1984 Manual Para El Calculo De Columnas De Concreto Armado 3t5b11

).

Consecuentemente, como cada columna tiene dos secciones críticas, la de su extremo superior y la del inferior, el número total de diseños a realizar es el doble de la suma de los casos anteriores: Número de casos = 10 j +8

(1-13)

Si no se mueven cargas j = 1. Por lo tanto, siempre habrá que diseñar cada columna, como mínimo, para dieciocho combinaciones simultáneas de carga axial y momentos flectores mayorados: 9 para la sección superior y otras 9 para la sección inferior. Si se requiere mover las cargas variables, usualmente de cinco maneras, entonces será necesario diseñar cada columna o muro para 58 casos. Al estar nuestras ciudades y edificaciones importantes en zonas sísmicas {9}, lo anterior significa un elevadísimo número de cálculos por estructura, que puede ser todavía mayor si hay que considerar otras acciones adicionales (un conocido programa contempla 75), y hace pensar que se requiere un procesamiento automatizado y, aún así, buscar simplificaciones. Por otra parte, como se advierte en 1.2.3 que las superficies resistentes tienen formas muy peculiares difíciles de anticipar,

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MINDUR. Manual para el Cálculo de Columnas de Concreto Armado. 1984. J. Marín, A. Güell

se infiere que, tanto por las solicitaciones como por la resistencia, va a ser arduo y consumirá mucho tiempo el poder desarrollar una intuición para vaticinar el porcentaje de armaduras del caso crítico {21}.

Respecto a abreviar y aliviar esta impresionante cantidad de diseños de acero cuando sabemos que sólo el de más área controla, es lógico pensar en algún medio de eliminar los casos de solicitaciones superfluas. Como las superficies son predominantemente convexas {21}, el equivalente geométrico de esta idea es simplemente encontrar la envolvente exterior de la nube de puntos que las solicitaciones mayoradas sitúan en el espacio tridimensional resistente, y diseñar los refuerzos sólo para los que la determinan. Lamentablemente, como en el proyecto de columnas nada puede subestimarse, este problema no ha sido resuelto todavía en el espacio y tiene nombre en las matemáticas algorítmicas: "el problema del casco convexo" {19}.

Sin embargo, en el Capítulo 2, Sección 2.7.2, se presenta una simple y eficiente solución para el caso plano de los diagramas de interacción y la flexión simple denominada "El Algoritmo de los Casos Superfluos" {16}. Esta es muy sencilla y breve de programar, y ahorra alrededor de 2/3 de los diseños {19}. Su extensión a la flexión desviada sólo es posible cuando se emplea el conocido criterio ultraconservador de "la carga trasladada paralela a la diagonal", la cual se detalla en 2.7.2. Ambos casos se ilustran numéricamente en el Capítulo 3.

1.4

CRITERIOS DE DISEÑO Y REVISIÓN

Una de las ventajas del diseño en el estado límite del agotamiento resistente es la clara y útil separación entre resistencias y solicitaciones, las cuales en la teoría de las tensiones isibles están siempre mezcladas. La resistencia es una propiedad única de la sección o miembro; las solicitaciones son algo externo, que pueden tener tantos valores como acciones y combinaciones necesite considerar el proyectista. En consecuencia, además de operar con conceptos explícitos, tenemos el control de los factores de seguridad y la posibilidad de modificarlos cuando sea oportuno.


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La determinación de la resistencia se asocia al problema de análisis y comportamiento de los materiales, y en el caso de nuestras columnas se ha expuesto en forma resumida en el Artículo 1.2. Encontrar las solicitaciones es asunto de la modelación y cálculo estructural pero, por referirse todavía sólo a las acciones de servicio o utilización previstas, hay que multiplicar éstas por factores de mayoración para hallar las de diseño en el agotamiento, como se ha descrito en el Artículo 1.3.

Geométricamente, en el cómodo espacio de representación de cargas axiales y momentos flectores, la resistencia flexoaxial minorada ф R es una superficie cerrada, suave y armoniosa, con dos polos distinguidos C y T; véase la Fig. 1.1. Por otra parte, como las solicitaciones mayoradas

Au , Fórmula (1-9), significan la demanda de resistencia, al ubicarlas en el mismo espacio vectorial son simplemente puntos. Si el punto queda dentro de la superficie de falla la columna resiste esa combinación mayorada de acciones; si cae fuera no la resiste. Así de fácil es la interpretación geométrica de la relación entre una y otras, la cual hay que cumplir y cuantificar cuidadosamente, como se indica a continuación.

