1 UNIVERSIDAD NACIONAL DE INGENIERIA FACULTAD DE INGENIERIA CIVIL "ANALISIS Y DISEÑO SISMO RESISTENTE DE UN RESERVORIO
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1
UNIVERSIDAD NACIONAL DE INGENIERIA FACULTAD DE INGENIERIA CIVIL
"ANALISIS Y DISEÑO SISMO RESISTENTE DE UN RESERVORIO ELEVADO CON ESTRUCTURA CILINDRICA DE SOPORTE"
TESIS PARA OPTAR EL TITULO PROFESIONAL DE: INGENIERO CIVIL
JOSE ROBERTO SALINAS SAAVEDRA PROMOCION 92- 11
LIMA- PERU 1996
I N DICE G E N E R A L
C APITUL O I
I NTR ODUC CION
1.1 GENERALIDADES :
01
1.1.1 Estructura de soporte
02
1.1.2 Depósito de almacenamiento
02
1.2 PLANTEAMIENTO ARQUITECTONICO:
04
1.2.1 Estructura de soporte 1.2.2 Losa de fondo 1.2.3 Cuba 1.2.4 Cobertura
1.3 N ORMAS DE DISEÑO:
05
1.4 ESPECIFICACIONES DE DISEÑO:
05
1.5 CARGAS A CON SIDERAR :
06
C APITUL O II
DES C R IPCION D E LA ESTRUCTUR A
2.1 GENERALIDADES :
09
2.2 PREDIMENSIONAMIENTO:
10
2.2.1 Condición de equilibrio de depósito INTZE
10
2.2.2 Determinación de las dimensiones principales
•
11
2.2.2.l Consideraciones para el predimensionamiento 2.2.2.2 Criterios para dimensionar
14
2.2.3 Cálculo de las dimensiones principales
16
2.3 METRADO DE CARGAS:
20
2.3.1 Peso de fuste
20
2.3.2 Peso de viga circular de fondo
20
2.3.3 Peso de cúpula de fondo
20
2.3.4 Peso de fondo cónico
21
2.3.5 Peso de anillo circular inferior
21
2.3.6 Peso de cuba
21
2.3.7 Peso de anillo circular superior
21
2.3.8 Peso de cobertura en cúpula esférica
22
2.3.9 Peso de chimenea de acceso
22
2.3.10 Resumen de cargas
22
C API TULO
•
12
III
AN ALISIS ESTRU CTU R AL
3.1 GENERALIDADES:
26
3.2 CARACTERISTICAS DINAMICAS DE LA ESTRUCTURA:
27
3.2.1 Determinación de los valores propios
28
3.2.2.1 Método de Stodola
29
3.2.2.2 Método de Holzer
30
3.2.2 Determinación de los vectores propios
32
3.2.3 Factor de amortiguamiento
34
•
3.3 CONCORDANCIA CON LAS NORMAS DE DISEÑO SISMO RESISTENTE:
35
3.3.1 Zonificación sísmica
35
3.3.2 Clasificación de los suelos
36
3.3.3 Categoría de la estructura
37
3.3.4 Factor de ductilidad
38
3.3.5 Coeficiente sísmico
39
3.4 ANALISIS DINAMICO MODAL: 3.4.1 Método espectral
40 41
3.4.2 Magnitudes características de la respuesta sísmica modal
42
3.4.2.1 Desplazamiento
42
3.4.2.2 Fuerza cortante en la base
43
3.4.2.3 Fuerza de inercia
43
3.4.2.4 Momento de volteo
44
3.4.3 Determinación de la máxima respuesta
3.5 ANALISIS ESTATICO DE REGLAMENTO:
45 46
3.5.1 Determinación de la fuerza sísmica horizontal
46
3.5.2 Distribución de la fuerza horizontal H en la altura de la estructura
47
3.6 METODO ESTATICO SIMPLIFICADO PROPUESTO POR EL ING. JULIO RIVERA FEIJOO:
49
3.6.1 Parámetros del agua
49
3.6.2 Parámetros de la estructura
52
3.6.3 Fuerza de diseño
53
•
3.7 MODELAJE DE LA ESTRUCTURA:
54
3.7.l Determinación de rigideces
57
3.7.2 Cálculos
58
3.8 CALCULOS Y COMPARACION DE RESULTADOS
60
3.8.1 Análisis dinámico modal
60
3.8.2 Análisis estático por reglamento
71
3.8.3 Análisis estático simplificado
74
3.8.4 Comparación de resultados
81
CAPITULO IV
DISEÑO DE ELEMENTOS
4.1 GENERALIDADES:
93
4.1.1 Teoría de membrana de revolución
95
4.1.1.1 Esfuerzo meridiano NI
97
4.1.1.2 Esfuerzo anular NII
97
4.1.2 Esfuerzo de flexión en superficies de revolución
98
4.2 DISEÑO DE LINTERNA DE ILUMINACION
100
4.2.1 Diseño de techo plano
100
4.2.1.1 Consideraciones de diseño
100
4.2.1.2 Cálculos
102
4.2.2 Diseño de columnas
104
4.2.2.1 Consideraciones de diseño
104
4.2.2.2 Cálculos
105
•
4.2.3 Diseño de anillo de
soporte
107
4.2.3.l Consideraciones de diseño
107
4.2.3.2 Cálculos
108
4.3 DISEÑO DE COBERTURA EN CUPULA ESFERICA 4.3.l Cúpula esférica sometida a peso propio
110 110
4.3.2 Cúpula esférica con linterna sometida a peso propio
114
4.3.3 Esfuerzos de flexión en cúpula esférica
116
4.3.4 Consideraciones de diseño
120
4.3.5 Cálculos
124
4.4 DISEÑO DE VIGA SUPERIOR:
130
4.4.1 Consideraciones de diseño
130
4.4.2 Cálculos
133
4.5 DISEÑO DE PARED CILINDRICA:
135
4.5.1 Consideraciones de diseño
136
4.5.2 Cálculos
14fb
4.6 DISEÑO DE VIGA INFERIOR:
144
4.6.1 Consideraciones de diseño
145
4.6.2 Cálculos
147
4.7 DISEÑO DE FONDO CONICO:
149
4.7.1 Fondo cónico sometido a carga externa
149
4.7.2 Fondo cónico sometido a peso propio
151
4.7.3 Fondo cónico sometido a presión hidrostática
152
4.7.4 Esfuerzos de flexión en fóndo cónico
155
4.7.5 Consideraciones de diseño
160
4.7.6 Cálculos
16 1+
4.8 DISEÑO DE LOSA DE FONDO EN CUPULA ESFERICA:
171
4.8.1 Cúpula esférica abierta sometida a la presión hidrostática
171
4.8.2 Cúpula esférica abierta sometida al peso propio y peso de chimenea de acceso 4.8.3 Esfuerzos de flexión en cúpula esférica
t75
4.8.4 Consideraciones de diseño
179
4.8.5 Cálculos
183
4.9 DISEÑO DE CHIMENEA DE ACCESO:
192
4:9.1 Consideraciones de diseño
192
4.9.2 Cálculos
193
4.10 DISEÑO DE VIGA DE FONDO:
195
4.10.1 Consideraciones de diseño
196
4.10.2 Cálculos
199
4.11 DISEÑO DE FUST E CILIND RICO:
201
4.11.1 Consideraciones de diseño
203
4.11.2 Cálculos
204
4.12 DISEÑO DE CIMENTACION
209
4.12.1 Consideraciones de diseño
214
4.12.2 Cálculos
215
CAPITULO V
CAPITUL O VI
-
174
CONC LUSIONES Y RECOMENDACIONES
PLA NOS Y A NEXOS
217
219
CAPITULO
I
INTRODUCCION
GENERALIDADES:
1.1
En
los proyectos
de reservorios
elevados
podemos
distinguir 2 elementos fundamentales, uno de
ellos
estructura
directamente
de
relacionada con la la
presión
cual
está
altura de nivel de agua para
requerida,
almacenamiento
la
soporte
y
el
relacionado
otro, con
el
es
es la
mantener
el depósito
volumen
de
de
agua
requerido para abastecer la demanda. Estos elementos que
describiremos a continuación son
el punto de partida para nuestro análisis y diseño.
