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Introducción Diseño sísmico de edificaciones

La Ingeniería Sismo-resistente es una propiedad o atributo de que se dota a una edificación, mediante la aplicación de técnicas de diseño de su configuración geométrica y la incorporación en su constitución física, de componentes estructurales especiales que la capacitan para resistir las fuerzas que se presentan durante un movimiento sísmico, lo que se traduce en protección de la vida de los ocupantes y de la integridad del edificio mismo. Es una tecnología que diseña y ejecuta procesos constructivos con elementos estructurales, distribuidas previa aplicación de principios básicos como la simplicidad, simetría, resistencia, rigidez y continuidad de las obras, que les permita resistir los usos y las cargas sísmicas a que estarán sometidas durante su vida útil y también a los sismos. Conceptos Generales del Diseño Antisísmico   

   

  

Se han de tener en cuenta: Propiedades de los materiales de construcción Características dinámicas del sistema del edificio Características de las cargas de flexión de los componentes del edificio. Para un diseño adecuado del edificio se debe de definir la categoría a la que pertenece el edificio y hacer una planificación adecuada del diseño que consistirá en: Planificación del edificio, conceptos básicos a cumplir: simetría, regularidad, separación en bloques, simplicidad y área cerrada. Escoger el lugar. Es muy importante la estabilidad del suelo: estabilidad de la losa, arenas muy débiles y arcillas inestables. Diseño estructural: depende mucho del material y es el factor más importante Resistencia al fuego: se ha de tener en cuenta a la hora de escoger los materiales Para un buen diseño estructural sismorresistente se ha de tener en cuenta lo siguiente: Un buen suelo de base Utilizar un mortero de junta de ladrillos de buena calidad Se han de poner paredes de cizalla en lugares concretos



Losas de techo y suelo han de estar suficientemente ligadas a las paredes Siempre es mejor una estructura deformable que una muy rígida.

El objetivo 1-evitar perdidas de vidas humanas y accidentes que pudieran originarse por la ocurrencia de cualquier evento sísmico. 2-Evitar daños en la estructura y en las componentes de cada construcción, durante terremotos de frecuente ocurrencia. 3-Evitar que se originen colapso total o parcial en las construcciones es, que puedan poner en peligro la seguridad de las personas durante terremotos muy severos, de ocurrencia extraordinaria.

Conclusión Conforme pasa el tiempo cobra más importancia el tema "sísmico". Hemos visto como en los últimos días el mundo ha sido sorprendido por repentinos terremotos que en algunos casos ponen de manifiesto la existencia de una pobreza estructural carente de un adecuado diseño sísmico. Por citar una comparación está el caso del terremoto que azoto a Haití, este devasto casi por completo todas las edificaciones de ese país. Chile también fue afectado por un terremoto, cien veces mayor que el de Haití, pero sus edificaciones no sufrieron tantos daños, esto debido a que cuenta con normas antisísmicas. Esta son razones por la cual debe conformarse un proceso de aprendizaje de la comunidad técnica profesional para evitar que las tragedias tengan graves consecuencias que lamentar, esto es debido a que existen construcciones diseñadas con el código local que han sido destruidas o fuertemente afectadas. En estos casos el código aplicado resulto deficiente. Donde esto ha ocurrido se han preocupado por mejorar las deficiencias para obtener mejores códigos. Con solo unos principios básicos muy elementales compartidos por los ingenieros diseñadores y los constructores, una comunidad estaría elevadamente protegida contra la acción de sismos intensos futuros. Los principios son conocidos, pero poco difundidos. Solo en la década pasada los diferentes seminarios, talleres, congresos, y publicaciones de difusión comenzaron a surtir efecto para entrenar mejor a los ingenieros comenzaron a surtir efecto para entrenar mejor a los ingenieros relacionados con el diseño y la construcción resistente al efecto de los sismos.

DISEÑO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO 14.1

INTRODUCCIÓN

Este capítulo contiene especificaciones que se consideran como los requisitos mínimos para producir una estructura monolítica de concreto reforzado con los detalles y las dimensiones

adecuadas que le permitan a ésta soportar una serie de oscilaciones dentro del campo inelástico de respuesta sin deterioro crítico de la resistencia. Como se vio con anterioridad, conforme una estructura apropiadamente detallada de concreto reforzado responde a fuertes movimientos del suelo, su rigidez efectiva decrece y se incrementa su capacidad de disipar energía. Por lo tanto, el empleo de fuerzas de diseño que representan efectos sísmicos demanda que el edificio este equipado con un sistema resistente a fuerzas laterales que retenga una porción sustancial de su resistencia conforme se le somete a inversiones de los desplazamientos dentro del campo inelástico.

La elección práctica esta entre: (a) Un sistema con suficiente resistencia para responder al movimiento del suelo dentro del rango lineal o casi lineal de respuesta, y (b) Un sistema con disposiciones adecuados que permitan una respuesta no lineal sin perdida crítica de la resistencia.

Este capítulo desarrolla una serie de requisitos relacionados con la segunda opción para su aplicación en zonas de elevado riesgo sísmico.

14.2

CARGAS DE DISEÑO

Las combinaciones de carga a ser utilizadas en el método de la resistencia para el diseño de los elementos de concreto están especificadas en la sección 9.2 del reglamento ACI y se dan a continuación:

1.4 D 1.4 D + 1.7 L 0.9 D  1.3 W 0.75 (1.4 D + 1.7 L  1.7 W) 0.9 D  1.3· 1.1 E 0.75 (1.4 D + 1.7 L  1.7· 1.1 E)

14.3

PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTOS

14.3.1 Diseño por el Método de la Resistencia El requisito básico de este método es de asegurar que la resistencia de diseño de un elemento no sea menor que la resistencia última requerida. Para cargas sísmicas, la resistencia requerida consiste de las cargas de servicio multiplicadas por un factor de carga especificado en la Sección 14.2. La resistencia de diseño de un elemento consiste de la resistencia nominal, o la resistencia teórica última, multiplicada por un factor de reducción de resistencia . De este modo se tiene:

 (resistencia nominal)  U

Los factores de reducción () según el código UBC 0.9 0.85 0.75 0.70

[1]

son:

para flexión para cortante y torsión para miembros en compresión con refuerzo en espiral para miembros en compresión con estribos

En zonas sísmicas 3 y 4 el factor de reducción de resistencia al cortante debe ser 0.6 para el diseño de muros, losas superiores y elementos estructurales con una resistencia nominal al cortante menor que el corte correspondiente al desarrollo de su resistencia nominal a flexión. La resistencia nominal a flexión debe determinarse correspondiendo con las cargas axiales factorizadas más críticas incluyendo el efecto sísmico. El factor de reducción de resistencia al cortante para la unión viga-columna es 0.85. Consideraciones para el diseño de vigas: La resistencia nominal de un elemento se determina de acuerdo con los principios definidos en la [2] Sección 19210.2.7 del código UBC y desarrollado con mayor claridad por George Winter . La capacidad nominal de un elemento a flexión con sólo refuerzo a tensión esta dado por:

(14.1) donde: 2

As = área de acero a tensión, [cm ] 2

fy = esfuerzo de fluencia del acero, [kg/cm ]

 = cuantía =As/(b·d) fc = resistencia del concreto a la compresión, [kg/cm ] 2

d = peralte efectivo, [cm]

b = ancho de la sección, [cm]

A consecuencia de las cargas sísmicas se pueden formar rótulas plásticas en ambos extremos de las columnas de un nivel determinado, produciendo un mecanismo de deslizamiento el cual causa el colapso del piso, para prevenir este acontecimiento, se introduce el concepto de viga débilcolumna fuerte. Una columna que forma parte del sistema resistente a fuerzas laterales y con una carga axial factorizada mayor a 0.1Ag·fc , debe ser diseñada para satisfacer: (14.2) donde: Me = suma de momentos en el centro de la junta correspondiente a la resistencia de diseño a la flexión de las columnas que empalman en esa junta Mg = suma de momentos en el centro de la junta correspondiente a la resistencia de diseño a la flexión de las vigas que empalman en esa junta, y en el mismo plano de las columnas.

En la Figura 14.1 se ilustra este concepto, la convención de signos adoptada en la figura es que los momentos en los extremos de un elemento se muestran actuando a partir del nudo hacia el elemento, se considera las reacciones de los soportes; la cabeza de las flechas apunta hacia la cara de los elementos, la cual esta en tensión.

Figura 14.1 Concepto de Columna fuerte-Viga débil

Para asegurara la falla dúctil de un elemento y prevenir la falla frágil por cortante, es por tal motivo que, la fuerza cortante de diseño se determina a partir de la resistencia probable a flexión en las caras de la junta considerando las fuerzas estáticas en el elemento, y éste soporta la carga tributaria de gravedad a lo largo del claro. La resistencia probable a flexión se calcula suponiendo una resistencia a la tensión en las barras longitudinales de al menos 1.25 fy y un factor de reducción de la resistencia  de 1.0. es así que la resistencia probable a flexión esta dada por:

(14.3)

En la Figura 14.2, los momentos de signo opuesto actúan en los extremos de la viga sometida a doble curvatura y el sentido de los momentos cambia debido a la característica reversible de la carga sísmica. De este modo se deben calcular ambos momentos probables resistentes (de ida y vuelta) en los extremos de la viga para determinar el valor del cortante crítico. La fuerza cortante de diseño en el extremo izquierdo de la viga para una carga sísmica que actúa de derecha a izquierda es:

(14.4) donde: Ln = claro de la viga Vg = cortante debido a la carga de gravedad no factorizada

Figura 14.2 Cortante en viga debido a la resistencia probable a flexión.

La fuerza cortante de diseño en el extremo derecho de la viga para una carga sísmica que actúa de izquierda a derecha es:

(14.5)

Consideraciones para el diseño de columnas:

De manera similar, la fuerza cortante de diseño para las columnas debe calcularse utilizando el momento probable resistente de la base y del tope de la columna; los máximos momentos probables se asume que ocurren bajo la carga axial máxima de 0.8 P0, la cual corresponde a la excentricidad mínima accidental. La fuerza cortante de diseño en el tope y en la base de la columna es:

(14.6) donde: Hn = altura de la columna

Sin embargo el cortante de diseño de la columna no necesita ser mayor que los valores [3] determinados a partir del momento probable resistente de las vigas que forman marco en la junta .

Figura 14.3 Cortante en columna debido a la resistencia probable a flexión.

Figura 14.4 Cortante en columnas debido a la resistencia probable a flexión de las vigas

Como se muestra en la Figura 14.4 la fuerza cortante para estas condiciones esta dada por:

(14.7)

Para asegurar una falla dúctil se debe despreciar la resistencia a corte del concreto cuando la fuerza axial factorizada a compresión es menor que Agfc/20 y cuando la fuerza cortante inducida por sismo calculada según las ecuaciones 14.6 ó 14.7 es igual o mayor a la mitad de la resistencia total de diseño al corte.

