articulo estandarizacion de conexiones soldadas
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Conexiones a momento en estructuras metalicasTRANSCRIPT
Facultad de Ingeniería. Programa de Ingeniería Civil
Trabajo de Grado
ESTANDARIZACIÓN DE CONEXIONES SOLDADAS EN PÓRTICOS
RESISTENTES A MOMENTO
STANDARDIZING WELDED CONNECTIONS IN MOMENT RESISTANT FRAMES González, G. a
Marzo - 2015
Resumen
Actualmente se ha descuidado la importancia de la soldadura en el campo de las estructuras metálicas y es la-mentable que tan importante elemento se esté delegando algunas veces desde la etapa de diseño y en la mayoría
de los casos desde la etapa de construcción a los operarios de soldadura. El presente trabajo recopila todos los
elementos estructurales más comúnmente utilizados y los agrupa en parejas viga-columna por medio de una rela-
ción de momentos que permite una jerarquía de falla con columnas fuertes y vigas débiles, con las cuales se dise-ñaran soldaduras con cargas de diseño iguales a las cargas de capacidad de la conexión. De esta manera se obtie-
ne una conexión que cumple con todos los requerimientos de diseño establecidos por la normativa vigente. Es-
tandarizar tanto procesos constructivos como de diseño puede mejorar considerablemente el desempeño y la pro-
ductividad de las obras de infraestructura además de la seguridad como una de las variables más importantes den-tro de los objetivos de la ingeniería civil.
Palabras claves: Estandarizacion, Soldadura, Conexion.
Abstract
Nowadays the importance of welding on metallic structures has decreased and it’s worrying that this
element is sometimes being delegated to the welding operators in the design stage, and most of the
cases, in the building stage. This project takes the most commonly structural elements and joins in
couples of beam-column through a ratio of moments which allows a fault hierarchy with strong col-
umn and weak beam, in which the welding will be designed with equal loads to the connection capaci-
ty. On this way, is gotten a connection that meets the design requirements fixed in the current regula-
tion. Standardizing building and designing processes could improve performance and productivity of
the infrastructures, furthermore the security like one of the most important variable within the Civil
Engineering objectives.
Keywords: Standardization, Welding, Connection
I. INTRODUCCIÓN
Las estructuras metálicas en comparación con las
estructuras de concreto tienen un riesgo más crítico
en las uniones, para lo cual es necesario enfocar
estudios puntuales al mejoramiento de su compor-
tamiento, al aprovechar que su modelo estructural
es más fiel y la idealización es más acertada que la
obtenida en los modelos estructurales de concreto
reforzado.
El cálculo y el diseño de estructuras metálicas re-
quieren de un delicado y detallado cálculo de cone-
xiones. Las conexiones son el elemento más impor-
tante dentro de una estructura metálica ya que es allí
donde se concentran y se transmiten grandes esfuer-
zos entre un elemento estructural y otro.
Si se logra aprovechar las estandarizaciones que
rodean a las estructuras metálicas desde la geome-
tría de los elementos que la componen hasta las
características, químicas y mecánicas, se puede
tomar ventaja en estandarización de las conexiones
como un elemento que facilitaría la toma de deci-
siones tanto en la elaboración de diseños como en la
etapa de fabricación y montaje.
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Las conexiones deben de tener el cuidado y el res-
peto de los profesionales de la ingeniería desde su
diseño, ejecución, control y evaluación de calidad.
No se justifica que en la actualidad se permita dejar
las conexiones a criterio del constructor y poste-
riormente al soldador, es importante poner al alcan-
ce de los ingenieros información detallada de di-
mensionamiento de soldaduras, preparaciones de
junta, protocolos de ejecución y evaluación de cali-
dad como una herramienta inmediata a la hora de
elaborar diseños y de ejecutarlos debidamente.
La estandarización de conexiones soldadas es posi-
ble, mediante el estudio de los perfiles estructurales
producidos por la industria metalúrgica, es necesa-
rio conocer todas las capacidades de carga de todos
estos elementos y así usarlas como la demanda de
esfuerzos que debería soportar la soldadura, este
criterio se basa en la hipótesis de que una soldadura
debe ser más fuerte que su material base y una es-
tructura nunca puede fallar en la conexión antes de
la rotulación plástica.
II. ANTECEDENTES
La humanidad sin mayor poderío para enfrentar y
predecir los fenómenos naturales siempre ha optado
por prevenirlos y actuar de manera pasiva ante estos
siniestros. En el siglo XX los terremotos generaron
alrededor de 14000 muertos en promedio al año,
esto incluye pérdidas económicas que impactaron
negativamente el desarrollo de las zonas afectadas.
Los ingenieros Juan Felipe Beltrán y su colega
Ricardo Herrera M. profesores del departamento de
ingeniería de la Universidad de Chile, con su traba-
jo titulado: Innovaciones en el Diseño Sísmico de
Estructuras de Acero” (2006), argumentan que en la
década de los 90, sismos de gran magnitud como el
de Northridge, en Estados Unidos (1994) y Kobe,
en Japón (1995) resaltaron la vulnerabilidad de las
conexiones soldadas viga-columna en pórticos
metálicos resistentes a momento. Los daños obser-
vados en las edificaciones afectadas por los sismos
mostraron el bajo desempeño de sus estructuras, las
cuales no fueron rivales para la devastadora fuerza
de la naturaleza. Esto puso en tela de juicio la filo-
sofía de diseño que se aplicaba e hizo que se inicia-
ran importantes programas de investigación en
torno al comportamiento de los diferentes tipos de
conexiones, con el fin de restringir procedimientos
tanto constructivos como de diseño y a la vez de
involucrar correctas formas y procesos constructi-
vos que mejoren su desempeño.
El diseño sismorresistente da pequeños pasos, la-
mentablemente, de manera posterior a las tragedias
que se han presentado con cada sismo que la socie-
dad tiene que enfrentar sin previo aviso. Por ello,
los aportes realizados al diseño sísmico de edifica-
ciones sin importar que tan pequeños sean podrán
algún día salvar vidas, disminuir daños, mejorar el
comportamiento inelástico de las estructuras y pro-
veer modelos más cercanos a la realidad.