1
UII
1.1.1 Estructura de soporte.-
Es
la
que
sirve
almacenamiento,
compuestas
soporte
altura
Dentro de
servicio. las
su
de
las
por
depende
al de
más usuales,
columnas,
circulares
o planas, formando
columnas o
las tubulares
depósito
la
de
presión
de
podemos encontrar
arriostradas
por
vigas
así un castillo de vigas y
conformadas por una
estructura
cilíndrica de sección recta o variable.
1.1.2 Depósito de almacenamiento.-
Contiene
almacenado
demanda
cilíndricos), hasta
rectangulares,
y su
existente.
La
comunes
desde los más
los depósitos varía,
geometría de (cuadrados,
líquido
la
de
función
es
capacidad,
del
volumen
el
los
más
complejos, dependiendo de la propuesta arquitectónica. El
definidas,
depósito la
está
losa de
conformado la
fondo,
por
3
partes
cuba
o
cuerpo y
bien la
cobertura o techo, que describiremos a continuación. -La losa
de fondo puede
vigas, que transmiten la cuando los volúmenes ( 1) '
los
carga a las
considerables, conllevando
pueden
columnas (fig
presentar
a disponer de
la); M3
deformaciones mayor número de
casos es más recomendable las 2
•
sobre
son considerables mayores de 200
fondos planos
apoyos; en estos
ser plana, soportada
secciones
abovedadas (fig
lb) apoyándo el depósito en un anillo., el
cuál está sometido
a tracciones originadas por el
empuje
de la cúpula esférica (figle). Cuando las emplean
tracciones en la
las losas
de
fondo
viga son excesivas,
mixtas llamadas
INTZE (figle) compuestas por una y
la
otra
exterior cónica,
que la
que
produce
esfuerzos
fatigada por fuerza
de
ésta manera
tracción de la parte esférica,
viga no resulte
DE
parte interior esférica
compresión al anillo circular, compensando de los esfuerzos de
FONDOS
se
logrando
longitudinal
(fig lf). Algunos
depósitos
están constituidos
(siguiendo éste
por un
casquete
mismo
criterio)
esférico rodeado
de
una o más superficies TORICAS (fig ld). -La cuba o pared del depósito cuadrada,
cónica
especiales, las
o
salvo
cilíndrica,
más usuales son
suelen ser de algunos
sección diseños
las cilíndricas, ya
que
ofrecen un mejor comportamiento estructural (fig 2). -La
cobertura
puede
depósitos) o en forma
ser
plana
pequeños
(para
de cúpula esférica, que en su parte
superior deben tener una linterna de iluminación. Ademas de los elementos descritos no considerar (sobre todo
en reservorios de gran
la chimenea de acceso, la misma que de fondo,
y por
debemos olvidar
la cual se
capacidad)
está ligada a la losa
ingresa al
reservor1.o para
mantenimiento. 3
,
..
abovedadas (fig
lb) apoyándo el depósito en un anillo., el
cuál está sometido
a tracciones originadas por el
empuje
de la cúpula esférica (figle). Cuando las emplean
tracciones en la
las losas
de
fondo
viga son excesivas,
mixtas llamadas
INTZE (figle) compuestas por una y
la
otra
exterior cónica,
que la
que
produce
esfuerzos
fatigada por fuerza
de
ésta manera
tracción de la parte esférica,
viga no resulte
DE
parte interior esférica
compresión al anillo circular, compensando de los esfuerzos de
FONDOS
se
logrando
longitudinal
(fig lf). Algunos
depósitos
están constituidos
(siguiendo éste
por un
casquete
mismo
criterio)
esférico rodeado
de
una o más superficies TORICAS (fig ld). -La cuba o pared del depósito cuadrada,
cónica
especiales, las
o
salvo
cilíndrica,
más usuales son
suelen ser de algunos
sección diseños
las cilíndricas, ya
que
ofrecen un mejor comportamiento estructural (fig 2). -La
cobertura
puede
depósitos) o en forma
ser
plana
pequeños
(para
de cúpula esférica, que en su parte
superior deben tener una linterna de iluminación. Ademas de los elementos descritos no considerar (sobre todo
en reservorios de gran
la chimenea de acceso, la misma que de fondo,
y por
debemos olvidar
la cual se
capacidad)
está ligada a la losa
ingresa al
reservor1.o para
mantenimiento. 3
,
..
1.2 PLANTEAMIENTO ARQUITECTONICO:
La con
estructura
los
que vamos
requisitos
de las
a estudiar
·deberá cumplir
especificaciones
de diseño,
ademas de las siguientes consideraciones.
1.2.1 Estructura de soporte.Deberá ser nivel
± 121 • 121121
cilíndrica con
'
de
1,.20 de
interna
iluminación
x
una puerta
2,1121
mts.
0,40x0,40
de ingreso y
mts.
ventanas
a de
distribuidas
diametrálmente cada 5,121121 mts. a lo largo de su longitud.
1.2.2 Losa de fondo.Será chimenea
de
INTZE con
tipo
central
de
acceso de
viga 1.5121
de borde mts.
circular y de
diámetro
interior
1.2.3 Cuba.Será
cilíndrica
debiendo
tener
vigas
de
borde
inferior y superior para su arriostramiento.
1.2.4 Cobertura.Será
compuesta
por
una
cúpula
esférica
con
respectiva linterna de iluminación en la parte central.
4
su
1.3 NORMAS DE DISEÑO: El análisis estructural se realizará
en concordancia
con las siguientes normas y reglamentos:
1.3.1 Reglamento Nacional de Construcciones.
1.3.2 Norma de Diseño sismo-resistente.
1.3.3 Norma técnica de edificación E 060.
1.3.4 Normas del ACI.
1.4 ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: 1.4.1
El
volumen
de
almacenamiento
útil
del
reservaría deberá ser de 3, 1211210 M3. 1.4.2
La
de
cota
reservaría lleno, será
nivel
de 35.00
estando
el
mts. sobre el nivel
del
de
agua,
terreno. 1.4.3 La capacidad portante del terreno para efectos del análisis será: at=
3.00 kg/cm2
s
de fundación
l .
2.3.2 Peso de viga circular de fondo.-
p2 p2 p2
-
-
f'
1.20*0.80*2n*7.35*2400 106,401.97 kgs.
1.20
107 Tns.
-i -- --·- --- - -- - - -- - -1 ' ' '' -i -,&7
t
.80
�
�·24.60
,,
1
6.95
·7:35
�
N+ 27.45
2.3.3 Peso de cúpula de fondo.N' 24.60
p3 - 2*n*R*f*e*2400 p3 - 2n*10.90*2.85*0.40*2400 p3 - 187,379.66 kgs. p3 - 188 Tns.
1 =2. , °
r': 10.90
1,-· r·-- -· ''
20
t(
1
8.95
7. 3 5
1
1 1
·r 1
1•
10.40 2.3.4 Peso de fondo cónico.-�Lt�-----------�------,1,1
1
1 p4 - 0.40*3.61*2n*9.075*2400
2.80 9.07!5
p4 - 197,608.19 kgs. p4 - 198 Tns.
1
...Ll\r-·1> wl
wl se empieza con
a un modo para
un valor de
el w
inicial. Para la forma propia de órden
punto modal
y el desplazamiento
cambio de signo.
Luego para
procede análogamente como en ei caso de w.