Corresponde al diseño y a la revisión relacionar y sintetizar la resistencia minorada con las solicitaciones mayoradas. Como se sabe, el objetivo del diseño es encontrar la adecuada cantidad y distribución económica de los materiales. Conocido ya el miembro, el propósito de la revisión es averiguar los factores de seguridad que éste tiene ante cualquier acción esperada.

Evidentemente, la resistencia minorada de una sección ha de ser igual o superior a todas las resistencias requeridas por las solicitaciones mayoradas. Entonces, pensando en los volúmenes de falla flexoaxiales como la superposición de superficies resistentes cuando se aumentan proporcionalmente las áreas de acero, Fig. 1.1 y Fórmula (1-1), y en el útil símil de la cebolla propuesto en la Sección 1.2.3, el determinar la cantidad de armaduras equivale a encontrar cuál casco encierra a todos los puntos Au . Esto se escribe mediante la siguiente expresión, donde sus

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términos se subrayan con los nombres que se utilizan para designarlos, tanto en las Normas de Concreto como en la literatura especializada:

Au = ∑ Fi Ai ≤ φR

(1-14)

la cual tiene que cumplirse para todos los casos de solicitaciones simultáneas que exigen las Normas; véase (1-13).

El diseño se realiza según los siguientes métodos resumidos, los cuales se precisan en el Capítulo 2 y sus ejemplos numéricos en el 3:

Obtenidas todas las combinaciones de solicitaciones mayoradas S por las Fórmulas (1-10) a (1-12), afectadas por la corrección al factor de minoración de resistencias si no es 0.7, y aumentadas por los efectos de esbeltez cuando sean aplicables, véase 1.8 y los detalles respectivos en 2.3 y 2.5, se pasan a las cargas y momentos adimensionales definidos por (1-3) a (1-5) y (1-8). Si las columnas tienen secciones circulares, rectangulares o cruciformes se usarán los diagramas 1 a 40 del Capítulo 4, y las isocargas 41 a 90 si son en forma de ele, dependiendo de la combinación de materiales, véase 1.5, y de la forma de la sección, como se describe en 1.6.

Cuando hay flexión simple, el primer paso para el diseño con diagramas es localizar el ábaco por la geometría y separación de armaduras de la sección y el plano de carga, véase 1.6. Seleccionado éste la intersección de la carga adimensional con el momento adimensional mayorados define la cuantía


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mecánica u (1-6) buscada. Los métodos de cálculo en flexión desviada con diagramas de interacción se presentan en 2.7.3, aprovechando la resistencia en la mediatriz y la resistencia en la diagonal, con lo que se consiguen grandes ahorros.

El diseño con isocargas es directo en flexión desviada: basta ubicar el ábaco de acuerdo con la estrechez de la sección y el nivel de carga axial adimensional, y entonces la intersección de los momentos adimensionales x e y definirá la isobara ω buscada.

Si los valores de los ábacos no coinciden con las solicitaciones puede interpolarse linealmente tomando en cuenta los conceptos resistentes compendiados en 1.5 y 1.6.

En todo lo anterior sólo se ha tratado el diseño de los refuerzos por ser el de interés rutinario. Como se sabe, cuando las dimensiones de la sección también son desconocidas, hay que determinarlas por tediosas aproximaciones sucesivas.

El diseño de las secciones circulares, rectangulares y cruciformes, sea en flexión simple o desviada, se puede realizar automática e instantáneamente por medio de los modelos matemáticos aproximados de una sola fórmula que para los diagramas de interacción han evolucionado en estas investigaciones desde 1965 {16,19}. Una introducción se halla en el Artículo 1.7, sus procedimientos de cálculo en 2.7.5 y 2.7.6, varios ejemplos en el Capítulo 3, y las tablas de sus coeficientes en el Capítulo 5.