En enero de 1994 el sismo que sacudió a Northridge
en Estados Unidos, no reportó fallas estructurales
de manera inmediata en las edificaciones que logra-
ron quedar en pie con el cese del movimiento telúri-
co, puesto que para ello se debía retirar todo tipo de
elementos de fachada y acabados que permitieran
evidenciar cualquier tipo de falla. Algunos meses
después, con elevadores en mal funcionamiento y
con las reparaciones de elementos no estructurales a
causa del siniestro, se evidencia accidentalmente
todo tipo de fallas en las conexiones viga-columna;
esto llevó a una inspección aleatoria más minuciosa
en todo el norte del valle de San Fernando. Debido
a la investigación exhaustiva se logra identificar un
gran número de fallas críticas, en donde pasado un
año, ya se tenían identificadas más de 100 estructu-
ras con fallas en sus conexiones.
Al ver las fotografías del siniestro, se evidencia con
facilidad que muchas de las fallas presentadas en las
conexiones a causa de los fuertes sismos (Northrid-
ge y Kobe) fueron de tipo frágil, al ser las más co-
munes fisuras en las soldaduras de los patines de las
vigas, fractura a lo largo de la línea de los pernos en
el alma y fractura de los patines de las columnas. Al
observar los elementos adyacentes a las conexiones,
se evidenció que la estructura no plastificó, este
factor fue catastrófico al no permitir que la estructu-
ra disipara energía y se comportara de manera dúc-
til.
Por otra parte, en el estudio: Calificación de una
Conexión realizado por Maritza Uribe Vallejo y
Gabriel F. Valencia Clement, (2009), Docentes
investigadores de la Universidad Nacional de Co-
lombia, sede Bogotá, encontraron:
Durante las últimas décadas un importante crecimien-
to del uso de diferentes sistemas estructurales de ace-
ro en el ámbito de la construcción en Colombia, gra-
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cias a las notables facilidades en la adquisición de la
materia prima, la versatilidad de los productos y las
ventajas que ofrece el acero durante las etapas de fa-bricación y montaje, que se reflejan en el ahorro con-
siderable de tiempo y costos directos. Este precedente
ha generado inquietudes a nivel de la academia y de
la investigación en lo que se refiere al desarrollo de
nuevas metodologías de diseño y técnicas constructi-
vas que se ajusten cada vez más a nuestro medio, re-
cursos, necesidades y tecnología, que permitan garan-
tizar el comportamiento eficiente de las estructuras ante solicitaciones sísmicas, aprovechando al máximo
las ventajas del acero, como su alta resistencia, capa-
cidad de disipación de energía, elasticidad y ductili-
dad. (pág.1)
Un estudio como la estandarización de conexiones
está inspirado por el constante crecimiento que
muestra la construcción con estructuras metálicas,
pues es necesario tener un desarrollo constante que
mejoren la calidad de la fabricación y el montaje de
estructuras al igual que las conexiones como el
elemento fundamental de estos sistemas constructi-
vos.
Uribe y Valencia en el estudio anteriormente men-
cionado, hablan de la implementación de procesos
constructivos que no cuentan con soportes técnicos
ni experimentales:
Estas investigaciones son evidencia del interés cons-
tante por dar solución y mejorar ciertas prácticas constructivas y de diseño que se vuelven comunes y
frecuentes pero que en la mayoría de los casos no pre-
sentan un soporte ni técnico ni experimental que ga-
rantice el adecuado comportamiento de la unión ante las demandas sísmicas. (pág. 2)
En vista de este tipo de situaciones, con el paso del
tiempo las conexiones se han vuelto objeto de estu-
dio para mejorar día a día tanto los diseños como
los procesos constructivos de las estructuras metáli-
cas.
No mucho tiempo después, el ingeniero Edgar Ri-
cardo Quiroz Villón, inspector de construcciones
soldadas de Lima, Perú, en su tesis Comportamiento
de Conexiones Empernadas Sometidas a Cargas
Cíclicas y Periódicas (2011) realizó estudios prácti-
cos y analíticos para determinar el comportamiento
de conexiones empernadas sometidas a cargas cícli-
cas y periódicas con resultados que muestran ciclos
de histéresis de tipo deslizamiento, lo cual es un
comportamiento muy diferente al comportamiento
de las conexiones soldadas ante cargas cíclicas.
El ingeniero Quiroz realizó su tesis de “Maestría en
Ingeniería Estructural” basado en los estudios de
Popov, E.P. y R. B. Pinkney (1968, 1969a, 1969b),
sobre del comportamiento de las conexiones ante
cargas cíclicas, en donde determinaron las siguien-
tes características:
1. En conexiones con soldadura completa, los
lazos de histéresis son estables y en forma de
espiral. Ver figura (1.):
Ilustración 1. Ciclos de carga y descarga en conexión con
soldadura completa.
Fuente: (Quiroz, 2011, pág. 11)
2. En conexiones pernadas en el alma y solda-
das en los patines, los lazos de histéresis son
iguales a los de soldadura completa, aunque
no son totalmente rígidas debido al desliza-
miento de los pernos.
3. En las conexiones totalmente pernadas se ven
lazos de histéresis de tipo deslizamiento debi-
do al deslizamiento de los pernos sobre sus
orificios.
Al observar los resultados de las investigaciones
anteriormente mencionadas es tentativo determinar
cuál tipo de unión muestra mejor desempeño ante
cargas cíclicas producidas por sismos. Las investi-
gaciones realizadas generalizan el comportamiento
de las conexiones cuando realmente sus estudios
están basados en un caso de conexión en particular.
Los estudios podrán tener resultados más confiables
si son apoyados en conexiones estandarizadas que
dejen a un lado los procedimientos constructivos y
de diseño que no cuentan con un soporte técnico e
investigativo, a la vez podrán abrir un camino im-
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portante a las estructuras metálicas por medio de
diseños confiables y procedimientos precalificados.