31
dinámico
elegir wl se
Para
el caso
de estructuras
con
varios grados
de
libertad el cálculo
requiere de numerosos tanteos por
lo
que se
problema con
resuelve el
sencillo
de
computo.
las
conocidas
Así como
pulsaciones
deformaciones dinámicas
el uso el
de un
método
pueden
programa
de
Stodola,
establecerse
que caracterizan la forma
las propia
de oscilación correspondiente al modo analizado
3.2.2
vectores
propios
o
3.2.1 los métodos aproximados para
la
Determinación
de
los
normales de oscilación {.i} .-
Como vimos en
determinación de las pulsaciones, permite a que
las
deformaciones dinámicas
corresponde
a
forma
la
correspondientes modo
determinado
un
para
pulsación,
su vez asumir la
vibración,
de
(vector
propia
a
propio)
con
bastante exactitud. El vector propio por la propias
{.}i del modo las amplitudes
variación de
w,
correspondiéndole
vector {.}i, donde
queda
de las
determinado oscilaciones
correspondientes
y1,y2, •. ,yi, .•,yn,
frecuencia
i,
a
cada
frecuencia
cada elemento del vector se
por: .ji - yj/yn
32
a
una un
determina
el
debiendo
vector
satisfacer
{�}i
la
condición
de
ortogonalidad.
Para éstas apreciaciones se debe tener
en cuenta las
siguientes posibilidades: La acción
deformación
estática de
estática
correspondiente
las cargas, actúa en
a
la
la dirección de
las oscilaciones. La deformación estática de
estática corresponde
a la
acción
en el
extremo
dinámica fundamental varía
de cero
unitaria aplicada
una fuerza
superior de la estructura. - La deformación
en la base, siendo máxima en el extremo. Para
determinación de los de modo (vectores
cálculos
propios), se debe iniciar los
permite determinar el
el
método
primer periodo
que
Stodola
de
la
formas
periodos (valores propios) y
inicialmente
aplicando
en
aproximación
de
etapa
cualquier
y la primera
nos forma
de modo para de
ésta manera aplicando el método de Holzer
con
de
la
ayuda
determinar
la
primera
las siguientes
frecuencia
frecuencias y
(wl=l/Tl),
formas
de modo
correspondientes a las frecuencias. Para la determinación de la respuesta estructura de
sólamente son necesarios
vibración (Cap. 1.17.2.b
dinámica de la
los 3 primeros modos
de la Norma de dise�o Sismo
resistente). 33
3.2.3 Factor de amortiguamiento.-
El amortiguamiento cálculo sobre
sismo-resistente, la modificación
cuanto más
encuentre
de
ya
que
la
respuesta dinámica
por lo tanto en
estructura y sismo;
tiene especial importancia en
considerablemente
el efecto
bajo son los
epicentro
el
sobre
influye
el
directamente de
la
producido por un
periodos y
más cerca se
amortiguamiento
reducción
la
el
respuesta
la
de
influye
dinámica de la estructura ( 9 ). El refleja
efecto
producido
analíticamente
por
el
amortiguamiento
el espectro
en
de
absorción de
sea las que
velocidades alto grado de
pudiendo concluirse que las estructuras con amortiguamiento o
se
tienen mayor capacidad
energía se comportan favorablemente
de
durante
un sismo ( 9 ). El valor del
factor de amortiguamiento c siempre
menor que la unidad ( concreto armado
cii:i:/}:\ : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : : :
RESUMEN DE FUERZAS CORTANTES PARA 04 MASAS
.,_ANALISIS DE RIVERA F. -m-.A.NALISlS MODAL �ANALISIS DE REGL.o\MEI\ITO
o-
o:i
u.
:,
a: w
L __ _
1
0
w
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w
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(.)
-"' {:. -s:
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.. .
................................. .. · · · · · · · · ............ . . . •••••. , •••..1.. , . , ....•••••••• ·,• ......••.•.••. • •••• •.... . •. �•••• ·1•
• AI\I ALISIS CE Rl'IERA. F• "'
1
2
3
# 1 )E: MASAS COI\ISIDERADAS
4
S
6
7
J -!!r-Al\lALISIS MODAL T . b ANAUSIS DE REGLAMEN O
'°' ,..: :.•:.:•.:..•: :.•:.:.:•.:.•. • .·..· .·..•..•.•..•.>....•.-.•·.·•.·.-•.-.•·.-..· ·.·.-. d4'
De la fig. se establecen 3 ecuaciones de equilibrio:
d(NI.ro)/d+ - NII.rl.cos+ - ro.a++ Y.rl.ro
-
0
NI.ro + NII.rl.sen+ + d(Q •.ro)/d+ + Z.rl.ro
-
0
d(MI.ro)/d+ - MII.rl.cos+ - Q.rl.ro
0
donde: MI
- M.
MII - M8
Estas 3 ecuaciones 3,
expresando
NI,
NI!,
con 5 incognitas las reducimos MI
desplazamiento v (tangencial la
superficie
y
MII
en
función
la
ley
de
Hooke y
teoría elemental de flexión de placas, obteniéndose:
98
de los
al meridiano) y w (normal
media), mediante
a
a la
NI
- D.[1/rl.(dv/d. - w) + µ/r2.(v.ctg+ - w)]
NI! - D.[l/r2.(dv/d+ - w) + µ/rl.(dv/d+
MI
- w)J
- -8.{1/rl.d[v/rl + dw/(rl.d.)J/d+ + µ/r2.[v/rl + dw/(rl.d.)].ctg+}
MII - -8.{[v/rl + dw/(rl.d.)].ctg+/r2 + µ/rl.d[v/rl + dw/(rl.d.)J/d+}
donde: D - E. h/ ( 1 - µ2 )
- módulo de rigi�ez axial.
B - E.hA3/[12.(1 - µ2 )] - módulo de rigidez flexionante.
siendo: E - módulo de Young. µ - módulo de Poisson. h - espesor de cáscara.
Reemplazando los valores obtenidos
para NI, NII,
y MII se obtienen 3 ecuaciones con 3 incógnitas que
se
pueden
reducir a
la tercera
Las ecuaciones de equilibrio se reducen a
ecuaciones
diferenciales de
despejando
v, w y Q.
de
ecuación el valor de
2,
MI
Q ••
2 º órden y su
anexo A. 99
estudio se
detalla en el
4.2 DISEÑO DE LINTERNA DE ILUMINACION: El diseño de la linterna de
iluminación comprende el
diseño del techo plano, columnas
y viga circular sobre la
que se
apoyan las
columnas, para
cada caso
se hará
un
análisis de las fórmulas a emplearse.
4.2.1 Diseño de techo plano.-
Se considerará un de
diámetro,
fórmulas
se
de diseño
techo circular plano de 2.50
realizará
el
por rotura
como viga simplemente apoyada,
análisis
empleando
y considerando
determinando el momento
4.2.1.1 Consideraciones de diseño
El momento actuante está dado por:
M - K.0,9.f' c.b.d2
de donde:
100
(
I
las
a la losa
producido en el centro de luz.
K - M/(0,9.f'c.b.d2)
mts.
)
M
siendo: f' c
- resistencia del concreto a los 28 dias.
Fy
- resistencia de fluencia del acero.
b
- ancho unitario
d
- t - recubrimiento
t
- espesor de losa.
recubr. - 2 cm
( 7.9.1.c 1
w - ( 1 - J 1 - 2,36.K )/1,18
sea
r
de
(
N.T.E. - E060-89 )
II
)
la cuantía, luego :
r - w.f'c/Fy
siendo:
r > rmin
fmin -
0.0025 (para losas con barras lisas 7.10.2 N.T.E.l
la sección de acero será:
As - r.b.d
101
4.2.1.2 Cálculos
a) Espesor de techo
t - IZJ.IZJ75 mts.
(asumido)
b) Metrado de techo
Wd - peso propio - IZJ,IZJ75*1,IZJIZJ*241ZJIZJ Wl - sobrecarga
W
-
1 IZJIZJ k g/ m t .
-
- Wd + Wl
c)
lBIZJ kg/mt.
280 kg/mt.