Como se ha mencionado en 1.3, el impresionante número de combinaciones de solicitaciones mayoradas que especifican las normas hace pensar que los ábacos y tablas para el cálculo de columnas tienen que ser sustituidos por procesamientos electrónicos. Pues bien, en las investigaciones de la UCV también se ha resuelto el diseño automatizado desde 1973, sea cual fuese la sección, materiales y grado de pretensión de los refuerzos {16}; tema que está fuera de los

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objetivos y extensión de este Manual. Como se esboza en las Refs. {18}, se realiza mediante las "isogonas", definidas como las líneas alabeadas que corresponden a inclinaciones iguales del eje neutro, las cuales viajan sobre las superficies resistentes desde un polo a otro cambiando de rumbo varias veces {16,18,21}. Así, los volúmenes de falla se determinan en forma directa, rápida y compacta sólo con la pareja de valores que proveen la resistencia del concreto y la del acero unitario; es decir los conceptos que extractan la Fórmula (1-1). Entonces las cuantías mecánicas se obtienen aplicando el método de Newton-Raphson al modelo paramétrico que los describen eficientemente en el espacio {16}. Tal procedimiento debe publicarse en la monografía en elaboración {26}. En general, se define como "factor de seguridad" al cociente de dividir una condición que conduce a la inutilidad entre la condición de servicio o utilización prevista. En palabras simples, el factor de seguridad mide cuan lejos se está de un peligro. Pese a dar un solo valor, este es un estimador muy práctico e informativo, aplicable hasta en cuestiones económicas. En el vocabulario resistente, el factor de seguridad global FS es la relación de la resistencia de agotamiento respecto a la resistencia requerida por las acciones de servicio, cuyos valores mínimos se especifican en las Normas de Acciones {4}. Consecuentemente y con rigor, el factor de seguridad depende de la trayectoria que las acciones de servicio seguirán en el espacio resistente hasta llegar a la superficie de falla. Si s señala el camino, en nuestra notación:

FS = s (R ) / s (A )

(1-15)

En el problema de revisión se conoce el miembro y, por tanto, su resistencia mediante 1.2. Aun en el supuesto ideal que se tuvieran los valores precisos de las acciones de servicio, el problema de evaluar la Fórmula anterior radica en que no se sabe cómo se va a llegar a la falla. En efecto, si el problema fuera simplemente unidimensional, como un momento flector puro, no hay duda que sería sólo a expensas de aumentar las fuerzas que lo producen. Pero la resistencia flexoaxial tiene tres componentes, así que a la falla se podría llegar bien aplicando una excentricidad constante, como en


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los primeros ensayos de columnas {14}; bien aumentando los momentos y dejando las cargas axiales constantes, o sea a través de una isocarga, por cierto difícil de obtener en el laboratorio sobre aislados; manteniendo los momentos constantes y aumentando la carga axial; o con cualquier otra senda, como ocurre cuando en los pórticos las rigideces de los se modifican, en forma complicada y aun oscura, por los efectos de esbeltez y el factor llamado P-δ {10}, descargándose unos y esforzándose más otros hasta que se llega al colapso plásticamente.

Así que la revisión es por esencia un problema probabilístico y tampoco sencillo. A continuación, y mientras las normas no pauten otros, se recomiendan unos criterios simples para estimar los factores de seguridad globales en los casos ordinarios, los cuales se han utilizado en el proyecto y verificación de edificios altos, en muros estructurales e incluso hasta plantas completas {16,21} . Esto es factible porque, según 1.2.2, las superficies de falla pueden determinarse ahora en forma exacta y económica satisfaciendo todos los requisitos de los reglamentos vigentes. En estas recomendaciones se fija la trayectoria de las acciones previstas hasta su intersección con la superficie resistente conocida {16}.

En el caso de cargas gravitacionales sin sismo, a falta de otra información, es lógico suponer que las solicitaciones de utilización previstas A + ACV alcanzarán la superficie de falla a expensas del crecimiento de las acciones variables solamente, es decir, de prolongar este vector, como se ilustra en la Fig. 1.2a. De esta forma, según (1-15), el factor de seguridad global será igual a la longitud de la línea OPR dividida entre la longitud OPV.