III. MARCO REFERENCIAL
a. Marco Coceptual
Dentro de la ingeniería se han desarrollado norma-
tivas y códigos que buscan dar seguridad y calidad a
todos los procesos que tienen como fin estar al
servicio de las personas. Por esta razón un los ele-
mentos que componen el marco conceptual no están
lejos de ser un marco legal.
Sistemas Estructurales Sismoresistentes
De acuerdo con la normativa AISC, los sistemas
estructurales sismoresistentes en acero se clasifican
en 2 grupos:
Figura 1. Clasificación de Sistemas Estructurales.
Fuente: (Crisafulli, 2013, pág. 33)
Sistema de Pórticos Resistentes a Momento
Los pórticos resistentes a momento es un sistema
estructural que combina elementos horizontales y
verticales unidos entre sí por medio de conexiones
ya sea pernadas, soldadas o mixtas (soldadas y
pernadas).
Ilustración 2. Pórtico Resistente a Momento.
Fuente: (Bolivar Diaz, 2012, pág. 67)
Se debe tener en cuenta que este sistema estructural
depende drásticamente de las conexiones ya que es
su principal medio de transmisión de esfuerzos. Las
conexiones deben ser tan fuertes y resistentes que
puedan soportar deformaciones en las vigas de
rango plástico (Ilustración 3), estas deformaciones
en el rango plástico son denominadas rotulas plásti-
cas (Ilustración 4) y permiten a la estructura disipar
grandes cantidades de energía sísmica. (Crisafulli,
2013, pág. 33).
Ilustración 3. Diagrama Esfuerzo-Deformación
Fuente: El Autor
Ilustración 4.Rotulas Plásticas en Vigas de un Pórtico.
Fuente: (Crisafulli, 2013, pág. 53)
Conexiones Precalificadas
El desastre natural de Northridge en Estados Uni-
dos, saco a la luz todas las debilidades de las cone-
Sistemas de Porticos Arriostrados y
Muros en Corte
• Pórticos ordinarios arriostrados concéntricamente (OCBF)
• Pórticos especiales arriostrados concéntricamente (SCBF)
• Pórticos arriostrados excéntricamente (EBF)
• Pórticos con riostras de pandeo restringido (BRBF)
• Muros de corte especiales con placas de acero (SPSW)
Sistemas de Pórticos a Momento
• Pórticos no arriostrados ordinarios (OMF)
• Pórticos no arriostrados intermedios (IMF)
• Pórticos no arriostrados especiales (SMF)
• Pórticos no arriostrados especiales con vígas reticuladas (STMF)
• Sistema de columnas ordianrias en voladizo (OCCS)
• Sistema de columnas especiales en voladizo (SCCS)
Giordany González Serna
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xiones utilizadas hasta ese entonces. Este suceso
trajo consigo investigaciones que permitieran califi-
car las conexiones a utilizar en pórticos resistentes a
momento, FEMA (Federal Emergency Manage-
ment Agency) se puso al frente de estas investiga-
ciones y califico un grupo de conexiones que hoy en
día se conocen como conexiones precalificadas,
estas cuentan con toda la información correspon-
diente al diseño, especificaciones y limitaciones.
La AISC (American Institute of Steel Construction)
también se ha basado en estas investigaciones para
incorporar nuevas especificaciones en su código
AISC-358 “Prequalified Connections for Special
and Intermediate Steel Moment Frames for Seismic
Applications”. (American Institute of Steel
Construction, 2010)
El proceso de Precalificación implica que:
● Exista suficiente información experimental
y analítica para asegurar que la conexión
presenta adecuada capacidad de deforma-
ción plástica.
● Se dispone de modelos racionales para
predecir la resistencia asociada a los distin-
tos modos de falla y la capacidad de de-
formación, a partir de las propiedades
geométricas y mecánicas de los elementos
que la componen.
● Los datos existentes permiten evaluar esta-
dísticamente la confiabilidad de la cone-
xión. (Crisafulli, 2013, pág. 53)
Tabla 1. Conexiones Calificadas FEMA-350
Fuente: (Federal Emergency Management Agency, 2000, págs.
2-25)
De acuerdo con la Tabla 1 en la categoría de wel-
ded, fully restrained (soldada totalmente restringi-
da), la conexión descrita como welded unreinforced
flanges, welded web (alas soldadas no reforzadas,
alma soldada) son permitidas las conexiones solda-
das en sistemas SMF (pórticos especiales no arrios-
trados).
Acero Estructural
El acero estructural es producto de la combinación
entre hierro y carbono, en donde su comportamiento
esta fielmente ligado a la cantidad exacta de car-
bono.
Adicionalmente puede contar con otras aleaciones
que modifiquen sus características físicas y mecáni-
cas.
El acero A572 está normalizado por la ASTM
(American Society for Testing and Materials). La
ASTM A572 es una especificación para acero de
alta resistencia de baja aleación de columbio – va-
nadio, este acero es usado para la fabricación de
perfiles W, H, IP, UP entre otros y está dividido en
5 grados de resistencia G-42, G-50, G-60 y G-65. El
acero grado 50 (G-50) es utilizado para edificacio-
nes y cuenta con propiedades mecánicas generosas
que alcanzan hasta los 3515 Kg/cm^2 como límite
de fluencia y los 4570 Kg/cm^2 como resistencia
ultima. (ASTM, 2014)
Diseño por Medio de Factores de Carga y Resis-
tencia (LRFD)
Esta metodología satisface las condiciones de dise-
ño cuanto la resistencia de cada componente estruc-
tural es mayor o igual a la resistencia requerida.
El diseño debe cumplir con la Ecuación 1.