Momentos flectores
w .175
.175
2.15 2.50
2,15R de aquí:
R
- 1.25W
Ma - Mb - - IZJ.IZJ153W
- M(-) -
Me
- M(+) -
- +IZJ.5625W
4.29 kg.mt +
102
157.50 kg.mt
d) Diseño
d - 7.50 - 2.00
- 5.5 cmt
b - llZJIZJ cmt f'c= 245 kg/cm2
( de 1.4.5 )
Fy = 421ZJIZJ kg/cm 2
( de 1.4.4 )
de I: K - 15,750/(IZJ,9.245.100.5.52) K - 0.0236 de II: w = (1
1- 2,36*0,0236)/1.18
w = 0.0239
r - 0.0239*245/4200 r - 0.014 r < rmin usamos rmin = 0.0025 Asmin - 0.IZJ025*101Zl*7.5 Asmin - 1.88 cm 2
==> usamos acero liso de 4, losa circular de 0.075 mts
103
1/4" @ .15mt y espesor de
4.2.2 Diseño de columnas.-
Se dispondrá mente
de 8
columnas distribuidas
en la circunferencia de 2.15 mts.
cuales se diseñarán
considerando la
simétrica-
de diámetro, las
resistencia de
ele-
mentas a compresión de la N.T.E. E 1Zl61Zl.
4.2.2.1 Consideraciones de diseño
La su
Norma Técnica
apartado
estribados
de edificaciones establece
12.3.2
sometidos
a
que
compresión,
la
N.T.E. E-1Zl61Zl, en para
elementos
resistencia
de
diseño Po no debe se mayor que:
'
Pe - 8•0.80*{0.BS*f'c*(Ag-As) + As*Fy} carga de colapso
siendo: Ag
- Area geométrica.
As
- Area de acero.
8
La
IZJ.71Zl. sección de acero mínima Asmin según
12.6.1 de la
área de refuerzo
longitudinal
N.T.E. E-1Zl61Zl
referente al
para elementos sujetos a compresión es: As min - rmin*b*d
donde:
rmin - 121.01 104
Siendo
Po
la
carga
sobre
cada
columna
se
debe
cumplir que: Pe > Po
4.2.2.2 Cálculos
a) Peso del techo (pt)
-Peso propio del techo: n*2.52/4*0.075*2400 Carga muerta -Sobrecarga:
Wd
n*2.52/4*150 Wl
Carga viva
pt
- Wd + Wl
b) Carga actuante en columna Po
Considerando 8 columnas de apoyo
Po - 1,620/8 - 205.00 kgs.
105
885 kgs.
-
885 kgs.
-
735 kgs.
-
735 kgs.
- 1,621Zl kgs.
e)
Carga de colapso Pe
Considerando
columnas cuadradas
de 0.15
* 0.15 mt.
se tendrá:
Ag
- 225
cm2
Asmin - 0.01*15*15 - 2.25 cm2 usando 4 41, 3/8" As
= 2.84 cm2
Pe - 0.70*0.80*{0.85*245*(225 - 2.84) + 2.84*4200} Pe - 32,588 kgs.
Pe > Po
OK 1
luego usamos:
--->
4 41, 3/8'' estribos 41, 1/4''
0.15mt. * 0.15mts.
106
@
0.10
columnas de
4.2.3 Diseño del anillo de soporte.-
Apoyamos las columnas sobre un anillo cobertura trabajar
cúpula
en
esférica,
el
circular en la
mismo
que
deberá
a compresión, debiendo cumplirse las condiciones
para elementos a compresión de la N.T.E.
4.2.3.1 Consideraciones de diseño Q
1 1
"
En
el
'-�
paralelo
unitario AC de la en las
'--
¡R
.'-I ·-·-· - . - . !/ 1
---·-·-·-· -·-·
/
1-if! t 1:/- o '- ;--
. '--.V
AB
del
t;>orde
superior,
el
peso
linterna .de peso total Q, se descompone
fuerzas AD
esfuerzo de membrana
y
AE, la
primera correspondiente
tangente al meridiano, y la
segunda
debe absorverse mediante un anillo de concreto armado:
AC - Q/(2.n.R.sencf,o) AD - NI = Q/(2.n.R.sen 2 cf,o) AE - Q.ctgcf,o/(2.n.R.sencf,o)
107
al
anillo
El
de
concreto
esfuerzo de compresión
estará
trabajando
Ca, que se determina
a
mediante
un la
fórmula: Ca - Q.ctgcf,o/(2.n)
(compresión)
debiéndose cumplir que: Ca < Pe
donde, al igual que en 4.2.2.1
Pe - t-0,80.(0,85.f'c.(Ag - As) + As.Fy) Pe - Resistencia de diseño de elementos a compresión
4.2.3.2 Cálculos
a) Peso
Q
de la linterna
Viene a ser peso de
la suma del peso
las columnas de
del techo (pt) más
apoyo (pe), considerando
de columnas de 0.40 mts.
de (4.2.2.2)
pt - 1,620 kgs.
pe - 0.15*0.15*0.40*8*2,400 pe - 175 kgs. Q
pt + pe
-
1620 + 175 108
- 1,795 kgs.
el
altura
b) Cálculo de
clJo
r = 1.12l0 mts. R - 17.35 mts. sen4Jo = r/R = 1.12)0/17.35 - 12l.12l576
de donde:
clJo
= 3.3042º - 3º18'15"
e) Carga de compresión Ca
Ca - 1,795/(2.n)*ctg3 º 18'15" Ca - 4,950 kgs.
d) Carga de colapso Pe
Asumiendo un anillo circular cuadrado de 12l,15mt.*12l,15mt. Ag
- 15*15
Asmin
- 12l.12l1*15*15 -
· usando 4 As
4,
- 225 cm2 2.25 cm2
3/8"
- 2.84 cm2
Pe
- 12l.712l*0.812l*{l2l.85*245*(225-2.84) + 2.84*4212ll2l}
Pe
- 32,588
--->
usamos 4
kgs.
4> 3/8"
Ca < Pe y estribos
OK ! de
anillo circular cuadrado de 0.15*0.15 109
4,
1/4" @ .20
mt. ,
4.3 DISEÑO DE COBERTURA EN CUPULA ESFERICA: Para
el
cálculo
(aplicando la teoría de producen en la la
linterna
de
la
cobertura
analizará
membranas), los esfuerzos que se
cúpula por peso propio de
se
iluminación, así
como
y con la carga
de
efectos
de
los
flexión producidos en el apoyo.
4.3.1 Cúpula esférica sometida a peso propio.-
V
i
f
'º ----.1--- -- ---- -s --- --- ..........
1
. ..JJ T
- ....._ ,...__
...,_..
--
R -
--
.:--
'
' 1
sea: g - Peso propio de la cúpula por unidad de superficie. P - Peso total del casquete. R - Radio de curvatura de la cúpula. f - Flecha de cúpula. luego:
P - 2.n.R.f.g - 2.n.RZ.(l - cost).g
110
Estableciendo
equilibrio
de
todas
las
fuerzas
verticales se tiene:
Nl.2.n.R.sen2 + + 2.n.R2.(1 - cos+).g - 0
de donde: NI = -(1 - cost).R.g/sen2+
NI - -R.g/(1 + cos+> El esfuerzo
normal
( I )
NII, perpendicular
al meridiano,
obtiene de la relación:
NI/R + NII/R + Zl - 0
donde: Zl = g.cos+
reemplazando se obtiene:
NI! - -R.g.cost + R.g/(1 + cos+)
NII - R.g.(1 -cos+-cos2 +)/(l + cost>
111
(
1I
)
se
Los
esfuerzos
NI
y
NI I
se
muestran
en el
sgte
gráfico:
l. . 'oº
-�
Haciendo NII = 0
hallamos el punto donde se produce
el cambio de signo, luego: cos 2 �
+
cos� - 1 = 0
de donde: � = 51 º 50'
Luego
podemos
concluir
-
�
que para
51 º 50'
los
esfuerzos anulares NII cambian de signo.