Consideraciones para el diseño de la conexión viga-columna:

En las uniones viga-columna la fuerza cortante horizontal de diseño se determina según la Figura 14.5.

Figura 14.5 Fuerzas que actúan en el nudo

La fuerza cortante producida en la columna por el momento probable resistente de la viga en el nudo es:

El esfuerzo probable en el refuerzo a tensión en la cara derecha del nudo correspondiente a la viga es:

T1 = 1.25·As1·fy

La compresión probable en el concreto en la cara izquierda del nudo correspondiente a la viga es:

C2 = T2 = 1.25·As2·fy

De este modo la cortante neta que actúa en el nudo es:

Ve = T1 + T2 – V Ve = 1.25·fy·(As1 + As2)  (Mpr1 + Mpr2)/Hc

La resistencia nominal al cortante de la junta depende de la resistencia del concreto y del área efectiva del nudo, es así que está dada por: para nudos confinados en sus 4 caras para nudos confinados en 3 caras o en 2 caras opuestas para las otras donde: Aj = área efectiva de sección transversal dentro de una junta En la Figura 14.6 se ilustra el área afectiva de la junta, donde las vigas están unidas a una columna de ancho considerable, donde el ancho efectivo del nudo es: be = b + h  b + 2x donde: b = ancho de la viga h = profundidad de la columna x = menor de las distancias medidas desde el borde de la viga al borde de la columna

Figura 14.6 Área efectiva del nudo

14.3.2 Resistencia y ductilidad de secciones a flexión Se tiene que tener en consideración los siguientes principios de diseño sismorresistente:    

Las vigas fallan antes que las columnas La falla es a flexión antes que a corte Debe esperarse una falla prematura de nudos Falla dúctil antes que frágil

El comportamiento dúctil es la habilidad de soportar grandes deformaciones inelásticas mientras la resistencia se mantiene esencialmente constante.

Se realiza un análisis previo de la viga para determinar los tipos de falla y éste es como sigue: Si el contenido de acero de tensión es pequeño y el acero de compresión es alto, el acero de tensión alcanza la resistencia de fluencia, pudiendo ocurrir entonces un gran incremento en la curvatura mientras que el momento flexionante se mantiene esencialmente constante. Este tipo de falla se conoce como “falla de tensión”, aún cuando ocurra finalmente aplastamiento del concreto. Por otra parte, si el contenido de acero de tensión es alto y el de compresión es bajo, el acero de tensión no alcanza a fluir y la falla será frágil si el concreto no se encuentra confinado. Lo anterior se conoce

como “falla por compresión”. Al diseñar, las vigas siempre se proporcionan de manera que puedan exhibir las características dúctiles de una falla de tensión. Para ello se requiere como premisa que el acero de compresión esté por debajo del esfuerzo de fluencia.

Figura 14.7 Viga rectangular doblemente reforzada

Es necesario, en consecuencia, desarrollar ecuaciones mas generales para tener en cuenta la posibilidad de que el refuerzo a compresión no fluya cuando la viga doblemente reforzada falle en la flexión.

A continuación se presenta el método para determinar si el acero a compresión fluye o no en la falla. Con referencia a la Figura 14.7b, y se toma como caso límite ’s =y, se obtiene por geometría:

o

Si se suman las fuerzas en la dirección horizontal (Figura 14.7 c) se obtiene la cuantía de acero a tensión mínimacy que asegurará la fluencia del acero a compresión en la falla:

(14.8)

Si la cuantía de acero a tensión es menor que este valor límite, el eje neutro esta suficientemente alto de manera que el esfuerzo del acero a compresión en la falla es menor que el esfuerzo de fluencia. En este caso puede demostrarse fácilmente, en base a las Figuras 14.7 b y 14.7c, que la cuantía balanceada de acero es:

(14.9) donde:

y

 fy

(14.10)

de esta manera, la cuantía máxima de acero permitida por el código ACI 10.3.3 es:

(14.11) Debe hacerse énfasis en que la ecuación 14.10 para el esfuerzo en el acero a compresión se aplica únicamente para una viga con la cuantía exacta balanceada de acero a tensión.

Si la cuantía de acero a tensión es menor que b, de acuerdo con la ecuación 14.9, y es menor quecy, entonces el acero a tensión se encuentra en el esfuerzo de fluencia en la falla pero el acero de compresión no, y deben desarrollarse nuevas ecuaciones para el esfuerzo en el acero de compresión y para la resistencia a flexión. El esfuerzo en el acero a compresión puede expresarse en termino de la aún desconocida localización del eje neutro:

o

(14.12)

donde del estudio del equilibrio de fuerzas horizontales se obtiene el valor de a:

o

(14.13)

esta forma un sistema de ecuaciones con la ecuación de f’s, donde las incógnitas son: a y f’s; el valor de R es R=’/. La resistencia nominal a flexión se encuentra reaplazando el valor de a y f’s en la expresión:

(14.14) esta capacidad nominal debe reducirse mediante el coeficiente =0.9 para obtener la resistencia de diseño.

Ductilidad de curvatura

Figura 14.8 Viga rectangular doblemente reforzada: (a) En la primera fluencia del acero de tensión (b) al alcanzarse la deformación unitaria última del concreto.

La ductilidad disponible de la sección puede expresarse mediante la relación de la curvatura última, u, entre la curvatura en la primera fluencia, y. La Figura 14.8 representa el caso general de una sección doblemente reforzada en la primera fluencia del acero de tensión, y en la deformación unitaria última del concreto.

Cuando el acero de tensión alcanza por primera vez la resistencia de fluencia, la distribución de esfuerzos en el concreto aún puede ser lineal debido a que el máximo esfuerzo en el concreto es significativamente menor que su resistencia, y la profundidad del eje neutro, kd, puede calcularse utilizando la teoría elástica como:

T=Cc + Cs Asfy = kd·fc·b/2+A’s f’s

 fy = k·fc /2+’f’s de la grafica de deformación se tiene:

y entonces se tiene lo siguiente:

reemplazando los valores de ’s y c, y definiendo n=Es/Ec se tiene:

donde resolviendo para k se tiene:

(14.15) La curvatura esta dada por la extensión por unidad de longitud del acero de tensión, en la primera fluencia (esto es, la deformación unitaria de fluencia), dividida entre la distancia que existe entre el acero de tensión y el eje neutro.

en forma similar la curvatura ultima esta dada por:

el factor de ductilidad de curvatura de la sección esta dada por:

(14.16) es evidente que si se mantienen constantes otras variables, el factor disponible de ductilidad de curvatura aumenta al disminuir el contenido de acero de tensión, al aumentar el contenido de acero

de compresión, con la disminución de la resistencia del acero y el aumento de la del concreto. Si la zona de compresión de un elemento se confina mediante estribos cerrados colocados a corta distancia, o espirales, se mejora notablemente la ductilidad del concreto.

14.3.3 Detalles Sismorresistentes para Vigas Los elementos a flexión en marcos se definen como aquellos elementos en los cuales la fuerza de compresión axial factorizada del elemento es menor que 0.1Agfc y el claro libre para el elemento es mayor a 4 veces su peralte efectivo. Se impone las siguientes restricciones de geometría con el objetivo de dotar de sección transversal compacta con buena estabilidad durante los desplazamientos no lineales:

b/h  0.3 b  25 [cm] b  bc + 0.75·h en cada lado de la columna

donde: b = ancho de la viga h = altura de la viga bc = ancho de la columna

Las siguientes limitaciones en la cantidad de refuerzo longitudinal se dan para prevenir la congestión de acero, asegurar el comportamiento dúctil y proveer un mínimo de capacidad de refuerzo mayor que la resistencia a tensión del concreto.

Además:

  

Un mínimo de 2 barras deben estar dispuestas en forma continua, tanto en el tope como en el fondo. La resistencia a los momentos positivos en la cara de la junta debe ser mayor o por lo menos igual a la mitad de la resistencia a los momentos negativos provista en esa cara de la junta. En cualquier sección, a lo largo de la viga, ni la resistencia a los momentos negativos ni positivos debe ser menor que una cuarta parte de la resistencia al momento máximo provista en cualquier extremo de la viga.

No se permite empalmes localizados en regiones donde el análisis indica una fluencia a flexión causada por los desplazamientos laterales inelásticos de la estructura. No deben utilizarse empalmes:

 

Dentro de las juntas o nudos Dentro una distancia del doble de la altura de la viga medida a partir de la cara de la columna.

Para prevenir el descascaramiento del concreto que recubre las zonas de empalme es que el espaciamiento máximo del refuerzo transversal que envuelve las barras traslapadas no debe exceder de d/4 ó 10 [cm].

La longitud de desarrollo, ldh, para una barra con un gancho estándar de 90º en hormigones con agregado de peso normal debe ser:

(14.17) ldh  8 db ldh  15 [cm] donde: db = diámetro de la barra El gancho a 90º debe ubicarse dentro del núcleo confinado de la columna; para barras de diámetro de 9 [mm] a 35 [mm] (#3 al #11) la longitud de desarrollo, ld, para una barra recta no debe ser menor a: ld  2.5·ldh Y si la profundidad del hormigón vaciado en una operación por debajo de la barra excede de 30 [cm] entonces, ld, debe ser menor a: ld  3.5·ldh Se requiere refuerzo transversal para proveer de resistencia al cortante y para proveer de confinamiento al concreto localizado dentro de la zona de rótula plástica y para controlar el pandeo lateral de las barras longitudinales. Lazos cerrados, como se ve en la Figura 14.9, proveen de confinamiento al hormigón y también de resistencia al cortante. Los estribos sísmicos con ganchos

a 135º sólo proveen resistencia al corte. En los elementos estructurales deben proveerse lazos en las siguientes zonas:  

Sobre una distancia 2d a partir de la cara de la columna Sobre una distancia 2d a ambos lados de la sección sujeta a rótula plástica.

Figura 14.9 Lazos y estribos sísmicos

El primer lazo debe localizarse a no mas de 5 [cm] de la cara de la columna; el espaciamiento máximo entre los lazos no debe ser mayor a: smax  d/4 smax  8·db smax  24 dt smax  30 [cm] donde: d = peralte efectivo db = diámetro de la barra longitudinal dt = diámetro de la barra del lazo. Donde no se requieren lazos se pueden hacer usos de estribos sísmicos con ganchos a 135º, a través de la longitud del elemento en un espaciamiento máximo de d/2. El detalle de la disposición de lazos y estribos se muestra en la Figura 14.10.