Ecuación 1. Relación de resistencias
𝑹𝒖 ≤ ∅ ∗ 𝑹𝒏
donde:
𝑹𝒖 = Resistencia Requerida (LRFD)
∅ = Factor de Reducción de Resistencia
𝑹𝒏 = Resistencia Nominal
∅ ∗ 𝑹𝒏 = Resistencia de Diseño (American Institute of Steel Construction, 2010, págs. 16.1-11)
Clasificación del Perfil para Pandeo Local
Las secciones transversales de un perfil estructural
se clasifican como compactas, no compactas y es-
beltas. Se considera como compacta a una sección
que cuenta con patines continuamente conectados al
alma (o almas) y que cuenta con una relación an-
cho-espesor de los elementos que lo componen que
no excede la relación λp de la Tabla 2. Si la razón
ancho espesor de uno o más de uno de los elemen-
tos que componen a la sección excede λp, pero no
supera λr, la sección se denomina no compacta. Si
la razón ancho-espesor de cualquier elemento com-
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primido excede λr, la sección califica como esbelta.
(American Institute of Steel Construction, 2010).
Tabla 2. Clasificación de las Secciones Según Pandeo Local
Fuente: AISC. (American Institute of Steel Construction, 2010)
Diseño de Miembros En Flexión
El diseño de miembros en flexión simple se realiza
en torno a un eje principal o eje neutro que atraviesa
la sección transversal del perfil.
El miembro es cargado en un plano paralelo al eje
principal que pasa a través del centro de corte.
Miembros compactos de sección h de simetría
doble y canales flectadas en torno a su eje mayor
“La resistencia nominal de flexión, (𝑀𝑛), debe ser
el menor valor obtenido de acuerdo con los estados
límite de fluencia (momento plástico) y pandeo
lateral-torsional” (American Institute of Steel
Construction, 2010, págs. 16.1-47).
● Fluencia: Ecuación 2. Resistencia nominal a flexión.
𝑴𝒏 = 𝑴𝒑 = 𝐹𝑦 ∗ 𝑍𝑥
donde:
𝑭𝒚 = Tensión de fluencia mínima del ace-
ro utilizado Kgf/cm^2
𝒁𝒙 = Módulo de sección plástico en torno
al eje “x”,cm^3 (American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-47).
● Pandeo lateral-torsional:
Los miembros tienen mayor resistencia
cuando el estado límite de pandeo lateral-
torsional no aplica, se calculara la capaci-
dad máxima del perfil solo en estado límite
de fluencia.
Esto con el fin de obtener mayores deman-
das de carga en el diseño de las conexio-
nes.
● Longitudes límite de arrostramiento lateral:
Las longitudes límite representan la sepa-
ración máxima entre arriostramientos late-
rales para alcanzar pandeos laterales, por
un lado la Ecuación 3 aplica para pandeos
laterales en estado límite de fluencia.
Ecuación 3. Separación límite no arriostrada para es-
tado límite de fluencia
𝑳𝒑 = 1,76 ∗ 𝑟𝑦 ∗ √𝐸
𝐹𝑦
donde:
𝑳𝒑 = Separación límite entre arriostra-
mientos para alcanzar estado límite de
fluencia en flexión.
𝑭𝒚 = Tensión de fluencia mínima del ace-
ro utilizado Kgf/cm^2
𝑬 = Módulo de elasticidad del acero utili-
zado Kgf/cm^2
𝒓𝒚 = Radio de giro entorno al eje "y" cm (American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-48).
Por otro lado se debe tener en cuenta la se-
paración límite para pandeo lateral torsio-
nal inelástico mediante la Ecuación 4.
Ecuación 4. Separación límite para pandeo lateral tor-
sional inelástico
𝑳𝒓
= 1,95 ∗ 𝑟𝑡𝑠 ∗ (𝐸
0,7 ∗ 𝐹𝑦) ∗ √
𝐽 ∗ 𝑐
𝑆𝑥 ∗ ℎ𝑜
∗ √1 + √1 + 6,76 ((0,7 ∗ 𝐹𝑦
𝐸) ∗
𝑆𝑥 ∗ ℎ𝑜
𝐽 ∗ 𝑐)
2
donde:
𝑳𝒓 = Separación límite entre arriostra-
mientos para alcanzar pandeo lateral tor-
sional inelástico
𝑬 = Módulo de elasticidad del acero utili-
zado Kgf/cm^2
𝑭𝒚 = Tensión de fluencia mínima del ace-
ro utilizado Kgf/cm^2
Giordany González Serna
7
𝑱 = Constante Torsional con respecto al
centroide
𝒄 = 1.0, Para secciones H con simetría
doble.
𝑺𝒙 = Modulo elástico de la sección en-
torno al eje X
𝒉𝒐 = Distancia entre Centroides de Alas
𝑪𝒘 = Constante de Alabeo
El radio de giro efectivo (rts^2) está de-
terminada por la Ecuación 5.
Ecuación 5. Radio de giro efectivo
𝒓𝒕𝒔𝟐 =√𝐼𝑦 ∗ 𝐶𝑤
𝑆𝑥
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-48)
Miembros de sección H de simetría doble con
almas compactas y alas no compactas o esbeltas
flectados en torno a su eje mayor
“La resistencia nominal de flexión, (𝑀𝑛), debe ser
el menor valor obtenido de acuerdo con los estados
límite de pandeo lateral-torsional y pandeo local del
patín en compresión” (American Institute of Steel
Construction, 2010, págs. 16.1-49).
● Pandeo lateral-torsional:
Si se tiene en cuenta que los miembros tie-
nen mayor resistencia cuando el estado lí-
mite de pandeo lateral-torsional no aplica,
se calculara la capacidad máxima del perfil
solo en estado límite de fluencia.
Esto con el fin de obtener mayores deman-
das de carga en el diseño de las conexio-
nes.
● Pandeo local del patín en compresión:
Para secciones con alas no compactas, por
medio de la Ecuación 6.
Ecuación 6. Pandeo local del patín en compresión pa-
ra alas no compactas
𝑴𝒏 = 𝑀𝑝 − (𝑀𝑝 − 0,7 ∗ 𝐹𝑦 ∗ 𝑆𝑥)
∗ (𝜆 − 𝜆𝑝𝑓
𝜆𝑟𝑓 − 𝜆𝑝𝑓)
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-49)
Para secciones con alas esbeltas, por medio
de la Ecuación 7.