A continuación
analizaremos que
sucede en
de cambio de signo; de la fig:
1
H
-�-..---� �--·-ª-·-· . /
1
cr
�-----------�---. . / R ......
....... ·-.....,R
·-......
1
. L.
.......
�/
·-......_j/
112
_/
el punto
Sea 'H' hacia el
la suma
de todos
los empujes
exterior que actúan sobre
horizontales
el paralelo de
radio
·a·, éste empuje será, por unidad de longitud:
H - 2.n.R.NI.cos+.sen+
El valor máximo de H se obtiene haciendo h'=0 osea:
de donde:
cos 2 + + cos+ - 1 - 0
obteniéndose:
•
- 51 ° 50'
Según ésto el paralelo de debe ser
tensión nula> . g - 2.n.R 2 . ( 1 coscf>o).g +
Q
P - 2.n.RZ .(coscf>o - cos4>) + Q
Estableciendo el
equilibrio de
todos los
esfuerzos
verticales que actuan sobre el casquete VRS se tiene NI.2.n.R.sen2 4> + P = 0
de donde:
NI
- -R.g.(cos4>o-cos4>)/sen 2 4> - Q/(2.u.R.sen 2 4>)
114
(
I
)
El esfuerzo NII
perpendicular al meridiano se obtiene
de
la relación:
NI/R + NII/R + Zl - 0
teniendo en cuenta que: Zl = g.cos+
reemplazando se tiene:
NII - R.g.{(cosct,o-cos+>tsen2t-cos+} + Q/(2.n.R.sen2.) • • • • •
Los esfuerzos NI y NII son siempre de compresión.
'
115
(
II
)
4.3.3 Esfuerzos de flexión en cúpula esférica.-
Los esfuerzos cobertura
de flexión en
en cúpula
el borde obtenido
esférica detallados
en
el anexo
son:
a+ NI
-t+
- e.e
sen ( ta + r )
-t+
- -ctg(a - B).C.e
sen(t+ + r)
-t+ NII - -t.ff.c.e sen(tB +
MI
r -
-t+ - a/(t.ff).C.e senct+ +
u/4)
r
-t+ MII - a.µ/(t.12).C.e sen
viga superior circular de 50cm*30cm. con armadura 10 4> 5/8" y estribos de 3/8" @ .20
134
de
4.5 DISEÑO DE PARED CILINDRICA: Para en
cuenta
inferior
el diseño de la pared cilíndrica se deben tener los efectos como superior,
sobre las
vigas
el cálculo
de
de
apoyo tanto
esfuerzos se
ha
desarrollado teniendo en cuenta la siguiente hipótesis:
pared
-La
cilíndrica
encuentra empotrada en
A'
superior
inferior
e
se
las vigas A
8
y
respectivamente.
I
hf
-Los
se
anillos
sometidos tracción
encuentran
a
esfuerzos
de
que
determinan
un
desplazamiento
de los
extremos,
de A a A' y de B a B'.
-La deformación misma para
los tres
pared cilíndrica, adopte
en la
base B
elementos
anillo y pared
en el cálculo de cada uno
pared será
de la
que en
la
.
ella concurren
cónica, siempre que
•
se
de ellos el mismo valor
para la tensión uct del concreto a tracción. -La presión hidrostática actúa Íntegramente sobre el sistema anular. El cálculo se
hará de acuerdo a las
de diseño de la referencia (1) 135
recomendaciones
4.5.1 Consideraciones de diseño.-
a) Espesor· ·e· de la pared cilíndrica
Se obtiene de:
100.e - (1/uct-n/uat).t.hl.a
donde: hl
a
n CTCt
CTat
-
-
-
-
altura de la pared cilíndrica radio del cilindro 1 , 121 121121
Es/Ec
kg/m"3
-
-
(
(
mts. )
mts.)
Peso especifico del agua.
relación de módulos.
esfuerzo a tracción del concreto. esfuerzo a tracción del acero.
debiendo verificarse que:
Ac � Tmax/(ft.uat).{ef.Es + uat-ft.(n - 1)}
donde:
Tmax - t.x.a
136
siendo: Tmax - Tracción máxima a la profundidad considerada. ef
- 0.0003
deformación por fragua del concreto.
ft
- 0.l*f'c
x
- distancia a la que se desea medir la fuerza de tracción, medida desde la superficie de agua.
b) Acero de refuerzo
La
armadura
unidad situado
a
necesaria una
para
un
profundidad x
anillo
de
altura
(considerando
solo
esfuerzos de tracción), está dada por :
Ast - Tmax/aat
Ast - 1,000.x.a/aat
e) Momento flector
El momento flector MB que de
la pared
cilíndrica
se
actúa en la parte inferior
puede calcular
sgte. expresión:
MB - 0.2123.f.(a.e)�(3/2) 137
mediante
la
donde:
1 -
1,000 kg/m3 = peso específico del agua.
a - radio
del cilindro ( mt.)
e - espesor de la pared ( mt.)
Este
momento flector es
positivo y
se anula
a una
profundidad:
X - hl.(l - 1.57/r)
donde:
r
= 1.316.hl/J·ca.e)'
d) Acero de repartición
Es el que debe resistir las
tensiones originadas por
la flexión producida por el momento MB, luego:
As - MB/(fse.j.d)
donde: fse
- 1,547 kg/cm 2 -
22,000
psi (esfuerzo
a
en
cara exterior
de
la
318-71)
138
flexión A.C.I.
J k
fs fe d
-
1
-
k/3
-
Fy/2.5
-
©.45f'c
-
1/{l
e
-
+
fs/(n.fc)}
recubrim
debiendo verificarse que:
As min - Ast /2
139
4.5.2 Cálculos.-
a) Espesor
f'c
=
-
CJCt
-
Es
-
Ec
-
n a hl
de pared cilíndrica
.28© kg/cm2 lfll kg/cm2
-
aat
e
98(2) kg/cm 2 2E6 1s,1211210*J2s0·� 8 10. 4121 mts. 7 • 6121 mts.
reemplazando se tiene: e
- ( 1/1121 - 8/980)*5*7.6121*1121.40
e
- 36.3121 cms.
asumiendo:
e = 0.4121 mts.
Ac - 1121121*4121 Ac - 4�000 cm 2
verificación: hl a ef ft Tmax
-
-
-
7 . 6121 mts. 1121 • 4121 mts. 121 • 0003 121 • l *280
-
28 kg/cm2
1 , 12100*7 .60*10 • 40 140
Tmax - 79,040 kgs.
Ac > 79,040/(28*980)*( 0.0003*2E6 + 980 - 28*(8 - 1) )
Ac > 3,987 cm 2
OK
b) Acero de refuerzo
Se
calcularán las
tensiones
en
anillos de
1
empezando por la parte superior.
hl - 7. 6 mts. ;
Ti
Asti
mts.
1000.xi.a
Ti/aat
(2).6(2)
6,240
6,37
1.60
16,640
16,98
2.6(2)
27,040
27,59
3.60
37,440
38,20
4.60
47,840
48.82
5.6(2)
58,240
59,43
6.60
68,640
70,04
7.60
79,040
80,66
xi
o-at - 98(2) kg/cm 2
a = 10.40 mts.
BARRAS Acero corrugado
• • • • • • • • 141
1/2 11
@
.15
mt.
3/4 11
@
.15
mt.
3/4 11
@
.15
mt.
1 11
@
.15
mt.
11 1
@
.15
mt.
1
11
@
.075 mt.
11
@
.075 mt.
@
.075 mt.
