰ ld. Para este caso: lefec=0.8( 1.795)=1.44 m

Se tiene una esbeltez igual a : λ = N adm = 0.329 ⋅

L efect 143.6 = = 19.14 d 7.5

75000 ⋅ 7.5 ⋅ 7.5 = 3788.75 k > 220.74 k  BIEN 19.14 2

d) Diseño de Pendolones

164.03 k

BARRA 8

164.03 k

La longitud efectiva para este elemento será 0.8 ۰ ld. Para este caso: Lefec=0.8( 1.33)=1.06 m Se tiene una esbeltez igual a : λ =

L efect 106 = = 14.13 d 7.5

Como λ es mayor que 10 pero menor a 18.34 la columna es intermedia. La fórmula que corresponde para hallar la carga admisible para una columna intermedia es : N adm

N adm

 1  λ 4  = f c ⋅ A 1 − ⋅     3  Ck  

 1  14.13  4  = 110 ⋅ (7.5 ⋅ 7.5) 1 − ⋅    = 5460.78 kg > 164.03 k  BIEN  3  18.34  

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Se observa que el coeficiente de seguridad

para los elementos de la armadura es

relativamente alto, no es posible disminuir la escuadría ya que la base necesaria para evitar sobrepasar el valor máximo de relación de esbeltez sugerido en el Manual para Diseño para Maderas del Grupo Andino, en el elemento que se encuentra en compresión de la cuerda inferior es 7.5 cm, así como el coeficiente de seguridad aceptable para la cuerda superior. Por efectos de construcción se mantendrá la misma base en toda la armadura. Será necesario verificar que las deflexiones no sean considerables:

DISEÑO DE UNIONES NUDO 1 5 1

.93 k b4 b1 ϕ 136.66 k

1103

2

Cuando a un nudo concurren barras en compresión y tracción simultáneamente, es más conveniente iniciar el diseño a partir de las barras en compresión (puesto que este fenómeno es muy desfavorable).  Barra 4:

C = 1103.93 k L = 179.5 cm.

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e=81"

7.5 cm.

Para ingresar a la tabla 5.7. debemos tomar como L a la longitud del elemento central de madera. (Pág. 12-16 Manual de diseño para Maderas del Grupo Andino). El diámetro de perno a utilizar será: dp=3/8”=0.95 cm. Interpolaremos los valores de L = 6.5 cm. y de L = 8.0 cm. Entonces: P = 488 k Q = 225 k El Manual de Diseño de Maderas del Grupo Andino permite mayorar los valores de P y Q en un 25% cuando se utilizan cubrejuntas metálicas (Pág. 12-16). P = 1.25 ۰ 488 =610 k Diagonal  C/P = 1103.93 / 610=1.81 ≈ 2 pernos Número de Pernos: Cuerda Inf. C/P = 136.66 / 610= 0.22 ≈ 1 perno Ubicación de los pernos: Para la ubicación de los pernos, se necesita determinar algunos valores: Estas distancias pueden mayorarse hasta un 20% en vistas a facilitar la construcción de la unión.

5dp = 4.75 cm. 4dp = 3.80 cm. 2dp = 1.90 cm.

7.5 3.8 PLANCHA DE ACERO e = 81" 3.75

3.8

2 3.5 2

7.5

3.75 10

7.5 7.5

NUDO 2

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7 9

b8 0.2 5k

k b1 136.66 k

1

164.03 k

b5 220 .74

32

5

b11

2

273.31 k

b2

3

Paso 1) El grupo estructural es el B, se utilizarán cartelas de 1”de espesor, también del grupo B. Paso 2) De la tabla 5.1 clavos de 3 pulgadas de longitud y 3.7 mm. de diámetro. Paso 3) Se determinan las cargas admisibles para este tipo de clavos: De la tabla 5.2 se saca el factor por el que debe ser multiplicada la carga admisible, para cizallamiento simple, clavo perpendicular al grano es igual a 1.00 Entonces: Padm = 48 k ۰ 1.00 = 48 k. Paso 4) Verificar los espesores mínimos:  Longitud de penetración en el elemento adyacente a la cabeza por lo menos 6 veces el diámetro del clavo: 6 ۰ d = 6 ۰ 3.7 mm = 22.2 mm < 25 mm.  BIEN  Longitud de penetración en el elemento central debe ser por lo menos 11 veces el diámetro del clavo: 11 ۰ d = 11 ۰ 3.7 mm = 40.2 mm El clavo penetrará:

76 mm – 25 mm = 51 mm > 40.2 mm.  BIEN.