Ecuación 7. Pandeo local del patín en compresión pa-
ra alas esbeltas
𝑴𝒏 =0,9 ∗ 𝐸 ∗ 𝐾𝑐 ∗ 𝑆𝑥
𝜆2
donde:
𝝀𝒑𝒇 = λp es la esbeltez límite para ala
compacta.
𝝀𝒓𝒇 = λr es la esbeltez límite para ala no
compacta.
𝑲𝒄 = 4
√ ℎ
𝑡𝑤
para cálculo no debe tomarse
menor que 0,35 ni mayor que 0,76.
𝒉 = altura del elemento de corte.
𝝀 = 𝑏𝑓
2𝑡𝑓 relación de esbeltez.
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-49)
Miembros de sección H y canales flectados en
torno a su eje menor
“La resistencia de flexión nominal, 𝑀𝑛, debe ser el
menor valor obtenido de acuerdo con los estados de
fluencia (momento plástico) y pandeo local del ala”
(American Institute of Steel Construction, 2010,
págs. 16.1-54).
● Fluencia del ala en tracción
Para chequeo de fluencia del ala en trac-
ción, mediante la Ecuación 8.
Ecuación 8. Fluencia del ala en tracción
𝑴𝒏 = 𝑴𝒑 = 𝐹𝑦 ∗ 𝑍𝑦 ≤ 1,60 ∗ 𝐹𝑦 ∗ 𝑆𝑦
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-54)
● Pandeo local de ala
- Para secciones con alas compactas, no plica el estado límite de pandeo local.
- Para secciones con alas no compac-tas se aplica la Ecuación 9
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Ecuación 9. Pandeo local del ala, para secciones con
alas no compactas
𝑴𝒏 = [𝑀𝑝 − (𝑀𝑝 − 0,7𝐹𝑦 ∗ 𝑆𝑦) ∗ (𝜆 − 𝜆𝑝𝑓
𝜆𝑟𝑓 − 𝜆𝑝𝑓)]
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-55)
- Para secciones con alas esbeltas, se debe usar la Ecuación 10.
Ecuación 10. Pandeo local del ala, para secciones con
alas esbeltas
𝑴𝒏 = 𝐹𝑐𝑟 ∗ 𝑆𝑦
donde:
𝝀 = b/t relación de esbeltez
𝑭𝒄𝒓 = Tensión Critica y se calcula así:
Ecuación 11. Tensión crítica
𝑭𝒄𝒓 =0,69 ∗ 𝐸
(𝑏𝑓
2 ∗ 𝑡𝑓)
2
𝝀𝒑𝒇 = λp es la esbeltez límite para ala
compacta
𝝀𝒓𝒇 = λr es la esbeltez límite para ala no
compacta (American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-55).
Diseño de Miembros a Cortante
Comprende el diseño de almas de miembros con
simetría doble o simple solicitados por corte en el
plano del alma, y corte en la dirección débil de
perfiles de simetría doble o simple. (American
Institute of Steel Construction, 2010).
Resistencia de corte nominal
La resistencia de corte nominal, 𝑉𝑛, de almas no
atiesadas o atiesadas de acuerdo al estado límite de
fluencia en corte y pandeo en corte, es:
Ecuación 12. Resistencia de corte nominal
𝑽𝒏 = 0,6 ∗ 𝐹𝑦 ∗ 𝐴𝑤 ∗ 𝐶𝑣
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-65).
El coeficiente de resistencia al corte del alma 𝐶𝑣, se
determina bajo las siguientes condiciones:
● Caso 1: ℎ
𝑡𝑤≤ 1,10 ∗ √
𝐾𝑣∗𝐸
𝐹𝑦
Ecuación 13. Coeficiente de resistencia al corte del alma
- caso 1
𝑪𝒗 = 1,0
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-65).
● Caso 2: 1,10 ∗ √𝐾𝑣∗𝐸
𝐹𝑦<
ℎ
𝑡𝑤≤ 1,37 ∗ √
𝐾𝑣∗𝐸
𝐹𝑦
Ecuación 14. Coeficiente de resistencia al corte del alma
- caso 2
𝑪𝒗 =1,10 ∗ √
𝐾𝑣 ∗ 𝐸𝐹𝑦
ℎ𝑡𝑤
(American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-65).
● Caso 3: ℎ
𝑡𝑤> 1,37 ∗ √
𝐾𝑣∗𝐸
𝐹𝑦
Ecuación 15. Coeficiente de resistencia al corte del alma
- caso 3
𝑪𝒗 =1,51 ∗ 𝐸 ∗ 𝐾𝑣
(ℎ
𝑡𝑤)2
∗ 𝐹𝑦
donde:
𝑨𝒘 = Altura total multiplicada por el es-
pesor del alma.
El coeficiente de pandeo de placa del alma,
𝐾𝑣, se determina bajo las siguientes condi-
ciones:
- Para almas no atiesadas con ℎ
𝑡𝑤≤ 260:
𝑲𝒗 = 5 Excepto para el alma de perfiles
en T donde Kv=1,2 (American Institute of Steel Construction, 2010, págs.
16.1-65).
Giordany González Serna
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Resistencia de corte respecto al eje débil en per-
files con simetría simple y doble
Para perfiles con simetría doble y simple cargados
en el eje débil sin torsión, la resistencia de corte
nominal, 𝑉𝑛, para cada elemento resistente al corte
debe ser determinado por medio de la Ecuación 12
con 𝐴𝑤 = 𝑏𝑓 ∗ 𝑡𝑓 𝑦 𝐾𝑣 = 1,2
(American Institute of Steel Construction, 2010,
págs. 16.1-68)
Arriostramiento Lateral de Vigas
Ambas alas de las vigas serán arriostradas lateral-
mente, con una separación máxima de:
Ecuación 16. Separación máxima de arriostramiento lateral
𝑳𝒃 = 0.086 ∗ 𝑟𝑦 ∗ 𝐸 / 𝐹𝑦
(American Institute of Steel Construction, 2005, págs. 6.1-35)
Conexiones Viga-Columna
De acuerdo con los requerimientos establecidos por
la norma AISC seismic provisions for structural
Steel buildings, (2005), en conexiones usadas para
sistemas de resistencia de carga sísmica se deben
satisfacer los siguientes requerimientos.