1
1 11
mt.
c) Momento flector
MB - 0.2193*1,000*(10.40*0.40)�(3/2) MB - 1,860 kg/mt
r
-
1.316*7.601J·.10.40*0.401
r
-
4.90
1
Porfundidad a la que se anula MB X - 7.60*(1 - 1.57/4.90) X - 5.17 mts.
d) Acero de repartición
MB
- 1,860 kg*mt
fse
- 1,547 kg/cm 2 .
fe
- 0.45*280 - 126 kg/cm 2
fs
- 4,200/2.5 - 1,680 kg/cm2
d
- e - recubr.
recub - 4 cms. d
- 40 - 4 - 36 cmt.
n
- 2E6/15,000J200'
k
- 1/{1+ 1,680/(8*126)) - 0.375
J
- 1 - 0.571/3 - 0.875
- 8
142
As
- 1860*100/(1,547*0.875*36)
As
- 3.82 cm 2
Como
podemos
repartición es pequeña
notar
la
sección
comparada con el
de
de
acero principal,
por lo que tomaremos el areá de acero mínimo:
As min= Ast/2
BARRAS
xi
As(min)
mts.
Ast/2
0.60
3.82
4>
1/2"
@
0.20 mt.
1.60
8.49
4>
1/ 2"
@
0.20 mt.
2.60
13.80
4>
5/8"
@
0.20 mt.
3.60
19.10
4>
5/8"
@
0.20 mt.
4.60
24.41
4>
3/4"
@
0.20 mt.
5.60
29.72
4>
3/4"
@
0.20 mt.
6.60
35.02
4>
3/4"
@
0.15 mt.
7.60
40.33
4>
3/4"
@
0.15 mt.
Acero corrugado
143
acero
4.6 DISEÑO DE VIGA INFERIOR: Se consideran
todas las cargas
viga inferior, como son:
que actúan sobre
la
el peso de la cobertura, peso de
la viga superior y peso de la pared cilíndrica.
FI
... /J
Sea: Pe
=
Wcobertura + Wviga sup. + Wcilindro
De la figura descomponiendo Pe se tiene: Fl - Pc.ctg8 Cl - Pc/sen8
siendo: Fl - Fuerza de tracción en la viga circular Cl - Fuerza de compresión Se
puede
notar que
tensiones anulares
en el fondo cónico. la
fuerza
sobre el fondo
Pe
no
da lugar
a
cónico sino a lo largo
de su generatriz, mediante la fuerza Cl. En la
viga circular
sólo se originan
tracción producido por la carga Fl. 144
tensiones de
4.6.1 Consideraciones de diseño.-
a) Tracción en el anillo
La fuerza de de tracción
tracción en el anillo genera
anular en
la viga
cuyo
valor se
tensiones determina
según la teoría de tubos por:
Ta - pc.ctgB.a
siendo: pe - Pc/(2na) = Carga por unidad de longitud. a
- radio de la pared cilíndrica.
b) Acero de refuerzo
Se calcula
considerando que la
tracción en la
es resistida íntegramente por el acero; según ésto:
As - Ta/11at
donde: uat - esfuerzo a la tracción del acero. uat - 1,500 kg/cm2 para evitar formación de grietas
145
viga
c) Sección de concreto
Se
tensión
considera
que
la viga
circuiar
trabaja
máxima de tracción del concreto, para
la
lo cual se
debe cumplir que:
Ac - Ta.(1/act-n/aat)
siendo: act - Esfuerzo a tracción del concreto aat - Esfuerzo a tracción del acero
act - IZl.lZlB*f'c
(Esfuerzo concreto)
146
admisible
a
tracción
del
4.6.2 Cálculos.-
-
a
B
-
Weúpula
-
Wvig.sup Weilindro
-
10.40 mt. de (2.2.3) 42.388 º
de (2.2.3)
91 • fZ)fZ) Tn. de (2.3.8) 49 • fZ)fZ) Tn. de (2.3.7) 464 . fZ)fZ) Tn. de (2.3.6)
a) Tracción en el anillo
Pe - 91.00 + 49.!Zl!Zl + 464.fZlfZl - 604.fZlfZl Tns. Pe - 604,fZlfZlfZl kgs.
pe - 6fZl4,fZlfZlfZl/(2*n*lfZl.4) pe - 9244.fZlfZl kg/mt. Ta - 9,244*etg42,388 º *1fZl.4fZl
Ta - 105,329 kgs.
b)
Acero de refuerzo
As= 105,329/l,500 = 70.22 em 2 ==> usamos 14 4> 1"
147
c) Sección de concreto
f'c o-et aat Es Ec n n
-
-
-
351Zl
kg/cm2
-
0.1Zl8*351Zl
28 kg/cm2
1,512)12) kg/cm 2 2E6 1
151Z)IZ)IZ)J351Zl = 280,624 Es/Ec
-
2E6/281Zl,624
8
Ta
-
Ac
- (1/28-8/151Zl1Z1)*11Zl5,329
Ac
- 3,200 cm2
112)5,329 kg.
Considerando una viga de 1Zl.51Zl*IZl,71Zl Ac
= 51Zl*71Zl = 3,51Zl1Zl cm 2
Finalmente tenemos:
--->
viga inferior de 0.50m*0.70m con armadura de y estribos de 1/2'' @ 0.15 mts.
148
14. 1''
4.7 DISEÑ0 DE FONDO CONICO:
el
En
fondo
esfuerzos que esfuerzos
cónico
distinguimos
vamos a determinar,
de membrana
respectivamente y los
NI y
dos
uno de
NII,
tipos
ellos son
meridianos y
de los
anulares
esfuerzos de flexión en los
bordes
superior e inferior, además el fondo
cónico está sometido
a
externas (cobertura,
tipos de
3
cargas;
las cargas
viga superior, pared cilíndrica y viga propio
por último
y
por
generada
la
presión
sobre el fondo cónico A continuación
el de
inferior), el peso
mayor importancia
que es
final
carga
hidrostática. La
la
es la suma de las cargas parciales.
se presenta un
estudio detallado de
cada
uno de éstos esfuerzos y cargas.
4.7.1 Fondo cónico sometido a cargas externas.1 1 1
Las cargas sobre el fondo
_j
'. «
el peso de la
son producidas por
FI
cobertura, la
L--
pared ·�
Pe .......... .
viga superior,
cilíndrica
inferior;
cónico
y
generando
la
la viga
un esfuerzo
de membrana según
generatriz del
fondo cónico, que
determinaremos
a continuación .
149
de la fig: Cl - Pe/sena
siendo: Pe = Wcobertura + Wviga sup. + Wcilindro + Wviga inf.
El
esfuerzo
meridiano
NI,
lo
obtenemos
de
la
ecuación de equilibrio de esfuerzos verticales: NI*2*n*x*sena + Pe
=
0
de donde: NI - -pe.a/(x.sena)
---( 1 )
siendo: pe = Pc/(2.n.a) - peso por unidad de longitud.
paralelo se obtiene
El esfuerzo anular NII, según el de la ecuación: Nl/rl +NII/r2 +Zl - 0
donde: rl -
a>
r2 - x/sena Zl - 0 reemplazando de la ecuación se tiene:
---
NII - 121 15121
(
2
)
4.7.2 Fondo cónico sometido a peso propio.-
/
/'1', "" /V I c,.
I
,2/
A
/
__
e
/
/
/
i.
'\ '\
"
----¡---....9-'\ '\_---· 1
.
;
--------¡-----X
,!Y
>
3/4" @ 12.50 cmt. en doble malla. 168
4.7.5.4 Armadura anular.-
a) En el borde superior
NI! - 127,760 kgs. As
- 127,76011,500
As
85.17 cm 2
usando cf> 1"
@
10 cm , As - 101. 40 cm 2
==> usamos cf> l" @
10 cmts.
b) En el borde inferior
NII - 120,675 kgs. As
- 120,67511,500
As
- 80 • 45 cm 2
usando cf> l"
@
12. 5 , As - 81.12 cm 2
==> usamos cf> 1'' @
12.50 cmts.