Figura 14.10 Disposición de los lazos y estribos

14.3.4 Detalles Sismorresistentes para Columnas Las columnas son aquellos elementos con carga axial factorizada mayor a 0.1Agfc, estos elementos estructurales también tiene que satisfacer las siguientes condiciones:

hmin  30 [cm] hmin / hperp  0.4 donde: hmin = menor dimensión de la sección transversal hperp = la dimensión perpendicular a la menor dimensión Para evitar la falla y controlar la congestión de acero y proveer resistencia a la flexión es que los límites para el refuerzo longitudinal son:

g  0.01 g  0.06 donde:

g = relación entre el área de refuerzo y el área de la sección transversal

El descascaramiento del concreto ocurre en los extremos de las columnas, lo cual hace de estas regiones nada recomendables para la localización de los empalmes. Se deben permitir empalmes dentro de la mitad de la longitud del elemento y deben dimensionarse como empalmes de tensión.

Figura 14.11 Refuerzo transversal en la columna

El refuerzo transversal, que consiste de lazos cerrados y horquillas, debe estar dispuesto en toda la altura de la columna para proporcionar resistencia al corte y confinamiento. El espaciamiento máximo de los lazos debe ser:

smax  6 db smax  15 [cm]

Figura 14.12 Detalle del refuerzo en columnas

En la Figura 14.11 se ilustran los lazos cerrados y las horquillas las cuales deben estar espaciadas en un máximo de 35 [cm]. En el extremo de la columna el área requerida de refuerzo por confinamiento esta dada por el valor más grande de:

(14.18)

donde: s = espaciamiento entre lazos Ag = área bruta de la sección transversal de la columna Ach = área transversal medida de extremo a extremo del acero de refuerzo transversal hc = dimensión transversal del núcleo de la columna medida de centro a centro del refuerzo confinante

El refuerzo de confinamiento debe estar dispuesto a lo largo de una distancia, l 0, a partir de la cara del nudo en ambos lados de cualquier sección donde pueda ocurrir fluencia a la flexión en conexión con los desplazamientos laterales no-elásticos de la estructura.

l0  h l0  Hn / 6 l0  45 [cm] donde: h = altura de la sección columna Hn = luz libre de la columna

El espaciamiento de refuerzo de confinamiento esta limitado a:

s  hmin/4 s  10 [cm] donde: hmin = dimensión menor de la columna

Los detalles de refuerzo en una columna se muestran en la Figura 14.12. Si el concepto de Columna fuerte-Viga débil no se cumple en una unión, las columnas que soportan las reacciones de dicha junta deben estar provistas de refuerzo de confinamiento en toda su longitud.

14.3.5 Unión Viga-Columna

Figura 14.13 Unión Viga-Columna

La unión Viga-Columna esta sujeta a concentraciones elevadas de esfuerzos y por tal motivo requiere de un cuidado minucioso para asegurar el confinamiento del concreto. A excepción del nudo en el cual llegan a empalmar las vigas de l pórtico en sus 4 caras, se debe proveer de acero de confinamiento (Ash) a través de la altura del nudo con un espaciamiento máximo de 10 [cm]. Cuando las vigas empalman en los 4 lados de la junta y cuando el ancho de cada viga es por lo menos ¾ partes del ancho de la columna, debe proveerse un refuerzo transversal igual a Ash/2 con un máximo espaciamiento de 15 [cm].

El refuerzo longitudinal de una viga terminada en una columna debe extenderse hasta la cara alejada del núcleo confinado de la columna y anclarse bajo tensión. En la Figura 14.13 se detalla un nudo típico.

14.4

MUROS DE CORTE

14.4.1 Resistencia al corte

La resistencia nominal al corte de los muros cortantes está dada por:

(14.19)

donde: Acv = área neta de la sección de hormigón limitada por el espesor del alma y la longitud de la 2

sección en la dirección de la fuerza cortante considerada. [mm ].

n = cuantía de refuerzo de corte distribuido en un plano perpendicular al plano Acv La cuantía de refuerzo, v, para muros de corte no debe ser menor que 0.0025 a lo largo de los ejes longitudinales y transversales cuando Vu excede a: esto es:

donde: Asn = área del refuerzo horizontal sobre la longitud vertical considerada. Acn = área del alma sobre la longitud vertical considerada. Asv = área del refuerzo vertical sobre la longitud horizontal considerada.

El espaciamiento del refuerzo en cada sentido en los muros no debe exceder de 45 [cm]; además se deben disponer 2 cortinas de refuerzo en un muro si la fuerza cortante factorizada es mayor que:

Cuando la relación entre la altura del muro y la longitud de la base (hw/lw) es menor a 2, la resistencia nominal al cortante del muro debe determinarse a partir de: (14.20)

donde el coeficiente c varía linealmente desde 3.0 para un valor de (hw/lw)=1.5 hasta un valor de 2.0 para (hw/lw)=2.0

14.4.2 Muros de Corte para cargas a flexión y axiales Por la gran área de concreto en los muros es difícil llegar a una falla balanceada, por tanto se aumenta la capacidad de momentos por fuerzas de gravedad en muros de corte. Debe tomarse en cuenta que la carga axial reduce la ductilidad.

Para aumentar la ductilidad en el muro de corte debe asemejarse el muro a las columnas con estribos que están sujetas a cargas combinadas de flexión y compresión y es así que deben diseñarse de cómo columnas con un factor de reducción  de 0.6 cuando gobierna el cortante. En la Figura 14.14 se ilustra el análisis para el cual se asume una distribución lineal de deformaciones, con una deformación máxima para el concreto de 0.003.

El momento de diseño también se puede calcular utilizando la ecuación:

Figura 14.14 Hipótesis utilizada en el diseño de muros de corte

El ancho efectivo del ala de la sección que contribuye a la resistencia a compresión no debe extenderse más allá de la cara del alma en una longitud igual a ½ de la distancia al alma de un muro de corte adyacente, ni más del 15% de la altura del muro para el ala en compresión, o más que el 30% de la altura del muro para el ala en tensión.

Considerando la inestabilidad del muro puede por consideración de muros delgados analizarse los extremos como columnas separadas pudiendo inclusive aumentarse la rigidez por flexión del muro llegando a un muro tipo “I”. Es así que se deben disponer de este tipo de elementos frontera en los muros de corte cuando el esfuerzo máximo de la fibra extrema, correspondiente a fuerzas factorizadas, incluyendo el efecto sísmico, sea mayor que 0.2 f’c.

El cálculo del área de acero de este tipo de muros se lo realiza utilizando los criterios y los diagramas de interacción similares a los utilizadas para el cálculo de columnas, o pueden confeccionarse con las ecuaciones respectivas de columnas para casos específicos.

[4]

El código UBC impone un límite superior para la fuerza axial de diseño por encima del cual el muro ya no se considera efectivo para la resistencia a las fuerzas laterales:

Pu = 0.35P0

donde: P0 = resistencia nominal a carga axial con una excentricidad cero. P0 = 0.85·fc(Ag – Ast) + fy·Ast Ag = área total de la sección. Ast = área del refuerzo vertical. Con el objetivo de prevenir la falla frágil es que se adopta la carga axial balanceada de:

Pb = 0.35P0

Este es el punto en el diagrama de interacción para columnas en el cual se alcanzan simultáneamente la máxima deformación del concreto (0.003) y la fluencia del acero de refuerzo a tensión. Incrementando la carga axial factorizada más allá de este valor trae como resultado el modo de falla por compresión del concreto, la cual es frágil y repentina.

Leer más: http://www.monografias.com/trabajos81/diseno-sismico/diseno-sismico2.shtml#ixzz34a7clDzN

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Leer más: http://www.monografias.com/trabajos81/diseno-sismico/disenosismico2.shtml#ixzz34a73KRfD Concreto armado en zonas sísmicas Ing. José Grases Introducción y antecedentes El diseño sismorresistente requiere la toma de decisiones en áreas del conocimiento que aún son de dominio incompleto: las acciones sísmicas previsibles y la respuesta estructural no lineal bajo movimientos intensos del terreno. En una u otra forma, éstas decisiones condicionan el resultado final de edificaciones proyectadas en zonas sísmicas, ignorándose habitualmente las incertidumbres asociadas a tales conocimientos incompletos. Por otra parte, las previsiones de diseño contra futuras solicitaciones debidas a sismos son respaldadas y justificadas en las memorias de cálculo por la normativa vigente, aceptando tácitamente que tal normativa contiene predicciones confiables para las edificaciones cubiertas en su ámbito aplicación, que garantizan la seguridad frente a solicitaciones de tipo sísmico. Aún cuando hay aspectos mal conocidos y otros que no se han incorporado a las normas vigentes, las estrategias de análisis y diseño han sufrido modificaciones sustanciales y las normativas se han ido adaptando a la luz de lecciones aprendidas en terremotos que han afectado centros urbanos, con lo cual hoy en día se logran diseños más confiables. Para limitar las consecuencias desfavorables de sismos intensos, es preciso respetar un conjunto de recomendaciones cuya finalidad es la de conferir al sistema resistente a sismos la cualidad de mantener una elevada capacidad para absorber y disipar energía, sin pérdida apreciable de la resistencia de sus elementos portantes, redistribuyendo las solicitaciones debidas al efecto conjunto del sismo y la gravedad terrestre. Las recomendaciones que conducen a éste comportamiento dúctil en estructuras de concreto armado, se presentan aquí. (Diapositiva 1) La experiencia adquirida en sismos intensos que han afectado edificaciones de concreto armado, así como ensayos de laboratorio, ha puesto de manifiesto que con este material, bien diseñado y ejecutado, se pueden construir obras capaces de resistir movimientos sísmicos intensos. El edificio de la figura constituído por muros estructurales de concreto armado, sobrevivió sin ningún tipo de daño el terremoto

de Caracas de 1967, y está ubicado en un área donde se derrumbaron 4 edificios y los daños fueron generalizados. (Diapositiva 2) Para la mayoría de las edificaciones ordinarias de concreto armado, el criterio dominante es el de prevenir la inestabilidad (ruina o colapso) como consecuencia del sismo más severo que pueda esperarse durante la vida útil de la edificación. Esta estrategia encaminada a la protección de vidas, está asociada a lograr que el sistema resistente a sismos posea suficiente resistencia, y capacidad de absorción y disipación de energía. Otros criterios de resistencia y rigidez, permiten controlar daños como consecuencia de eventos sísmicos moderados, aún cuando sean más frecuentes. Particularidades de las acciones sísmicas Por sus características, esta amenaza de la naturaleza exige un enfoque singular cuando se trata de mitigar sus efectos en las construcciones dado lo infrecuente de los eventos más intensos; la solución del proyectista tiende a ser óptima desde un punto de vista económico si, en los criterios de diseño contra tales eventos de extrema severidad, se aceptan daños importantes en las construcciones, incluso daños estructurales, en lugar de pretender evitarlos totalmente a base de soluciones más robustas y costosas. De aquí que, en general, no resulta económico diseñar estructuras que respondan elásticamente bajo las acciones sísmicas más severas previsibles. La fuerzas laterales Fi de diseño establecidas en los códigos para simular la acción sísmica, son menores que las correspondientes a la respuesta elástica de la estructura sometida a sismos de una intensidad comparable a la que se considera en dichos códigos (Figura 1).