● La conexión deberá soportar una deforma-
ción angular de entrepiso de al menos 0,04
radianes.
● La resistencia a Flexión medida de la co-
nexión en la cara de la columna debe ser al
menos 0.8Mp de la viga conectada y una
deformación angular de entrepiso de 0.04
radianes.
● La resistencia al corte requerida de la co-
nexión se determinará mediante la siguien-
te cantidad para el efecto de carga terremo-
to E: Ecuación 17. Cortante plástico
𝑬 =2[1,1 ∗ 𝑅𝑦 ∗ 𝑀𝑝]
𝐿ℎ
𝑹𝒚 = Relación de la tensión de fluencia
especificada por material
𝑴𝒑 = resistencia a la flexión plástica no-
minal.
𝑳𝒉 = distancia entre las localizaciones de
articulación plástica. (American Institute of Steel Construction, 2005, págs.
6.1-30)
Relación de Momento Viga-Columna
La relación entre viga-columna deberá satisfacerse
de acuerdo con:
Ecuación 18. Relación de momentos
Ʃ𝑴𝒑𝒄
Ʃ𝑴𝒑𝒃> 𝟏
Se permite utilizar como sumatoria de momentos
plásticos en columna la siguiente expresión:
Ecuación 19. Sumatoria de momentos plásticos en columnas
Ʃ𝑴𝒑𝒄 = Ʃ𝑍𝑐 ∗ (𝐹𝑦𝑐 −𝑃𝑢𝑐
𝐴𝑔)
Mientras que para la sumatoria de momentos plásti-
cos en vigas se permite usar la siguiente expresión:
Ecuación 20. Sumatoria de momentos plásticos en vigas
Ʃ𝑴𝒑𝒃 = Ʃ(1,1 ∗ 𝑅𝑦 ∗ 𝐹𝑦𝑏 ∗ 𝑍𝑏 + 𝑀𝑢𝑣)
donde:
𝑨𝒈 = área bruta de la sección de la columna.
𝑭𝒚𝒄 = esfuerzo de fluencia mínimo del acero de la
columna.
𝑭𝒚𝒃 = esfuerzo de fluencia mínimo del acero de la
viga.
𝑴𝒖𝒗 = momento adicional debido a cargas exter-
nas.
𝑷𝒖𝒄 = demanda de carga en compresión.
𝒁𝒃 = módulo plástico de la sección de la viga.
𝒁𝒄 = módulo plástico de la sección de la columna. (American Institute of Steel Construction, 2005, págs. 6.1-33)
Diseño de Conexiones a Momento
Las conexiones a momento completamente restrin-
gidas deben ser tan fuertes y rígidas como sus ele-
mentos adyacentes para transferir adecuadamente el
momento y a su vez mantener el ángulo entre
miembros conectados. (American Institute of Steel
Construction, 2010, págs. 16.1-91).
Platinas de continuidad
De acuerdo con la literatura y a la vez en afinidad
con los códigos AISC se establece:
● En nudos exteriores el espesor debe ser co-
mo mínimo la mitad del espesor del ala de la
viga. (Crisafulli, 2013, pág. 54)
Facultad de Ingeniería. Programa de Ingeniería Civil
10
● En nudos interiores el espesor de las placas
deben ser como mínimo igual al espesor ma-
yor de las alas de las vigas que llegan al nu-
do. (Crisafulli, 2013, pág. 54)
● Las placas de continuidad deben unirse a las
alas de la columna mediante soldadura de
penetración completa (CJP groove welds) y
al alma de la columna con soldadura de ra-
nura o de filete. (Crisafulli, 2013, pág. 54)
Zona de panel
Las especificaciones sísmicas vigentes requieren de
la consideración de las deformaciones del panel
nodal y plantean verificaciones de la resistencia del
mismo, sin embargo los modelos de análisis usual-
mente no incluyen una representación explícita de
dicha zona.
De acuerdo con análisis realizados, la zona de panel
muestra un significativo aumento de tensiones de
corte en su zona central, por lo cual es necesario
realizar reforzamientos conforme a las solicitacio-
nes de carga. (Crisafulli, 2013, pág. 55)
Ilustración 5. Tensiones de corte en zona de panel mediante
elementos finitos.
Fuente: (Crisafulli, 2013, pág. 55)
Cálculo de Soldaduras
Existen muchos tipos de soldadura, principalmente
se distinguen cinco de ellas (Ilustración 6). La junta
a tope, junta de esquina, junta de traslape, junta de
borde y junta –T.
Ilustración 6. Tipos de Uniones.
Fuente: (Minilo, 2007, pág. 21)
En uniones viga columna, solo es común el uso de
uniones de tipo junta – T [Ilustración 7(a)], en don-
de su soldadura es de tipo filete [Ilustración 7(b)].
Esto se debe a que las uniones viga – columna nun-
ca se conectan entre sí de manera paralela a su eje
longitudinal, siempre va a existir un ángulo de des-
viación entre viga y columna, el cual en la mayoría
de los casos es de 90°.
Ilustración 7. Junta - T y Soldadura de Filete
Fuente: El Autor
Se asume que las tensiones son uniformes sobre el
plano de soldadura a*l y se procede a determinar las
componentes de esfuerzos que actúan sobre el file-
te.
Ilustración 8. Componentes de Esfuerzos Sobre el Plano de la
soldadura.
Fuente: (Ministerio de Obras Públicas, Transportes y Medio
Ambiente, 1995)
CATETO
a=GARGANTA TEO-
RICA
(b)
Giordany González Serna
11
donde:
𝒂 = Garganta teórica.
𝝉𝒂 = Componente de esfuerzo cortante paralelo a la
longitud del cordón.