169
4.7.5.5 Verificación por flexión
MI - 451,438 n
kg*cm
- 8
As - 45.60 cm 2 (n- l)*As
=
(Armadura meridiana)
7*45.60
=
319.20 cm 2
Yen - (100*40*20 + 319.2*35)/(100*40 + 319.20) Yen - 21.10 cmt. I
- 100*40A 3/12 - 533,333
cm A 4
-Esfuerzo de tracción del concreto
fe
- 451438*21.10/533,333
fe
- 17.86 kg/cm 2
fct - .08*350 = 28 kg/cm 2
fe < fct
OK
170
4.8
DISEÑO
DE
LOSA
DE
FONDO
EN
CUPULA
ESFERICA: El casquete esférico de fondo acción del
peso propio,
se halla sometido a la
peso del
liquido y
chimenea de acceso. Para efectos de los
esfuerzos de
membrana bajo
peso de
la
cálculo se estudiarán
la acción de
estas tres
cargas, asi mismo se harán los chequeos por flexión.
sometida a la presión
Cúpula esférica abierta
4.8.1
hidrostática.o
h
I
--- 1---V
R
N
,
I
es
el peso
haciendo la
' ,--=--¡-,----
:
:
'
'-
'- R
menos el
peso del
.
/
. IR
"-,
s
.lll .]
, ,
i!-J
1
--r- j____ 'o - cos$)/sen2 � -ces$} + Q/(2.u.R.sen2 $)
---
174
(
4
)
4.8.3 Esfuerzos de flexión en cúpula esférica.-
Los esfuerzos
de flexión en
el borde obtenido
cúpula esférica detallados en el anexo A son:
-�•
sen ( ta + r )
a+
- e.e
NI
-t+ - -ctg(a - a).C.e sen(t+ + r)
-i · NII - -t.J2�C.e sen(�B +
MI
r -
-i · R/(�.Jz).C.e sen
-
g
-
Q
10.90 mts. 3 º 56'44"
de 4.8.5.a
42 º 24' 03"
de 4.8.5.a
960 kg/m2
de 4.8.5.b
21,000 kgs.
de 2.3.9
Con
estos valores
se
muestran los esfuerzos NI
prepara
el cuadro
donde
se
y NII de membrana, así mismo se
presenta el diagrama respectivo para cada caso.
determinar
Para
esfuerzos
los
de
flexión
consideramos:
h
µ
E
-
-
0 . 4 0 mts.
(asumido)
0
(
de 19.2.1 de N.T.E. E
-
060
)
2.1E6
sección de viga de apoyo: b d e
-
0.80 mts.
de
(
4.7.5.1
)
1 .00 mts.
de
(
4.7.5.1
)
0.50 mts. Con
estos
valores se
determinan
flexión que se presentan a continuación.
184
los esfuerzos
de
ESFUERZOS oe MEMBRANA PARA LOSA oe FONDO EN CUPULA ESFERICA DATOS GENERALES 1
g=
10.90 mts. 21000 Kgs. 1540 kim2
pp + p ch.
NI p agua
R= Q=
alfa 3.945 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 34 36 38 40 42.4
1
-64,781 -32,839 -22,221 17307 -14659 -13079 -12071 -11398 -10935 -10612 -10385 -10229 -10125 -10063 -10033 -10031 -10051 -10092 -10150 -10242
o
-23454 -31364 -35128 -37281 -38692 -39723 -40546 -41252 -41893 -42497 -43085 -43667 -44251 -44842 -45443 -46056 -46680 -47318 -48098
h=
ªº = a=
NI
18.45 mts. 3.945 42.4
ee + ch
-64781 -56293 -53575 -52435 -51940 -51771 -51794 -51944 -52187 -52505 -52882 -53314 -53792 -54314 -54875 -55474 -56107 -56772 -57468 -58340
48035
16145
5588
776 -1760 -3208 -4064 -4566 -4838 -4952 -4949 -4858 -4696 -4474 -4202 -3885 -3529 -3135 -2708 -2153
185
NII p agua
NII
-82576 -59492 -52088 -48972 -47610 -47132 -47175 -47564 -48208 -49054 -50069 -51234 -52535 -53962 -55506 -57164 -58930 -60800 -62774 -65272
-34541 -43347 -46500 -48196 -49370 -50340 -51239 -52130 -53046 -54006 -55018 -56092 -57231 -58436 -59703 -61049 -62459 -63935 -65482 -67425
1
ESFUERZOS DE FLEXION PARA LOSA DE FONDO EN CUPULA ESFERICA
fi
C1 G =O
C2 G = Pl/4
Q
4 8 12 16 20 25 30 35 40
-29 -39 -36 -3 87 312 652 924 616
o
-68 -34 79 316 700 1300 1586 455 -3891 -7686
-97 -73 43 313 787 1612 2238 1379 -3275 -7686
ti
C1 G =O
C2 G = Pl/4
NII
C1 G =O
176 89 -204 -818 -1813 -3363 -4100 -1178 10062 19874
-114 -947 -2416 -4455 -6464 -6464 2002 27462 75944 105611
62 -858 -2620 -5273 -8277 -9827 -2098 26284 86006 125485
-25 -51 -81 -99 -72 108 561 1329 2139 2295
42.4
4 8 12 16 20 25 30 35
40
42.4
C1 G =O
C2 G = Pl/,4
NI
412 277 172 10 -238 -670 -1129 -1319 -734
975 246 -372 -1104 -1926 -2789 -2747 -650 4637 8418
1387 523 -200 -1094 -2164 -3459 -3876 -1969 3903 8418
o
'
186
,
1 1
1
MI -121 -164 -154 -12 366 1317 2748 3893 2596
o
-146 -215 -235 -111 294 1425 3309 5222 4735 2295
1
1
64,781
ESFUERZOS
MOMENTO
DE
-34,54_1
MEMBRANA
FLEXIONANTE
187
1 ¡
d) Espesor
-
NII act aat n
Ac Ac e e
-
-
de cúpula
-67,425 kg/mt
-
f' c
e
350 kg/cm2
-
0. 08*350
-
-
28 kg/cm2
1,50(2) kg/cm2 8
-
(1/28
8/1500)*67,425
2,048 cm2 2,12)48/100 212l.48 cmt.
--->
e
-
40 cmt.
e) Armadura meridional
Ac - lf2l0*40 = 4,000 cm2 As - 0 • 01 *4, 000 As - 412) cm2 usando
el>
1" @ 20 cm , As - 50.70 cm 2
verificación: Pu - 660,334 kg
==> usamos
el>
> NII
1" @ 20.00 cmt. 188
OK
f) Armadura anular
NII - -67,425 kg/mt.
As - 67,42511,500 As - 44. 95 cm2
usando
==>
4>
3/4"
usamos
4>
@
12.5 cm , As - 45.60 cm 2
3/4" @ 12.5 cmt.
g) Verificación por flexión
MI Es Ec n As
-
-
-
580,200 kg*mt. 2.1E6 15,00(Z) . .f35(Z) Es/Ec
-
-
250,998
8
50. 70 cm 2
(n- 1) .As
-
(Armadura meridiana)
7*50.70
y_,... - (100*40*20
+
-
354.90 cm 2
354.90*35)/( 100*40
y.,... - 21.22 cm. I
- 100*40 A 3/12 - 533,333 cm A 4
189
+
354.90 )
-Esfuerzos de tracción del concreto
fe = 580,200*21.22/533,333 - 23.08 kg/cm 2 fct = .08*350 = 28 kg/cm 2
fe < fct
==>
Fondo en
OK
Cúpula esférica
Armadura meridiana
anular
t
t
1''
de 40.00 @
20
cmt. de
cm.
3/4" @ 12.5 cm. en doble malla.
h ) Verificación de pandeo en el apoyo
b'
-
e
-
I
-
A
-
p2
-
L
Ra Ra
-
-
6.95 mts. 0.40 mts. tt*6.95 1*0.4"3/12 1*0.4 (Z).005/0.40
-
-
21.83
mts.
0.005
m4.
0.40
m2 .