Figura 1. Fuerzas laterales para simular la acción sísmica. No obstante, la experiencia revela que estructuras diseñadas con tales acciones puede sobrevivir sismos intensos. Esto es esencialmente atribuido a la capacidad que poseen las edificaciones bien diseñadas de absorber y disipar energía de deformación, así como a efectos debidos a la reducción de rigidez, interacción suelo-estructura y posible sobre-resistencia. De lo anterior es evidente que en la concepción y diseño del sistema resistente a sismos con las acciones sísmicas estipuladas en las normas, debe garantizarse una capacidad de absorción y

disipación de energía en sus miembros y uniones, consistente con aquellas. Esto implica que las regiones críticas posean la ductilidad suficiente para sobrevivir varios ciclos de deformaciones inelásticas alternantes sin pérdida apreciable de la capacidad portante. Por tanto, es preciso evitar toda forma de falla frágil y garantizar una capacidad adecuada de absorber y disipar energía por cedencia a la flexión, capacidad esta que se puede expresar en términos de la tenacidad de los miembros del sistema resistente a sismos. En la Figura 2 se ilustran esquemáticamente las diferencias de comportamiento, características de miembros: insuficientemente reforzados para resistir las tensiones debidas a la flexión alternante (Figura 2a) y las que presentan un comportamiento estable (Figura 2b).

Figura 2. Diagramas de restitución característicos En el caso particular de las estructuras de concreto armado, lo antes dicho se traduce en un detallado cuidadoso de Las armaduras de refuerzo, las cuales, además de suministrar resistencia a la flexión, a la compresión y al corte en miembros y uniones, deben confinar adecuadamente al concreto y evitar el pandeo prematuro de las barras sometidas a deformaciones de compresión en las secciones más solicitadas por la acción sísmica. (Figura 3). Por éstas razones, con frecuencia se acota que el diseño sismorresistente requiere un cuidadoso equilibrio entre ciencia y arte de armar.

Figura 3. Regiones críticas en sistemas estructurales de concreto armado. Causas de daños frecuentes Del análisis e interpretación de los efectos de sismos intensos se han extraído numerosas lecciones. Como causas de un desempeño inadecuado de edificaciones sacudidas por sismos intensos, es frecuente encontrar las siguientes: i) la separación inadecuada entre edificaciones de varios niveles ha conducido a interacciones desfavorables; ii) irregularidades en la distribución de rigideces, de masa y/ó resistencias; (Diapositiva 3) iii) la interacción de elementos no estructurales; esta ha dado lugar a situaciones como la descrita en i). iv) ausencia de diafragmas horizontales, esenciales para lograr la distribución de las fuerzas inerciales entre los diferentes elementos del sistema resistente a sismos; (Diapositiva 4) v) en el caso de las edificaciones de concreto armado, se presentan con frecuencia las deficiencias siguientes en los detalles de la armadura de refuerzo: • escasez de refuerzo transversal en regiones críticas (zonas de rotulación ó zonas de empalme de barras), dando lugar al pandeo prematuro del refuerzo longitudinal ó pérdida de continuidad del elemento portante; los daños en columnas son más frecuentes; (Diapositiva 5) • incapacidad de resistir el corte asociado a la cadencia por flexión; esta situación es típica en las denominadas columnas cortas; (Diapositivas 6 y 7) • empalmes en zonas inadecuadas • longitudes de anclaje insuficientes; • las debilidades en las zonas de unión ó en los elementos que vinculan partes de la estructura, son

puestas en evidencia durante la respuesta de la edificación; (Diapositiva 8) vi) defectos de construcción y uso de materiales inadecuados, bien sea concreto de mala calidad, ó aceros de poca ductilidad. Apartando las fallas por sobre-esfuerzo debidas a una estructuración inadecuada ((torsión excesiva, columnas cortas, pisos blandos, discontinuidades de masa y rigidez), en elementos de concreto armado pertenecientes a edificaciones bien proporcionadas sin evidencias de irregularidades, han ocurrido daños por alguna de las razones siguientes: • las solicitaciones reales excedieron las de diseño; (Diapositiva 9) • excesivos esfuerzos de compresión en columnas, ó elevados esfuerzos de flexo-tracción como consecuencia de una esbeltez excesiva; (Diapositiva 10) • armado insuficiente de vigas; (Diapositivas 11 y 12) • armado insuficiente de muros. (Diapositiva 13) Sistemas estructurales de concreto armado En las normas suelen distinguirse cuatro tipologías estructurales de concreto armado, en función de los elementos del sistema resistente a sismos. Estas son las siguientes: (Diapositiva 14) Tipo I Estructuras capaces de resistir la totalidad de las acciones sísmicas mediante deformaciones debidas esencialmente a la flexión de sus miembros estructurales, tales como los sistemas estructurales constituídos principalmente por pórticos. (Diapositiva 15) Tipo II Estructuras constituídas por pórticos y muros estructurales de concreto armado o pórticos diagonalizados, cuya acción conjunta sea capaz de resistir la totalidad de las fuerzas sísmicas. Los pórticos por si sólos deben estar en capacidad de resistir por lo menos el 25% de esas fuerzas. Tipo III Estructuras capaces de resistir la totalidad de las acciones sísmicas mediante pórticos diagonalizados o muros estructurales de concreto armado, que soportan la totalidad de las cargas permanentes y variables. Los últimos son los sistemas comúnmente denominados apantallados o de muros estructurales. Se consideran igualmente dentro de este grupo las estructuras Tipo II cuyos pórticos no sean capaces de resistir por sí sólos el 25% de las fuerzas sísmicas totales, pero sí contribuyan a resistir las cargas gravitacionales. Tipo IV Estructuras sustentadas por una sola columna. Estructuras que no posean diafragmas con la rigidez y resistencia necesaria para distribuir eficazmente las fuerzas sísmicas entre los diversos miembros verticales. (Diapositiva 16) Todos los tipos de estructuras, con excepción del Tipo IV, deberán poseer suficientes diafragmas para distribuir eficazmente las acciones sísmicas entre los diferentes miembros del sistema resistente a sismos.

Sobrecargas y factores de carga Gravedad Los efectos de la gravedad terrestre son los del peso propio (CM) y las sobrecargas de servicio (CV). Por ejemplo, algunas cargas máxim s de servicio para instalaciones hospitalarias, según normas de diferentes países, se dan en la Tabla 1. Tabla 1. Sobrecargas de servicio para instalaciones hospitalarias. Cargas Máximas de Servicio para Hospitales

Parte de la instalación

Venezuela 1983 México* 1986 USA (UBC) 1970

Habitaciones

175

170

193

Laboratorios y salas de operación 300

250

---

Depósitos de cadáveres

600

---

---

Corredores

300

---

---

* pueden sufrir reducciones para áreas en exceso de 36 m

2

Factores de carga Los factores de carga tienen por finalidad lograr una adecuada contra posibles excedencias de las sobre-cargas estipuladas; igualmente persiguen satisfacer los estados límites de servicio y últimos. De este modo la carga última U (resistencia requerida) es calculada mayorando los correspondientes efectos. Así, las dos siguientes superposiciones de efectos son comunes en el diseño de edificaciones de concreto armado: U = 1,4 CM + 1,7 CV (gravedad) U = 0,75 (1,4 CM + 1,7 CV) + S (gravedad + sismo) A nivel de diseño de miembros, los factores de carga no sufren variaciones con las consecuencias de la eventual falla. Por ejemplo, los factores de carga para un hospital y un edificio industrial son iguales; esto es debido a que en la selección de las sobrecargas de servicio ya se tomaron en cuenta las consecuencias del eventual mal funcionamiento. En el caso de los sismos, las normas que establecen las fuerzas para simular sus efectos dinámicos -- y por tanto para calcular S -- establecen en forma explícita tal factor de importancia (Tabla 2). Tabla 2. Factores de importancia según diferentes normas Utilización de la edificación

Factor de importancia de la acción sísmica Venezuela

Vivienda, oficina o comercio

1,00

México

1,00

USA (UBC 1976)

1,00

Hospitales

1,25

1,50

1,50

Estación de bomberos

1,25

1,50

1,50

Represa de gran altura

La determinación de los movimientos del terreno requiere estudios especiales, el factor varía entre 1,40 y 2,0 aproximadameante.

Centrales nucleares

Resistencia y ductilidad Resistencia de diseño La resistencia de diseño de una sección de concreto armado es igual a la resistencia, afectada por un factor de reducción ϕ típicamente igual a 0,90 para flexión (flexotracción ó tracción), e igual a 0,75 para flexocompresión (ó compresión axial) para columnas zunchadas y 0,70 si no son zunchadas. La reducción de resistencia en los elementos sometidos a flexión es menor ya que estos elementos están diseñados para fallar de un modo dúctil, por cedencia del acero a tracción. Las columnas están sujetas a reducciones mayores puesto que su falla puede ser frágil y, eventualmente, comprometer la seguridad de la estructura. En forma simplificada, el factor de seguridad global se puede estimar dividiendo la carga última (resistencia requerida), entre la de diseño (capacidad resistente minorada). Por ejemplo, bajo la acción de la gravedad terrestre; el cociente:

depende de la proporción(ψ) = CV/CM. Para el caso de flexión ( ϕ =0,90), = 0 dá F = 1,55 y Ψ = 4 dá F = 1,82; si se trata de compresión ( ϕ = 0,70), += 0 dá F = 1,99 y Ψ= 4 dá F = 2,34. Un cálculo similar para las combinaciones que incorporan el efecto sísmico, el cual no es mayorado, conduce a valores de F cercanos a 1/ϕ; tanto más cercanos cuanto más importante sea la relación S/(CM + CV). Este resultado es congruente con los criterios empleados para seleccionar las acciones sísmicas de diseño. Ductilidad En la Figura 4 se ilustran diagramas carga - desplazamiento típicos de miembros de concreto armado, bajo deformación monotónicamente creciente: dúctil y frágil.

Figura 4. Cualitativas entre conducta dúctil y frágil. Para historias de desplazamientos con alternancias, Figura 5a (cambios de signo en el desplazamiento), propias de la acción sísmica, una conducta dúctil implica estabilidad en los lazos de histéresis (Figura 5b) a diferencia de una conducta frágil, generalmente asociada a pérdida de rigidez, de resistencia y, de una manera más general, de la capacidad de absorber y disipar energía (Figura 5c).