𝝉𝒏 = Componente de esfuerzo cortante perpendicu-
lar a la longitud del cordón.
𝝈 = Componente de tracción normal al plano de
garganta teórica.
Las acciones ponderadas de una soldadura en ángu-
lo dan como resultado la tensión de comparación.
Ecuación 21. Tensión de Comparación
𝝈𝒄∗ = √𝜎2 + 1,8 ∗ (𝜏𝑛2 + 𝜏𝑎2) ≤ 𝜎𝑢
(Ministerio de Obras Públicas, Transportes y Medio Ambiente,
1995)
Donde 𝜎𝑢 es la resistencia del material de aporte y
los demás términos se identifican en la Ilustración
8.
IV. MEDOTOLOGÍA
Para poder dar cumplimiento a los objetivos especí-
ficos y como resultado final obtener conexiones
estandarizadas tan fuertes y rígidas como sus sec-
ciones adyacentes, se ejecuto una secuencia ordena-
da y lógica consecuente con cada objetivo.
Para la recolección de información se utili-
zo catálogos de productos pertenecientes a
Agofer S.A.S., la cual es una de las más
prestigiosas comercializadoras de acero es-
tructural del país.
La compatibilidad de elementos viga-
columna, se realizo por medio del cálculo
de la capacidad mecánica de todos los per-
files estructurales, y así se determino cada
una de las posibles parejas de viga colum-
na que cumplan con las condiciones de co-
lumna fuerte-viga débil.
Se realizo un chequeo en la relación de
momentos para ajustar las parejas viga co-
lumna y asi, garantizar en su totalidad una
gerarquia de falla con columna fuerte-viga
débil.
Se tuvo en cuenta que para uniones viga-
columna se pueden presentar uniones sol-
dadas con almas paralelas, almas perpen-
diculares y viga a tope con columna, por lo
tanto, fue importante discriminar estos po-
sibles eventos que se podian presentar.
Se determinó la capacidad de carga bajo
los chequeos establecidos por la norma
AISC, bajo la clasificación de secciones
según pandeo local.
Para efectos de plasmar las conexiones
soldadas en la realidad, fue necesario res-
petar los códigos y normas aplicables en la
región y en el país; por lo tanto, se tuvo en
cuenta que la normativa colombiana de es-
tructuras metálicas está basada en su tota-
lidad en la norma americana AISC, bajo
este principio se tomó como referente la
última actualización de la AISC; de igual
manera, se tuvo en cuenta las especifica-
ciones de la AWS para uniones soldadas
tal y como lo remite el código anterior-
mente mencionado.
Las uniones soldadas, de acuerdo a la
complejidad del empalme, requieren oca-
sionalmente no solo el diseño de la junta
sino también del diseño del procedimiento
de soldadura; aunque no está dentro del al-
cance del presente documento, se estudia-
ron y se establecieron protocolos de ejecu-
ción y control de calidad de las uniones
soldadas
Facultad de Ingeniería. Programa de Ingeniería Civil
12
V. ANÁLISIS Y DISCUSIÓN DE RE-
SULTADOS
CONEXIONES DE BORDE “EJE M YOR”
Como resultado final se logro obtener cada una de
las dimensiones de las soldaduras que comonen la
conexión tanto para solicitaciones de cortante como
para solicitaciones a flexion para los siguientes
casos:
Elementos de borde con flexion en eje ma-
yor
Ilustración 9. Esquema General Elementos de Borde
"Eje Mayor"
Fuente: El Autor
Ilustración 10. Diseño Final Elementos de Borde "Eje
Mayor"
Fuente: El Autor
Tabla 3. Variables de Simbolo de Soldar Elementos
de Borde "Eje Mayor"
Fuente: El Autor
Elementos de borde con flexion en eje me-
nor
Ilustración 11. Esquema General Elementos de Borde
"Eje Menor"
Fuente: El Autor
CA
(mm)
CB
(mm)
CC
(mm)
SB
(mm)
EA - EB
(mm)
EC
(mm)
HEA-300 HEA-200 200 65 58 136 8 9
HEA-300 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-300 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-280 HEA-200 200 65 58 136 8 9
HEA-280 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-280 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-260 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-260 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-260 IPE-220 110 35 102 75 8 3
HEA-240 IPE-220 110 35 102 75 8 3
HEA-240 HEA-160 160 51 44 109 7 9
HEA-240 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-220 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-220 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-220 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-200 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-200 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-200 HEA-120 120 38 74 82 6 3
IPE-240 IPE-160 82 26 51 56 7 4
IPE-240 HEA-120 120 38 74 82 6 3
IPE-240 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-180 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-180 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-180 IPE-140 73 23 36 50 6 4
IPE-220 IPE-140 73 23 36 50 6 4
IPE-220 HEA-100 100 32 56 68 6 4
IPE-220 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-160 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-160 HEA-100 100 32 56 68 6 4
HEA-160 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-200 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-200 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-140 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-140 IPE-100 55 17 75 38 5 3
IPE-180 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-180 IPE-100 55 17 75 38 5 3
IPE-160 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-120 IPE-100 55 17 75 38 5 3
COLUMNA VIGA
SOLDADURAS
Giordany González Serna
13
Ilustración 12. Diseño Final Elementos de Borde "Eje
Menor"
Fuente: El Autor
Tabla 4. Variables de Simbolo de Soldar Elementos
de Borde "Eje Menor"
Fuente: El Autor
Elementos interiores con flexion en eje
mayor
Ilustración 13. Esquema General Elementos Interiores
"Eje Mayor"
Fuente: El Autor
Ilustración 14. Diseño Final Elementos Interiores "Eje
Mayor"
Fuente: El Autor
Tabla 5. Variables de Simbolo de Soldar Elementos
Interiores "Eje Mayor"
Fuente: El Autor
CA
(mm)
CB
(mm)
CC
(mm)
SB
(mm)
EA - EB
(mm)
EC
(mm)
HEA-300 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-300 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-300 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-280 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-280 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-280 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-260 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-260 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-260 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-240 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-240 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-240 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-220 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-220 HEA-100 100 32 56 68 6 4