0.013
1 + 0.0001*21.83 2 /0.013 4.81
�ce - 0.30*350 = 105 kg/cm2 �p
- 1.25*105/4.81
up
- 40.54 kg/cm 2 190
y
espesor
armadura
I
-
r-
-
K
-
Ec
Cp Cp cp
-
-
cp
-
cp
P siendo: P = �*0.BIZl*[IZI.B5*f'c*(Ag - As) + As*Fy]
c-2) Cuando P es de tracción ( + )
Se considera que la tracción en la viga
es resistida
íntegramente por el acero, según esto: As = P/uat
siendo: aat - esfuerzo a tracción del acero. aat < �.Fy < 2100 kg/cm 2
R.N.C.
TIT. VIII CAP. X 1003
consideramos: aat = 1,500 kg/cm 2
Esfuerzo
admisible
acero. 198
a
tracción
del
4.10.2 Cálculos.-
ro
-
Nle Nlc
cf, C(
-
-
7.35 mts. Ce
Ce
-
58,3412) kg/mt. 80,440 kg/mt.
42.40 º 42.55 º
a) Fuerza P sobre la viga
P - 7.35*(58,341Zl*cos42.4 º - 81Zl,441Zl*cos42.55 º )
P - - 118,906 kgs.
( COMPRESION)
b) Area de concreto
f'c Es Ec
-
Ac Ac
1
-
act aat
2E6
-
n
-
350 kg/cmz
-
15 '01Zl121. J 35121 = 280,624 kg/cm2 Es/Ec
-
0.1Z18*35121
8
-
28 kg/cm 2
1,50121 kg/cm2 118,906*(1/28 -8/1 , 5121121) 3,612 cm2
l.00 mt Considerando una viga circular de 0.80 mt*
**
Ac = 8,0121121 cm 2 199
**
El hecho de
a la calculada
considerar una sección
se debe fundamentalmente que ésta
permite disminuir
los esfuerzos
fondo cónico como en el tendríamos que
de viga mayor
de flexión
esférico, ya que de
aumentar el
sección
tanto en
el
lo contrario
espesor del fondo como
de su
armadura.
e) Acero de refuerzo
*
As - 121 • 1211 8, 121121121 As - 8121 cm2 usando 8
4>
1" + 14
4>
3/4"
As = 8121. 46 cm 2
verificación Pu = 121.J*121.8*[121.85*35121*(812l12112l - 8121.461 + 812l.46*4212ll2l]
Pu - 1'51218,637 kg > P
OK
Finalmente tendremos:
--->
viga
de fon do
Cl.·rcular
de
80cm*100cm. con armadura
de e 4> 1" + 14 4> 3/4" y estribos de 1/2" @ .20
200
4.11 DISEÑO DE FUSTE CILINDRICO: Con modal
los
(cortantes y
procedemos a cual
valores
obtenidos
momentos
determinar la
determinamos los
del
de
análisis
volteo) para
armadura del
en la referencia
chimeneas (
A.C.I. 307-48
10
masas
fuste, para
esfuerzos aplicando
presentadas
dinámico
lo
fórmulas
las
7 usadas para el cálculo de y que según
)
el autor
son
tambien aplicables para el caso de fustes de reservorios. En la uno
referencia 7
con abertura y
abertura es la de la
se plantean
2 tipos
otro sin ella; debido
de fustes,
a que la única
puerta de ingreso y
ésta representa
un ángulo pequeño consideramos sólo el caso sin abertura.
1 1 1 1
w ' '
1 1 1 1 1 1
'
+--------r��---+-----'. • 1 1 •1
.
•
Vi i
EJE
:
201
1
:
1
1
1
fs/n
De la figura:
W.A
F'ce -
fe
fs
-
(
1
)
F'ce.{ 1 + t/(2.r.A) }
(
2
)
n.F'ce.D
(
3
)
2.r .t.{ (1 - p).B - n.p.C }
donde: W
-
Pesó de la estructura sobre el nivel considerado (Kg.)
M
- Momento de volteo en el nivel analizado.(Kg.xcmt.) M/W
e
= Excentricidad (cmt.)
rm
- Radio medio del fuste (cmt.)
t
- Espesor de fuste (cmt.)
r
-
Cuantía.
rmin - 0.0025 n
- Es/Ec.
A,B,C,D = Constante de la tabla 2. fe
- Esfuerzo del concreto en la fibra más alejada.
fs
- Esfuerzo del acero. = Angulo en el cual se ubica el eJe neutro y donde se presentan los mayores esfuerzos (depende cuantía y la relación e/rm).
21ll2
de la
4.11.1 Consideraciones de diseño. a) Esfuerzos permisibles a-1) Para el concreto fe � 0.375 f'c a-2) Para el acero fs � 1266 kg/cm2
(18,000 psi)
para Fy = 4200 kg/cm 2 b) Acero vertical As min - 4> As
>
1/2"
@
0.30
@
0 . 30
0.0025*Ac
c) Acero Horizontal As min = 4, As
1/2"
>
d) Acero en abertura -A cada
iado vertical se
le colocará la
mitad
del refuerzo interrumpido. -Arriba
y
abajo
se
colocará
la
mitad
del
refuerzo horizontal interrumpido pero no menor que:
Siendo: fe fs t s -En cada
-
-
0.375*f'c (para Fy - 4, 200 kg/cm2 )
1 , 680 kg/cm 2 espesor (cmt)
Ancho de abertura. esquina
se colocará
un refuerzo
igual a 0.508*t cm 2 , donde t es el espesor en cmt. 203
diagonal
4.11.2 Cálculos.-
a) Momentos de volteo
Con los preparamos
el
datos obtenidos
cuadro
Nº1
( ver
del análisis pág.
205)
dinámico
en
la
que
determinamos el momento de volteo y excentricidades.
b) Constantes para tablas W - 5,667 kg. M - 32,508 kg*mt - 5.74 mt.
e
rm - 7.35 mt. e/rm - 0.80
Con la
f'c
- 245
Fy
- 4,200 kg/cm 2
n
- 8
n
=
8 ;
kg/cm 2
e/rm
=
0.80 ;
para
B
=
0 º entramos a
tabla 1 (pág 206) para obtener los valores de a º
para
las cuantías establecidas (ver cuadro N º 2).
0.003 ·93 º
0.007
0.011
0.015
0.019
98 º
102 º
104 º
106 º
0.023 0.027 0.031 108 º
109 º
110 °
CUADRO N º 2 Con los valores de a entramos a la tabla 2 (Pág
206)
para determinar las constantes A, B, C y D (cuadro N º 3) 204
u,
s
N
1
2
3
'--
!-
,-
4
NIVEL 10 9 8 ,7 6 ,5
hi 30.2 23.63 20.85 18.07 15.29 12.51 9.73 6.95 4-.17 1.39
xi=hi - hi-1 6.57 2.78 2.78 2.78 2.78 2.78 2.78 2.78 2.78 2.78 4281 154 154 154 154 154 154 154 154 154
w wi=SW 4281 4435 4589 4743 4897 5051 5205 5359 5513 5667
Fi 968.1 33.29 33.56 32.93 31 27.55 22.57 16.24 8.91 0.99
Vi= SFI 968.1 1001.29 1034.95 1067.88 1098.88 1126.43 1149 1165.24 1174.15 1175.14
Mi= SVl"xi 6360.42 9144.28 12021.44 '14990.15 18045.24 21176.52 24370.74 27610.11 30874.25 32507.69
MOMENTOS DE INERCIA Y EXCENTRICIDADES e= Ml/wl 1.49 2.06 2.62 3.16 3.68 4.19 4.68 5.15 5.6 5.74
0.2 0.28 0.36 0.43 0.5 0.57 0.64 0.7 0.76 0.78
e/rm
redonde(l 0.2 0.3 0.35 0.45 0.5 0.55 0.65 0.7 0.75 0.8
1
1
l ¡·
1
!
1 l
1' '
� .00
•¡
i
1
';
•
1
1
1
:
¡
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1
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'
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