Figura 5. Historia de desplazamientos alternantes, y diferencias entre conducta dúctil y frágil. Cuando se consideran acciones de tipo sísmico, es muy importante asegurar la conducta dúctil. Esto quiere decir que el sistema portante no sufra reducciones apreciables en su resistencia una vez excedida la deformación cedente, lo cual permite eventuales redistribuciones de solicitaciones, diferentes a la que corresponde a la respuesta elástica. La manera de lograr tal conducta dúctil en miembros de concreto armado, es cuidando el diseño y ejecución de las armaduras de refuerzo. (véase la sección sobre requerimientos de diseño y ejecución). Principios generales del diseño dúctil Tal como se ha anotado, la experiencia demuestra que las estructuras de concreto armado puede resistir exitosamente movimientos sísmicos intensos; esto es así, siempre y cuando se satisfagan ciertas condiciones que permitan absorber y disipar energía de deformación, las cuales constituyen los requisitos de las normas vigentes. De igual modo, los armados inadecuados han sido el origen del comportamiento catastrófico de edificaciones afectadas por movimientos sísmicos. La manera de cubrir las incertidumbres propias de los posibles movimientos futuros del terreno y de la respuesta dinámica de las edificaciones en el dominio de las deformaciones inelásticas, es un armado eficiente que confiera a la edificación suficiente resistencia y capacidad de absorción y disipación de energía. El sistema resistente a sismos se debe comportar de un modo controlado; es decir, requiere identificar los mecanismos potenciales de ruina y verificar que los componentes críticos de la edificación

no fallen de un modo frágil. Para ello se debe tener presente un conjunto de principios generales del diseño dúctil; en particular, verificar que las zonas de disipación de energía se sitúen en elementos que no comprometan en forma prematura la estabilidad del conjunto bajo las acciones gravitacionales. Estos principios se agrupan aquí en los cuatro que siguen: i) Concepción del sistema resistente a sismos (estructura) • Evitar configuraciones irregulares. La mejor estrategia es aquella que evita problemas cuya solución no es bien comprendida; (Diapositivas 17 y 18) • Disponer el mayor número posible de líneas de resistencia. Preferiblemente, la configuración final debe estar compuesta de varios sistemas estructurales unidos entre si por elementos que actúan como vínculos disipadores de energía; • Suministrar rigidez y resistencia a los elementos portantes en forma tal que se asegure el aprovechamiento global de la resistencia y capacidad de absorción de energía de la estructura en conjunto; se minimiza así la probabilidad de formación de mecanismos prematuros; (Diapositiva 19) • Controlar las demandas globales y locales de ductilidad, reduciendo en lo posible la respuesta; idealmente habría que disponer sistemas de aislación, lo cual aún no puede considerarse de aplicación práctica. Las configuraciones regulares tienden a limitar las demandas locales, para lo cual es preciso: - que el edificio sea preferiblemente liviano; - limitar los efectos de torsión; - en sitios donde las características del subsuelo puedan dar lugar a excitaciones casi armónicas con ordenadas espectrales pronunciadas, alejar el período fundamental de la estructura de la zona de resonancia. ii) Resistencia y armado • La resistencia y rigidez a diferentes alturas del sistema resistente a sismos debe ser lo más uniforme, sin discontinuidades. Lo mismo es deseable para la distribución de masas; (Diapositiva 20) • Permitir la formación de regiones que alcancen deformaciones inelásticas (post-elásticas), debidamente localizadas, y construirlas de forma tal que estén en capacidad de disipar energía sin pérdida apreciable de resistencia; • Asegurar que en las regiones críticas se desarrollen rótulas de longitud suficiente para que las demandas de ductilidad de curvaturas no sean excesivas. Para ello, en concreto armado se requiere: 2

- concretos de suficiente resistencia (:> 200 Kg/cm ); - aceros que garanticen un endurecimiento no menor de un 25% (es decir, rotura/cedencia por lo menos igual a 1,25); - limitar los porcentajes de refuerzo longitudinal; - confinar las secciones de concreto armado, de modo tal que con el refuerzo transversal se evite el pandeo prematuro de las armaduras longitudinales sometidas a deformaciones de compresión; • Garantizar ciclos histeréticos estables hasta los niveles de deformación previsibles. En concreto armado se requiere:

- un confinamiento adecuado de las armaduras de refuerzo que deban soportar deformaciones de compresión; - disponer longitudes suficientes de anclaje de las armaduras longitudinales a fin de evitar la degradación de resistencia como consecuencia de acciones alternantes. • Evitar efectos P-Δ excesivos, pués reducen parte de la resistencia lateral. Con este fin es necesario: - limitar la desplazabilidad; - evitar el "ablandamiento" excesivo por deformaciones inelásticas en las conexiones como consecuencia de la pérdida local de adherencia; - limitar grandes masas en la parte superior de la edificación. iii) Elementos no estructurales • Evaluar la posible interacción entre los elementos del sistema resistente a sismos y los elementos no estructurales; eventualmente incorporar la capacidad portante de estos a la de la estructura, verificando la estabilidad de los estados limites últimos. (Diapositivas 21 y 22) iv) Fundaciones • Que la resistencia del suelo y del sistema de fundaciones sea compatible con la de la superestructura y las acciones que esta pueda transmitir a las primeras. Algunos de estos principios generales, esencialemente válidos cualquiera sea el material, aparecen ocasionalmente bajo el nombre de "diseño conceptual" y a ellos se recomienda asignar tanta importancia como al cálculo de las solicitaciones sísmicas. De igual manera debe tenerse presente que una inspección inteligente es tan importante como un buen proyecto. Requerimientos de Diseño y Ejecución Las normas para el diseño de elementos de concreto armado en zonas sísmicas, además de suministrar la resistencia y rigidez necesaria para soportar las solicitaciones máximas previsibles, tienen como objetivo evitar la falla prematura generalmente de tipo frágil. Ello requiere criterios de diseño y el respeto a disposiciones constructivas adicionales a las que son de uso común en el diseño para soportar acciones gravitacionales: Factores de Minoración de Resistencias Es sabido que los factores ϕ de minoración establecidos en el diseño de miembros de concreto armado, tienen por finalidad compensar las incertidumbres en la estimación de resistencias. Los valores prescritos de ϕ para acciones estáticas o monotónicamente crecientes, no siempre son representativos de los efectos debidos a acciones repetidas de signos alternante. En la Tabla 3 se anotan valores representativos de normativas vigentes. Tabla 3. Factores de minoración de resistencias. Factores de Minoración ϕ

Tipo de solicitación gravedad

Acciones debidas a

Diseño máximas

Cálculo de solicitaciones

Flexión sin carga axial

0,90

0,90

1,0

1

Tracción accial y flexo-tracción

0,90

Compresión axial y flexocompresión

Miembros Zunchados

0,75

(1)

Otros Miembros

0,70

(1)

0,90

--

0,75 (0,50 cuando no se satisfacen requisitos normativos

1,0

1,0

Corte y torsión

0,85

0,85 (0,60 cuando la resistencia de diseño es menor que la exigida)

Aplastamiento de concreto

0,70

--

--

Puede incrementarse a 0,90 en función de la fuerza axial

Zonas a Confinar y Pandeo Prematuro de Armaduras A fin de evitar el pandeo prematuro de Las armaduras longitudinales sometidas a deformaciones alternantes de compresión, la separación centro a centro de las barras no debe exceder ciertos límites. Las zonas usualmente indicadas como de posible rotulación, para miembros sometidos a flexión o a flexo-compresión, se dan en Tabla 4. Tabla 4. Rangos usuales de la separación máxima de estribos medida de centro a centro. Se utiliza el menor de siguen: los valores, según los criterios que siguen

Zonas de posible rotulación A la flexión

A la flexocompresión

Separación máxima (cm)

20 a 30

10 a 20

Referida a la profundi dad efectiva (d)

d/4 a d/3

---

Referida al diámetro Φ L de la barra longitudinal más delgada

8ΦL

6ΦL

Referida al diámetro del estribo Φ e

24 Φ e

---

Referida a la menor dimensión del miembro (b)

---

b/5 a b/4

La extensión de las zonas a confinar tanto para miembros sometidos a flexión, como para aquellos sometidos a flexión y carga axial, se comparan en la Tabla 5. (Diapositiva 23) La agrupación de barras de refuerzo tal como la de esta columna de un edificio de 10 pisos, dañada por un terremoto, requiere más armadura de confinamiento para evitar el pandeo. En los miembros sometidos a flexión, la separación máxima de estribos a todo lo largo del miembro está condicionada por la fuerza cortante (gravedad + sismo), pero en ningún caso debe exceder d/2. (Diapositivas 24 y 25) Tabla 5. Extensión de la zona a confinar, a fin de evitar el pandeo prematuro de las armaduras. Tipo de solicitación Flexión

Extensión de la zona a confinar, en términos de: Distancia medida desde la cara de apoyo

2h

Flexocompresión

Distancia a cada lado de la sección en donde la armadura alcanza el limite elástico

2h

Distancia medida desde cada extremo del miembro; seleccionar el mayor entre:

Dimensión de la sección transversa

la mayor

Altura libre del miembro

1/6

Longitud en cm

45

Fuerzas cortantes de diseño Las fuerzas cortantes a considerar en el diseño de miembros, no son las que se obtiene en el análisis sino las máximas asociadas a la formación de rótulas plásticas. Por tanto, es preciso que en los cálculos se considere el acero realmente dispuesto en la sección cualquiera que sea el tipo de miembro. Armadura Longitudinal • Miembros sometidos a flexión: Para asegurar un comportamiento dúctil bajo la acción de momentos flectores de signo alternante, en las normas se establecen límites superiores e inferiores; estos límites toman en consideración que, para la misma cuantía, la ductilidad de curvaturas disponible varía inversamente con el valor del esfuerzo cedente del acero. La cuantía geométrica (As/b.d) varía entre un máximo del orden de 2,5% eventualmente función de fy - y un mínimo de 14/fy, donde fy es el esfuerzo 2 cedente en Kg/cm . Para cubrir las incertidumbres acerca del verdadero trazado de la envolvente de momentos, debido a que no se puede predecir la secuencia de formación de articulaciones plásticas de la estructura completa, en los miembros sometidos a flexión se exige que a lo largo del mismo exista una capacidad resistente a momentos positivos de por lo menos un 25% de los valores máximos. Aún cuando son muy raros los casos de daños en vigas que se pueden atribuir a la razón anterior, dado que efectivamente hay incertidumbres propias de la respuesta no elástica, se considera una buen práctica respetar esa prescripción. • Miembros sometidos a flexo-compresión: En miembros sometidos a flexión y compresión axial, es usual limitar las cuantías geométricas de refuerzo longitudinal entre 0,01 y 0,06; el límite superior de la cuantía tiene por finalidad limitar las fuerzas cortantes y evitar la congestión de armaduras. Armadura Transversal. Tipos En la determinación de la armadura transversal para los miembros sometidos a flexión, se debe tener presente que usualmente la contribución del concreto se supone nula cuando se cumplen las dos condiciones siguientes: a) la fuerza axial mayorada en el elemento, incluyendo el efecto del sismo, es menor que 0,05 Ag F'c; b) cuando la contribución del sismo a la fuerza cortante de diseño supera el 50% del total. La contribución del concreto en la resistencia al corte de elementos sometidos a flexo-compresión, se supone igual a cero si la carga axial mayorada incluídos los efectos del sismo es menor que 0,05 Ag f'c. En aquellas estructuras que deban resistir acciones sísmicas intensas, las normas son particularmente exigentes en relación a la configuración de la armadura transversal. En las Figuras 6, 7 y 8 se describen diferentes tipos prescritos y en la Tabla 6 se indican las regiones en las cuales deben disponerse. (Diapositivas 26 y 27)