Paso 5) Determinación de número de clavos: De acuerdo a la gráfica anterior podemos observar que la mayoría de las fuerzas que concurren al nudo 2 son de compresión, y no serán preponderantes en el posible colapso de la unión. En todos los casos se usarán por lo menos 2 clavos. Para la barra # 11:

# Clavos =

320.25 k = 6.67 → 7 clavos 48 k

Paso 6) Espaciamiento: UNIVERSIDAD MAYOR DE SAN SIMON

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De acuerdo a la tabla 5.3. se requiere conocer los siguientes valores: 16 ۰ d = 16 ۰ 3.7 mm = 59.2 mm 20 ۰ d = 20 ۰ 3.7 mm = 74 mm 5 ۰ d = 5 ۰ 3.7 mm = 18.5 mm 8 ۰ d = 8 ۰ 3.7 mm = 29.6 mm De acuerdo a estos datos acomodamos los clavos y disponemos las medidas de la cartela 7.5

7.5 23

.5

2

8

6

CLAVOS 76mm. Ø3.7mm.

6

8

8

7.5

6

8

17

CARTELA e = 1"

7.5

1 18

16 69

NUDO 5

b10 k .18 883

5 b4

3 3.9 110

k

220

.74

k

7

b5 2

1

8

34 8

2 3.5 2 8

8

CARTELA e = 1"

7.5

7.5

CLAVOS 76mm. Ø3.7mm.

NUDO 7

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9

b14 19 k

7 164.03 k

18 k 883.

b10

883.

5 b8

2

8

33

2 3.5 2

8

CARTELA e = 1"

8

7.5

8

CLAVOS 76mm. Ø3.7mm.

7.5

NUDO 9

8 5 .2

5

32 0

2 0.

b14

32

7

k

1

. 883

883 .19

9k

k

2

Para la barra # 11 y #12:

b15 9

b12

b11

# Clavos =

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k

3

320.25 k = 6.67 → 7 clavos 48 k

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38

6 8

6

6

6

CLAVOS 76mm. Ø3.7mm.

7.5

6

6

7.5

2 3.5 2

8

8

19

8

23

.5

7.5

.5 23

2

2

CARTELA e = 1"

Las uniones serán simétricas a ambos lados debido a la igualdad de las fuerzas que influyen en la armadura. EMPALMES La longitud libre (entre apoyos libres) de la armadura es de 10 metros, esta longitud no puede obtenerse en el mercado por tanto es preciso empalmar piezas. Los empalmes debilitan notoriamente a la estructura, por tanto su ubicación debe corresponder a esfuerzos mínimos.

136.66 k

136.66 k

BARRA 3

136.66 k = 2.87 → 3 clavos 48 k

# Clavos =

Para la barra # 3:

CLAVOS 76mm. Ø3.7mm.

8

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23.52

3.75

7.5

CARTELA e = 1"

6

8

220

8

6

8

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DISEÑO DE VIGAS Según los resultados del análisis de la estructura vemos que las reacciones de los apoyos de las armaduras son simétricos y valen: H = 888.31 k V = 492 k Estas cargas serán transmitidas a las vigas de acuerdo se muestra en la figura:

492 k

492 k

492 k 1.17 m

492 k

1.17 m

1.17 m

A

Pp

B

3.5 m

 b =15 cm

ESCUADRÍA:

 h = 27.5 cm El peso propio será: Pp = 700 k/m3 . 0.15 m . 0.225 m = 23.63 k/m  Pp=24 k/m f1 =

f2 =

5 ⋅ q ⋅ L4 = 384 ⋅ E ⋅ I

P⋅a (3 ⋅ L2 − 4 ⋅ a 2 ) = 24 ⋅ E ⋅ I

5 ⋅ 0.24 ⋅ ( 350 ) = 0.044 cm ; 15 ⋅ 22.5 3 384 ⋅ 75000 ⋅ 12 4

492 ⋅ 117 ⋅ ( 3 ⋅ 350 2 − 4 ⋅ 117 2 ) = 0.70 cm 3 15 ⋅ 22.5 24 ⋅ 75000 ⋅ 12

f T = f 1 + f 2 = 0.044 + 0.70 = 0.74 cm

adf =

L(cm) 350 = = 1.27 cm ⇒ f T < adf ⇒ BIEN 275 275

C.Seg f =

adf

f

=

1.27 = 1.72 0.74

DISEÑO DE COLUMNAS Para el cálculo de las reacciones que son transmitidas a las columnas por las vigas no tomaremos en cuenta la incidencia de las armaduras de los extremos, ya que estas serán

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CAPÍTULO VII

sumadas posteriormente a la carga total que soporta la columna

∑M

A

= 0 ⇒ 3.5 ⋅ VA − 492 ⋅ 2.34 − 492 ⋅ 1.17 − 24 ⋅ 3.5 ⋅

3.5 =0 2

V A = 535k ⇒ VA = VB = 535k Por lo anteriormente dicho, vemos que una columna soportará las cargas tal como se muestra en el siguiente esquema:

4.5 m

F = 535(2) + 492 = 1562 k

Para las columnas asumiremos una sección de 20x20. Se tiene una esbeltez igual a : λ =

L efect 2 ⋅ 450 = = 45 d 20

De la tabla 4.4 se saca el valor de Ck , que para una columna del Grupo B vale 18.34 18.34<λ<50, Entonces la columna es larga. Entonces la carga admisible para una columna larga será:

N adm = 0.329 ⋅ N adm = 0.329 ⋅

C.Seg f =

E⋅A λ2

75000 ⋅ 20 2 = 4874.07 kg 45 2

Nad 4874.07 = = 3.12 N 1562

Si bien la sección elegida parece estar sobredimensionada, la sección será la mínima necesaria para que la esbeltez se encuentre dentro de los límites anteriormente establecidos. UNIÓN ARMADURA-VIGA Una posible tentativa de unión de la cercha y la viga sería el uso de planchas metálicas y pernos, se prolongarán las planchas metálicas de las uniones de los extremos (nudo 1 y nudo 4) para así poder lograr una unión efectiva que evite el desplazamiento de la armadura. UNIVERSIDAD MAYOR DE SAN SIMON

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ESTRUCTURAS DE MADERA

CAPÍTULO VII

Para ingresar a la tabla 5.7. debemos tomar como L a la longitud del elemento central de madera. (Pág. 12-16 Manual de diseño para Maderas del Grupo Andino). El diámetro de perno a utilizar será: dp=3/8”=0.95 cm. Interpolaremos los valores de L = 6.5 cm. y de L = 8.0 cm. Entonces: P = 488 k Q = 225 k El Manual de Diseño de Maderas del Grupo Andino permite mayorar los valores de P y Q en un 25% cuando se utilizan cubrejuntas metálicas (Pág. 12-16). Q = 1.25 ۰ 225 = 281.25 k

Número de Pernos:

Cuerda Inf. C/Q = 492 / 281.25= 1.75 ≈ 2 pernos

Ubicación de los pernos: Para ubicar los pernos será necesario repartirlos de manera tal que los pernos de la cuerda inferior mantenga las distancias mínimas según lo especifica el Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino, en el diseño de la unión 1 sacamos que la cantidad de pernos necesarios a usarse en la cuerda inferior sería de 1, usando los 2 pernos sacados anteriormente tendríamos un total de 3 pernos en total que serán repartidos según el siguiente esquema:

PERNOS L = 10 cm. Ø38"

20 10 5

PLANCHA DE ACERO e = 81"

10 PERNOS L = 17.5 cm. Ø21"

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