HEA-220 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-200 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-200 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-180 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-160 IPE-100 55 17 75 38 5 3
COLUMNA VIGA
SOLDADURAS
CA
(mm)
CB
(mm)
CC
(mm)
SB
(mm)
EA - EB
(mm)
EC
(mm)
HEA-300 HEA-200 200 65 58 136 8 9
HEA-300 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-300 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-280 HEA-200 200 65 58 136 8 9
HEA-280 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-280 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-260 IPE-240 120 38 114 82 9 5
HEA-260 HEA-180 180 58 52 122 7 9
HEA-260 IPE-220 110 35 102 75 8 3
HEA-240 IPE-220 110 35 102 75 8 3
HEA-240 HEA-160 160 51 44 109 7 9
HEA-240 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-220 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-220 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-220 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-200 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-200 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-200 HEA-120 120 38 74 82 6 3
IPE-240 IPE-160 82 26 51 56 7 4
IPE-240 HEA-120 120 38 74 82 6 3
IPE-240 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-180 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-180 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-180 IPE-140 73 23 36 50 6 4
IPE-220 IPE-140 73 23 36 50 6 4
IPE-220 HEA-100 100 32 56 68 6 4
IPE-220 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-160 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-160 HEA-100 100 32 56 68 6 4
HEA-160 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-200 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-200 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-140 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-140 IPE-100 55 17 75 38 5 3
IPE-180 IPE-120 64 20 17 44 6 7
IPE-180 IPE-100 55 17 75 38 5 3
IPE-160 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-120 IPE-100 55 17 75 38 5 3
COLUMNA VIGA
SOLDADURAS
Facultad de Ingeniería. Programa de Ingeniería Civil
14
En elementos interiores con flexion en eje
menor
Ilustración 15. Esquema General Elementos Interiores
"Eje Menor"
Fuente: El Autor
Ilustración 16. Diseño Final Elementos Interiores "Eje
Menor"
Fuente: El Autor
Tabla 6. Variables de Simbolo de Soldar Elementos
Interiores "Eje Menor"
Fuente: El Autor
Bajo esta metodología es aceptable afirmar que los
tamaños de las soldadruas siempre estarán directa-
mente relacionados con la resistencia de la viga y
no con la columna, siempre y cuando se cumpla la
relación de momentos o la jerarquía de columna
fuerte y viga débil.
Los demás elementos que conforman la conexión
como placas de reforzamiendo de panel o las placas
de continuidad sí están muy comprometidas con el
elemento de columna desde su geometría hasta su
espesor, por lo tanto estos elementos sí deben ser
tenidos en cuenta a la hora de diseñar una conexión.
VI. CONCLUSIONES
La estandarización tanto de procesos constructivos
como de diseño puede mejorar considerablemente
el desempeño y la productividad de las obras de
infraestructura además de la seguridad como una de
las variables más importantes dentro de los objeti-
vos de la ingeniería civil.
La relación de momento en una unión viga – co-
lumna es un elemento fundamental en la jerarquía
de falla de la estructura, pero para que se cumpla
esta condición su conexión debe ser tan fuerte y
rígida como sus elementos adyacentes.
Las estructuras no se comportan como se diseñan,
sino como se construyen por eso al calificar teóri-
camente las conexiones por medio de variables
fundamentales precalificadas se garantiza la rigidez
y la resistencia, pero los protocolos permiten una
ejecución segura para un desempeño más semejante
a los modelos.
Las estructuras logran disipar gran cantidad de
energía sísmica por medio de deformaciones, en
donde la fatiga es por defecto un daño colateral de
este fenómeno, es necesario subsanar estos efectos
por medio de reforzamientos locales en las zonas de
panel nodal en donde la concentración de esfuerzos
es crítica.
Sobredimensionar elementos estructurales o en este
caso las soldaduras no es una decisión prudente si
se tiene en cuenta que los calentamientos locales
CA
(mm)
CB
(mm)
CC
(mm)
SB
(mm)
EA - EB
(mm)
EC
(mm)
HEA-300 IPE-200 100 31 83 69 8 3
HEA-300 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-300 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-280 HEA-140 140 45 36 95 7 9
HEA-280 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-280 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-260 IPE-180 91 29 70 62 7 3
HEA-260 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-260 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-240 IPE-160 82 26 51 56 7 4
HEA-240 HEA-120 120 38 74 82 6 3
HEA-240 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-220 IPE-140 73 23 36 50 6 4
HEA-220 HEA-100 100 32 56 68 6 4
HEA-220 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-200 IPE-120 64 20 17 44 6 7
HEA-200 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-180 IPE-100 55 17 75 38 5 3
HEA-160 IPE-100 55 17 75 38 5 3
COLUMNA VIGA
SOLDADURAS
Giordany González Serna
15
generan disminución de la resistencia en las zonas
afectadas térmicamente, por lo tanto las soldaduras
deben ser del tamaño estrictamente necesario para
evitar efectos contraproducentes durante su etapa de
operación.
VII. RECOMENDACIONES
Los procesos de ejecución de soldadura recomen-
dados son netamente teóricos y pueden ser mejora-
dos y complementados siempre y cuando se respete
la resistencia del material de aporte y los tamaños
de garganta de la soldadura establecidos.
El uso de una union calificada teoricamente no
deberá liberar la obligacion del ingeniero de hacer
uso de su juicio de ingenieria para determinar la
conveniencia de la aplicación de estas uniones.
Las uniones soldadas obtenidas en este proyecto son
producto de un análisis teorico y no han atravezado
un proceso de calificación de laboratorio. Este pro-
ceso de calificación es el elemento fundamental que
da una garantía total en el funcionamiento de la
conexión.
VIII. AGRADECIEMIENTO
Al Dr. Leonardo Cano Saldaña quien realizó un
importante acompañamiento en el desarrollo de este
trabajo.
IX. BIBLIOGRAFÍA
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