ESTRIBOS CERRADOS FORMADOS POR DOS PIEZAS

Figura 6 Tipos de estribos cerrados

Figura 7. Ejemplos de disposición de armadura en un muro estructural

Figura 8. Ligaduras de una rama para refuerzo transversal en columnas. Tabla 6 Armadura transversal para diseño antisísmico Tipos de armadura Designación

Regiones donde debe disponerse

Forma

Estribos cerrados

Figura 6

Zonas a ser confinadas en miembros a ser sometidos a flexión

Estribos

Figura 6

A todo lo largo de miembros sometidos a flexión; arriostramiento de diagonales de dinteles

Ligaduras y estribos

Figura 7

En muros estructurales

Ligaduras cerradas: • simples • múltiples Ligaduras de una rama

Figura 8

Armaduras de confinamiento en miembros sometidos a flexión y carga axial. Miembros de pórticos diagonalizados y miembros de cerchas cuando los esfuerzos de compresión exceden 0,2 f'c. Armadura transversal de confinamiento en juntas viga-columna. Miembros de borde en diafragmas.

En algunas normas se acepta el estribo de una rama con un doblez a 90° en un extremo y 135° en el

opuesto (Figura 8b). Si bien este refuerzo ofrece ventajas constructivas, no es aceptado por todas las normas; evidencias experimentales sugieren como más eficiente la solución indicada an la Figura 8c. Empalmes de armadura Generalmente se prohibe el empalme de barras por solape dentro de las juntas, así como a una distancia igual a 2d medida a partir de la cara del apoyo. Tampoco se autoriza en zonas donde el análisis indique la posibilidad de que la armadura en tracción alcance su límite elástico debido a las incursiones de la estructura en el rango no elástico. Para asegurar un comportamiento adecuado, es recomendable disponer armadura transversal adicional a lo largo de la longitud de solape. En elementos sometidos a flexión y carga axial, los emplames por solape conviene disponerlos en la mitad central de la luz libre del miembro y deben ser diseñados como empalmes en tracción. Las restricciones anteriores, así como los requisitos del armado, son debidos a la poca confiabilidad que merecen este tipo de uniones cuando son sometidas a cargas reversibles en el rango no elástico; su incumplimiento puede conducir a situaciones catastróficas tal como se ilustra en los daños en una escuela de San Salvador, afectada por el terremoto de 1986. (Diapositivas 28 y 29) Armado de zonas de unión. En las zonas donde se unen miembros de la estructura portante--vigas columnas o muros--se debe garantizar que la unión esté en capacidad de soportar los esfuerzos transmitidos por los miembros concurrentes. (Diapositivas 30 y 31) Edificaciones Hospitalarias de Concreto Armado: Evaluación de vulnerabilidad Como consecuencia de sismos recientes que han afectado centro urbanos de América, diversas instalaciones hospitalarias han sufrido daños. En una muestra de 10 sismos sucedidos entre 1971 y 1987, se han identificado 99 edificaciones, en su gran mayoría de concreto armado, con algún tipo de daño (Figura 9.1). De ellas, 18 se arruinaron o fueron evacuadas inmediatamente después del movimiento sísmico. Si bien en la estadística anterior se ignora el número de edificaciones que no sufrieron daños, es un hecho reconocido que no todas las edificaciones diseñadas y construídas en años pasados satisfacen los principios y requerimientos de diseño propios de un proyecto sismorresistente (véase Figura 9). Tal vulnerabilidad a sismos puede ser evaluado en términos cuantitativos y requiere analizar los siguientes aspectos: • calcular el peligro sísmico de la localidad, tomando en consideración las condiciones locales del terreno • calcular la resistencia a sismos de la edificación, en función del peligro sísmico del sitio • analizar las eventuales vías de escape y evacuación; • evaluar la señalización de equipos contra incendios evaluar los siguientes servicios básicos: - agua (fuentes de abastecimiento, potabilidad y reservas) - energía eléctrica (planta de emergencia, combustibles, reservas, "anatomía" del funcionamiento, áreas servidas). Paneles de control - gas (ubicación de llaves de seguridad, tuberías no) - comunicaciones (asegurar un sistema intra y extra hospitalario); con frecuencia se recomienda

disponer de equipos de radio de banda ciudadana (11 métros) que también puedan funcionar con baterías - instalaciones y equipos (servicios de cirugía, resucitación, de emergencia) - áreas de acceso (el acceso de las ambulancias debe quedar garantizado en todo momento).

Figura 9. Instalaciones hospitalarias afectadas por terremotos recientes en América (1971-1988). En el cuadro 1 se presenta esquemáticamente la cuantificación de la vulnerabilidad. Cuadro 1. Cuantificación de la vulnerabilidad Cálculo del peligro sísmico Cálculo de la resistencia a sismos Verificación de vías de escape, evacuación y acceso Evaluación de servicios básicos * agua

* gas

* comunicaciones

* áreas de acceso

* energía eléctrica

* instalaciones y equipos

Para reducir la vulnerabilidad en instalaciones hospitalarias, es preciso adoptar medidas preventivas que, de una manera general, se pueden agrupar en: inmediatas, mediatas y a largo plazo. • Inmediatas: revisión de instalaciones (generador alterno de energía, tuberías de servicio colgadas, gas, instrumental, farmacia, equipos fundamentales). Medidas de emergencia para evitar volcamientos, caida de objetos pesados, deslizamientos, roturas de tuberías (productos químicos derramados pueden incendiarse). El tiempo y dinero que se invierta identificando y asegurando equipos críticos, puede ser la diferencia por ejemplo, entre un laboratorio funcional y uno que no funcione. No olvidar la señalización de vías de escape y/ó evacuación. • Mediatas: resolver en forma permanente los aspectos identificados como medidas inmediatas (el anclaje de equipos y gabinetes puede significar la diferencia entre la vida y la muerte de un empleado que trabaje al lado de ellos). Revisar riesgos asociados a elementos no estructurales (tabiques divisorios, falsos techos, lamparas, vidrios de fachada, elementos decorativos). Programas cortos y periódicos de entrenamiento y simulacros, pueden evitar una respuesta caótica y facilitar una acción eficiente ante cualquier tipo de desastre. • A largo plazo: determinar en forma cuantitativa la vulnerabilidad a sismos de la edificación; si lo amerita, proceder al proyecto de refuerzo y a su ejecución. Esquemas similares al anterior han sido aplicados en un extenso programa de adecuación sísmica emprendido por el Veterans Administration en Estados Unidos de Norte América, así como por entidades gubernamentales de México, Costa Rica y Perú.

CRITERIOS DE DISEÑO SISMICO PARA ESTRUCTURAS DE ACERO Las NTC del RC DF proporcionan las bases para diseñar estructuras de acero dúctiles con Sistemas msmorresistentes.

De importancia capital para el autor son sin duda los Comentarios y Ayudas de Diseño a estas NTC editadas recientemente por el Instituto de Ingeniería de [a UNAM (Ref. 6), que presentan una extensa y clara explicación de la filosofía de los critertos empleados en las NTC y de la interpretación de los mismos. Sin embargo. el lnstttuto

Americano de la Construcción en Acero ha editado unas normas específicas para el diseño de estructuras de acero resistentes a sismos (Ref. 3), en las que se enfatiza el criterio de diseño por factores de carga y resistencia (LRFD),

sin excluir el clásico criterio de diseño por esfuerzos permisibles (ASD). Las siguientes notas resumen estas

recomendaciones. con la interpretación y glosa del autor, y están encaminadas a servir de guía para aquellas estructuras de acero específicamente diseñadas para resistir las fuerzas sísmicas a base de la disipación de energía

producida durante su trabajo inelásttco o ducttltdad. Se exponen aquí con el propósito de que el lector les conozca y a su juicio considere su incorporación en su práctica profesional particular. ya que bien puede colaborar a complementar algunos casos particulares de sus diseños sismorresrstentes. Primeramente se asignan cinco categorías de edificios en función de dos parámetros fundamentales: la importancm del edificio en cuanto su uso se refiere, y la zona sísmica donde se ubique, la cual se establece ya sea como una medida de la aceleración pico efectiva, relativa a la velocrdad. Av, que relaciona el coeficiente sísmico que [ns

códigos en ordenamientos sísmicos urbanos establezcan para el diseño de los edificios. Cs. Estas categorías las denomina el AISC como "categorías de comportamiento sísmíco".

A su vez, ¡a importancia del edificio se clasifica de manera semejante a lo que el RCDF establece como "construcciones clase A, B o con, en tres grupos nominados l, II y III, los cuales se definen como Sigue: 355

Page 6 Grupo III: Ediñcms que alojen instalaciones cuya operación se considera indispensable o esencial para manejar las acciones de emergencia, pos—terremoto, y que por lo mismo deben contar con la más alta seguridad sísmica para permanecer operativas y funcionales. Grupo II: Edificios cuya falla constiturría un auténtrco peligro para la población en Virtud del tipo de uso a que se destine y

Grupo I: Todos aquellos edificios no comprendidos en los grupos Il y III. La referencia 19 detalla con más claridad y con ejemplos los Grupos anteriores, pero vale la pena notar que no podríamos con facilidad hacer una comparativa equivalente a las "clases" de edificios establecrdas por el RCDF. ya que aparentemente el Grupo I abarcaría a nuestras clases B y C, quedando tal vez los Grupos II y III, como nuestra clase A, Las cinco categorías de comportamiento sísmica, A. B. C. D y E. pretenden agrupar a los editicros según la seguridad sísmica que puedan ofrecer distmtos t1pos de estructuraciones de manera semejante a la forma en que se definen las clasificaciones para as:gnar el factor de comportamiento sísmico Q en el RCDF. Aquí se observa la intención de las normas AISC de " garantizar‘ un comportamiento dúcril de los edificios para disipar confiablemente la energía sísmica a través del trabajo inelástico de sus componentes estructurales y conexiones, sin que se presenten

fallas. La tabla I siguiente establece cómo se asrgnan las cinco categorías de comportamiento sísmico, según el AISC.

Tabla I. Categorías de comportamiento sísmico Grupo de Imponancra Valor de A

I ll Ill 0.20 S Av D D E 0.15 s A\ s 0.20 C D D 0.10 s A\. s 0.15 C D C 0.05 s AV s 0.10 B B C AV s 0.05 A A A El AISC maneja esencialmente cuatro tipos de estructuración s15m0rres15tente en acero, para los cuales establece de manera clara y precisa, los requisrtos que deben cumplirse en su diseño y construcción para satisfacer las distintas

categorías de comportamiento sísmico. Estos requisitos los establece el AISC adicionalmente a los que establezca el Reglamento Sísmtco particular del lugar donde se ubique el edificio, pretendiendo con ello que si algún Reglamento haya dejado poco claro o un tanto indefinido algún cieno tipo de reqursrto que garantice un buen comportamiento sísmica de la estructura. éstos lo complementen. Los cuatro tipos de estructuración sismorresrstente que establece el AISC, son Marcos continuos ordinarios (MCO) 356

Page 7 Marcos continuos especiales (MCE) Marcos contraventeados con contravientos concéntncos (MXC)

Marcos contraventeados con contravientos excéntricos (MXE) Una vez definidos los tipos de estructuración sismorresrstente de acero y las categorías de comportamrento sísmico de los edificros se establecen una serie de condiciones y combinaciones de carga para las cuales se deberá revisar

el cumplimiento de las normas LRFD o ASD, satisfaciendo los requisitos específicos que se enuncian adelante. Las cinco categorías A a E dadas en la tabla 1, establecen una serie de requisitos para el diseño y detallado de conexiones indispensable para que el edificio funcione según la categoría de comportamiento en cuesrión. Se establecen pues requisnos para el método de análisis, la consideración de los efectos ortogonales del sismo, los posibles cambios en el uso del inmueble, el control de calidad de la manufactura y montaje de la estructura, el

detallado de sus conexrones, etc. Las combinaciones de carga que el AISC ha considerado se deben estudiar específicamente, son: 1) 1.4 CM 2) 1.2 CM + 1.6 CW+O.5 (CV, ó CN ó G) 3) 1.2 CM + 1.6 (CVt ó CN ó G) —+- (0.5 CV ó 0.8 W) 5) 1.2CM11.05+05CV+0.2CN 6) 0.9 CM i (1.0 S ó 1.3 W). más otras dos cond1mones que se detallan adelante, donde:

CM = Carga muerta debido al peso propio de la estructura y de todos los elementos permanentes sobre el piso.

- Carga viva de ocupación del piso CV, = Carga Viva sobre el techo o azotea del edtñcro. W = Carga debida a la acción del v1ento. Carga debida al peso de la nieve. Carga debida a una probable acumulación de agua de lluvra o granizo. S = Carga debida al sismo, cuya componente horizontal se deriva del cortante basal V= C, WE. Cs = Coeficiente sismico según Reglamento C = Peso total del edificio según el Reglamento aplicable. En el caso de tratarse de estacionamrentos de autos, áreas de aglomeración de personas y todas aquellas áreas que soportan cargas vivas mayores a 500 kg/mz, el factor de carga aplicado a la carga viva CV, será igual a 1.0 Se incluirán en el análisis los efectos ortogonales del Sismo en X y en Y, según lo establezca el código del lugar. Nótese que los factores de carga y las combmacrones anteriores reflejan el hecho de que cuando varias condiciones de carga actúan simultáneamente en una combinación, solamente una de ellas se manifiesta con un valor máxuno

posible durante la vida útil del edificio, en tanto que las demás reproducen proporciones arbitrarias de las cargas individuales que pudiesen presentarse en el edrf1mo, en cualquier momento El efecto más critico puede presentarse cuando dos o más cargas ind1V1duales no se 1ncluyen en la combinación.

REQUISITOS ESPECIALES PARA EL ANALISIS DE LAS ESTRUCTURAS

SISMORRESISTENTES Las estructuras pertenecientes a las categorías A y B, y a la categoría C en zonas de baja sismicidad (A, < 0.10) y de los grupos I y II, se pueden analizar con métodos tradicionales a base de marcos planos o marcos tr1dimensmnales, siguiendo los lineamientos que marcan el RCDF, sus Notas Técnicas Complementarias y las 357

Page 8 Ayudas de Diseño y ejemplos, o bien. según el criterio LRFD o el ASD observando, srempre el Título VI del

RCDF. En el caso particular de las estructuras con categoría de comportamiento sísmico C, pero del Grupo Ill, o bien, en el caso de las estructuras con categoría D o E, el análms estructural se deberá hacer por métodos más refinados, como por ejemplo. un análisis tridimensional bajo condiciones de carga estáticas y dinámicas. Adicionalmente cuando se trate de las estructuras de categoría D y E, del Grupo lll, se deberán tomar en cuenta los efectos secundarios P-A, aunque sea de manera empírica y Siempre que se cuente con las herramientas de cómputo apropiadas, los efectos no-lineales del comportamiento melást1co (dúctil) de la estructura, en sus rangos

cercanos a sus niveles últimos de resistencm. Los análisis refinados permtt1rán verificar que condiciones de servicio de la estructura se satisfagan bajo las distintas combinaciones de carga a que se vea sometida, por lo que el cálculo numérico de los elementos mecánicos y las deformaciones de la estructura adquiere rangos de aproximación tales que permite hacer los refinamientos en la estructura que le haga económicamente compettt1va con altos niveles de confiabilidad en seguridad estructural.

MATERIALES Se pueden utilizar aceros estructurales ASTM-A36. A500 (Grados B y C), A501, A572 (Grados 42 y 50) y A588.

El acero utilizado para placas base de columnas deberá cumplir con cualquiera de las normas anteriores, o bien con la A283 Grado D. Estos materiales garantizan comportamientos histéricos estables y soldabilidad en su trabajo ante

cargas sísmicas extremas; esto es, permiten una amplia disipación de energía por ductilidad. Para cumplir con lo anterior deben tener las srguientes características: — Relación de esfuerzo último, Fu a esfuerzo de fiuenc¡a F,, entre 1.2 y 1.8 - Una curva esfuerzo—deformación senmblemente plana y pronunc¡ada, durante una fluencia plástica. — Una amplia capacidad de defonnamón inelástica en un rango de endurecimiento por deformamón.

- Alargamiento unitario de 20% o más en longitudes de 2“ (Si mm) - Buena soldabnlrdad para su comportamiento inelástico.

REQUISITOS GENERALES PARA EL DISEÑO DE LAS ESTRUCTURAS DE ACERO RESISTENTES A SISMOS l) Resistencia a los Miembros Estructurales El término "reststent:1a" (semejante al término "capacrdad total") significa que los miembros deberán ser capases de desarrollar las siguientes fuerzas o momentos mínimos: — Momento, en ¡membros a flexión M = ZP, - Cortante, en miembros a llexrón V = 0.55 F,.dt - Compresn3n axial en miembros a tlextón P = 1.7 FJA - Tens¡ón Anal en miembros a flex:ón T = FaA

- Tomtllos l.7 x carga admisible - Soldadura de penetración completa FYA — Soldadura de penetración parcial 1.7 x esfueno admisible — Soldadura a filete 1.7 x esfuerzo admisible

Page 9 REQUISITOS PARA LAS COLUMNAS Durante el temblor máximo esperado probable en cualquier sitio, las fuerzas sismtcas calculadas utilizando el temblor de diseño especrñcado, pueden excederse. Esto se suscita como resultado de la reducción en la magnitud

de las fuerzas laterales que se emplea en el modelo elástico de la estructura, la estimación poco conservadora de las fuerzas que ocasionan el momento de volteo o de volcamiento en este análisis y las aceleraciones verticales

concurrentes que no se especifican de manera explicita como una de tantas cargas requeridas en el análisis Para contrarrestar esta situación se establecen unos coeficientes de amplificación a las cargas axiales provenientes de distintas causas. Así. cuando P,,.’dJP,, > 0.5, las columnas de los marcos resistentes a fuerzas sísmicas, se pide

que adicionalmerlte a los requisitos que marcan las NTC sean capases de resrstir lo siguiente: l) Compresión axial: 1.2PC“ + 0.5 Pcv + 0.2PN + 0.4 R x Ps s , P,, donde 0.4R es mayor que 1.0 El factor de Pcv será l.0 en el caso de que se revisen columnas de estacronamientos, áreas ocupadas como lugares

de aglomeración de personas y todas aquellas áreas donde la carga viva es mayor a 500 kg/m3. En las expresiones anteriores, Pu es la carga axial última que revista la columna: P“ es la carga axial nominal que lleva la columna; ti) es un tactor reductivo de la resistencia, indicado en las normas LRFD. tí>c es facror de

resistencia de columnas en cumpresión, según LRFD y R un factor relacionado con la respuesta estructural que se define adelante. 2) Tensión axral: 0 9 PCM - 0.4 R x P, S , P,,

donde ‘I>, es el factor de resistencia de las columnas en tensión, según el LRFD Las dos expresmnes anteriores toman en cuenta los problemas antenores: la primera como una capacidad mínima

requerida a la compresión y la otra a tensión, y se aplican sin considerar ningún efecto combinado con la flexrón. Sin embargo, la resultante de estas combinacrones de carga no necesita exceder lo siguiente: i) Las máx:mas cargas transmitidas a la columna, considerando 1.25 veces la resistenc¡a de las Vigas o contravientos de la estructura, y. ii) La capacidad de tensión por volcamiento (momento de volteo) de la cimentacrón (zapatas, pilotes, pilas, etc.)

EMPALMES DE COLUMNAS Los empalmes de columnas deberán tener una resistencia de diseño capaz de permitir desarrollar las cargas axiales

calculadas según las expresiones anteriores, así como también los momentos cortantes y cargas anales derivadas de las combinaciones de carga i a 6 especificadas anteriormente.

Las soldaduras a tope en empalmes de columnas donde se esperan cargas dmámicas procedentes exclusrvameme de la acción del viento o del sismo, no requieren que el cambio de espesores entre los patmes de las columnas superror o inferior, se haga mediante una transición suavizada (AWS Dl.l, Sec. 9.20). Sólo en el caso de que exrstan un

elevado número de etclos de carga dinámica se requerirá dicha transición

Las soldaduras de penetracrón parcral en miembros de espesores gruesos (patines de columnas pesadas), son por lo general sumamente frágiles y no pueden desempeñar un trabajo dúcul. Por ello se recomienda que los empalmes

359 1. PLACAS DE ENTREPISO 1.1 Entrepiso en Concreto Para determinar la altura arquitectónica que se debe considerar en la realización del proyecto, basta utilizar las recomendaciones contenidas en las Normas Colombianas de Diseño y construcción Sismo Resistente NSR-98. El Capítulo C.9 se refiere a los requisitos mínimos de resistencia y servicio. Esto significa que dar una dimensión adecuada a las placas de entrepiso garantizará su resistencia ante las solicitaciones (cargas y esfuerzos) y su comportamiento (servicio, defor-mabilidad) ante dichas solicitaciones. Si se colocan dimensiones menores es posible que la resistencia se pueda garantizar pero que su deformabilidad (servicio) no; caso en el cual se tendrá una placa que vibra de manera molesta para los usuarios. Para el caso la Norma Colombiana distingue varios casos a saber: placas macizas, placas aligeradas (armadas en una o dos direcciones), potencial de daño de los acabados o muros colocados sobre la placa y el tipo de acero de refuerzo a utilizar. Esto se presenta entonces de forma muy clara en las Tablas C.9.1.a, C.9.1.b y C.9.3, la primera de las cuales se muestra a continuación:

ESPESORES MÍNIMOS h PARA QUE NO HAYA NECESIDAD DE CALCULAR DEFLEXIONES, DE VIGAS Y LOSAS, NO PREESFORZADAS, QUE TRABAJEN EN UNA DIRECCIÓN Y QUE SOSTENGAN MUROS DIVISORIOS Y PARTICIONES FRÁGILES SUSCEPTIBLES DE DAÑARSE DEBIDO A DEFLEXIONES GRANDES Espesor Mínimo, h ELEMENTO Simplemente Apoyados

Un apoyo continuo

Ambos apoyos continuos

Voladizos

Losas Macizas

L/14

L/16

L/19

L/7

Vigas, o losas con nervios, armadas en una dirección

L/11

L/12

L/14

L/5

- L y h en unidades consistentes. - Estos valores deben utilizarse directamente para elementos cuyo refuerzo tenga un límite de fluencia de 420 MPa. Para otros tipos de acero de refuerzo los valores de la tabla C.9.1.a deben multiplicarse por 0.4 + (fy/700) Tabla C.9.1.a

Entonces si se desea determinar el espesor de la placa de entrepiso para un proyecto, simplemente se verificará cada una de las condiciones anotadas en estas tablas y se seleccionará el MAYOR valor obtenido. Por ejemplo en la tabla C.9.1.a se debe obtener el valor para todas la situaciones, luces y voladizos y seleccionar el mayor valor. 1.2.- Entrepisos Metálicos Para determinar el espesor de una placa de entrepiso metálica se deberá tener en cuenta que las posibilidades de estructura metálica son prácticamente infinitas, pues además de los diversos perfiles disponibles en el mercado (perfilería tubular, perfilería de alma llena, W, C, y perfiles angulares), es factible fabricar perfiles especiales para un proyecto en particular. Sin embargo los criterios de resistencia y servicio ya expresados en este escrito son igualmente válidos. Esto significa que deberá proveerse al sistema estructural una rigidez suficiente para controlar deformaciones y una resistencia adecuada para evitar la falla. Generalmente la tecnología utilizada para la construcción de entrepisos metálicos incluye el uso de lámina colaborante (Steel Deck) y placa de concreto sobre la misma. El espesor de dicha placa dependerá de las cargas consideradas y del tamaño de las luces. En general el espesor mínimo que consideran los fabricantes es de 10 cm. Subyacente a esta placa se deberá colocar los elementos estructurales. En el documento “Predimensionamiento de Estructuras Metálicas” trabajo de validación por suficiencia de la materia Estructuras Metálicas para la Maestría en Construcción de la Universidad Nacional de Colombia se indica la metodología utilizada para proponer como espacio mínimo para los elementos estructurales el valor de L/18 utilizando perfiles de alma llena tipo W (americanos). Esto implica que por ejemplo, si se utiliza perfilería de alma llena (comúnmente llamados perfiles I), el espacio arquitectónico que debe considerarse adecuado para un entrepiso que salve 8.0 metros de luz sería: E = 800/18 + 10 = 54.4 cm. O sea que unos 55 cm serían adecuados. El término de 10 cm. que se suma corresponde a la placa de lámina colaborante. Es posible optar por otras soluciones, como perfiles tubulares o angulares que forme celosías (cerchas) y seguramente la eficiencia del uso de estos otros perfiles estaría dada en menores pesos de la estructura.

2.- COLUMNAS

El dimensionado previo de columnas siempre es más dispendioso que el de vigas pues existen factores más complejos de considerar, como el tamaño de las luces, la posición de la columna en la planta, las acciones sísmicas o de viento que modifican considerablemente el comportamiento de un elemento. 2.1. Columnas de Concreto Los tamaños de las secciones de las columnas de concreto deben cumplir con lo previsto en C.21.4.1 de las Normas Colombianas de Diseño y Construcción Sismo Resistente, NSR-98 y que se puede resumir así: Las dimensiones mínimas de columnas dependen de la zona de amenaza sísmica y son 20, 25 y 30 centímetros para baja, intermedia y alta amenaza sísmica respectivamente. El área de la columna debe ser al menos 600, 625 y 900 cm2 para cada una de dichas zonas. Ahora, la dimensión de una columna depende fundamentalmente de la esbeltez y la carga que soporta. Esto implica que columnas con mucha carga o muy largas necesitarán mayores secciones. El profesor Jorge Segura Franco en su libro Estructuras de Concreto I propone para columnas con carga estrictamente axial (columnas centrales de una edificación) el uso de la siguiente expresión: Ag = 18 * P Donde: Ag = Área de la Columna en cm2 P = Carga axial en Toneladas Y para columnas sometidas simultáneamente a esfuerzos de compresión y flexión (columnas laterales) el uso de la siguiente expresión: Ag = 43 * P Donde: Ag = Área de la Columna en cm2 P = Carga axial en Toneladas

Para los dos casos los valores de P se calculan en función del peso de la edificación por área aferente. 2.2. Columnas de Metálicas En el documento “Predimensionamiento de Estructuras Metálicas” se propone un método similar obtenido a partir de una regresión sobre modelos estructurales de diferentes alturas y luces. Se aclara que los pórticos de acero deberán ser arriostrados con diagonales excéntricas o concéntricas para garantizar un correcto desempeño ante fuerzas laterales. Esto implica utilizar una fórmula del tipo: A=k*P

Donde: A = Área de la Columna en cm2 k = Factor de cálculo dimensional que relaciona los otros dos valores P = Carga de la columna expresada en Toneladas. Los valores propuestos de k, según la posición de la columna son:

Posición

Valor de k

Central

8

Lateral

15

Esquina

21

CONCLUSIONES Es factible realizar el predimensionamiento de una estructura utilizando el anteproyecto arquitectónico y unos pocos indicadores. Se requieren unos conocimientos mínimos de sistemas estructurales. La importancia de determinar preliminarmente las posibles dimensiones de una estructura radica fundamentalmente en dos aspectos: Prever desde el proyecto arquitectónico los espacios adecuados para los elementos estructurales y lograr una valoración preliminar muy ajustada de las cantidades de obra estructural, dato importantísimo para realizar los estudios de prefactibilidad y factibilidad del proyecto.

Una correcta selección del sistema estructural y de sus dimensiones desde el inicio del proyecto arquitectónico redunda en una mayor claridad de información, certeza de costos y calidad de producto.

BIBLIOGRAFÍA AIS. Normas Colombianas de Diseño y Construcción Sismo Resistente. NSR-98 Bogotá, Febrero de 1998. GARCÍA Reyes, Luis Enrique. Columnas de Concreto Reforzado. Universidad de los Andes, Bogotá, 1991. GIRALDO Gómez, Herbert. Predimensionamiento de Estructuras Metálicas: Metodología para

Arquitectos. Universidad Nacional de Colombia, Facultad de Artes, Maestría en Construcción, Febrero de 2002.

Page 10 se ubtquert lo suficientemente separados de los nudos como para permitir reducciones importantes en los momentos flexrona.ntes (generalmente alrededor de 90 o 100 cm) y se estipula un incremento del 50% en la resistencia del empalme Es decrr, el diseño de las soldaduras se recomienda que no sea menor de 0.5 Fyc A¡, donde Fyc es el esfuerzo de fluenc¡a del material de la columna y Ar el área del patín de la columna más pequeña que llegue a la conexión.

Por otra parte, la resistencia de diseño de las soldaduras de penetración parcral será la menor de: lI>WFWAW ó w = 0.8 y FW = 0.6 FEX:\ FE,M es la resismncra nominal del material base a soldar Fw = resistencia nominal del material del electrodo AW = área efectiva de soldadura FEXX = clasificación de la remstencia del electrodo en KSI (60 KSI, si se usan electrodos EGOXX o 7OKSI si se usan electrodos E7OXX) Los aspectos fundamentales a cuidar en los edificios, según el AiSC, incluyen: a) Uniones de viga-columna

b) Deformabilidad de los paneles de alma en los nudos integrados por vigas y columnas; (alma de la viga paralela al alma de la columna)

e) Pr0p0r(:10nes en las dimensiones de las conexiones de viga a columna. d) Placas de connnurdad en nudos. e) Relaciones de Momentos Viga/Columna. l') Restrtccrones al pandeo local de las c0nex10nes viga—columna. g) Soporte lateral de las vigas, en las vecrndades de los nudos. h) Requisrtos de estabilidad para las Diagonales de contraventeo. í) Conemones de contraventeo. j) Configuracmnes espec¡ales de sistemas de contraventeo. k) Recomendacrones para los contraventeos excéntrtcos. l) Eslabones 0 muñones de fluencia en los contraventeos excéntricos. m) Atiesamtento de los eslabones o muñones de fluencra. n) Conexiones eslabón de fluencia a columnas o) Soporte lateral de eslabones de fluencia. p) Diagonal del contraventeo excéntrico y tramo de v1ga fuera de la zona de fluencia. q) Conexrones siga del contraventeo excéntrico a columna. t} Reqursitos de resrstenc1& de las columnas adyacentes a las dtagonales del contraventeo excéntrico. s) Requisitos de re513tencia de las colunmas en general. t) Empalmes de columnas u) Limitaciones en las deformaciones laterales de los marcos. Estos requisrtos varían dependiendo del tipo de estructuración que se trate, MCO, MCE, MXC o MX