Cuando se considera el sismo, las solicitaciones de servicio se ubican sumando a los vectores anteriores de las acciones verticales el vector del sismo de diseño previsto, el cual puede ocurrir en los dos sentidos opuestos: más y menos ASIS , llamados "sismo directo" y "sismo inverso"; Fig. 1.2b. Lo más simple y razonable es itir que hay dos trayectorias hasta la superficie de falla, obtenidas al prolongar a uno y otro lado los vectores del sismo. Así, los factores de seguridad globales bajo ese sismo se pueden estimar como los cocientes de las sendas de longitudes (OPV ± VR) divididas entre

b) Acciones Gravitacionales más Sismo

Figura 1.2- Solicitaciones y resistencia: El problema de la Revisión

a) Acciones Gravitacionales Únicamente

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la longitudes (OPV + VS). Análogamente se efectuaría para la combinación del sismo y el miembro descargado.

Los factores de seguridad así calculados deben satisfacer los valores mínimos recomendados por las normas {2,9}; véase (1-10) a (1-12). Principalmente, de su examen e interpretación se pueden deducir y juzgar tanto la idoneidad, eficiencia y economía de los diseñados, como la eficacia de toda la estructura y el aprovechamiento logrado de sus materiales.

1.5

MATERIALES

En este Manual se presentan fórmulas y ábacos para dos combinaciones de materiales:

f’c ≤ 280

y

fy = 2800 kgf/cm2

f’c ≤ 350

y

fy = 4200 kgf/cm2

por considerarse que comprenden las resistencias con que se construye actual -mente en Venezuela.

Esto significa que los concretos utilizados con aceros de calidad 2800 kgf/cm2 pueden estar comprendidos entre una resistencia de 200 y 280 kgf/cm2, mientras que los empleados con aceros de 4200 kgf/cm2 pueden tener una resistencia entre 200 y 350 kgf/cm2.

Las cómodas y amplias variables adimensionales definidas en 1.2.4 son muy poco sensibles a los cambios de la resistencia del concreto, mientras que, por lo contrario, la influencia de variar la resistencia del acero es muy grande. Como puede verificarse en los ábacos del Capítulo 4, la resistencia adimensional disminuye a medida que la calidad del acero fy aumenta.

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Consecuentemente, la equivocación de utilizar los ábacos o las fórmulas de fy = 2800 cuando los aceros especificados son de 4200 es grande y en contra de la seguridad. En el caso de refuerzos de 3500 kgf/cm2 se puede interpolar linealmente entre los ábacos correspondientes de las dos combinaciones de materiales presentadas.

1.6

SECCIONES

En este Manual se encuentran fórmulas y ábacos para el proyecto de columnas de concreto reforzado con cuatro tipos de secciones: circulares, rectangulares, cruciformes y eles. En las Figuras 1.3 a 1.5 se resumen su geometría, la distribución de sus aceros y los planos de carga considerados, así como la numeración pertinente de los 90 ábacos del Capítulo 4. La resistencia de las secciones circulares, rectangulares y cruciformes se ha calculado con diagramas de interacción (8,16 y 16 respectivamente), y la de las eles con isocargas (50 gráficos). Además, se presentan modelos matemáticos que describen en forma satisfactoria y simple los diagramas: 2 fórmulas para las secciones circulares, 4 para las rectangulares y 16 para las cruciformes; véase 1.7. La selección del ábaco a emplear depende de las dos combinaciones de materiales disponibles, véase 1.5; del tipo de sección; de la relación de recubrimientos del refuerzo en las circulares y rectangulares, o de la estrechez de la sección en las cruciformes y eles; y del plano de carga, sea la mediatriz o la diagonal de la sección en las rectangulares y cruciformes, o del nivel de carga axial en las eles. La relación de recubrimientos y mide la distancia relativa de las armaduras extremas y es una variable de influencia importante en la resistencia a la flexión de las secciones circulares y rectangulares. Se suele definir como el cociente de la distancia entre armaduras más lejanas dividida entre el tamaño de la sección en la dirección considerada. Por ejemplo:

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γ = (a − 2r ) / a

(1-16)

donde a es un lado y r el recubrimiento de cálculo de las capas de barras más distantes perpendiculares a ese lado; véase la Fig. 1.3. En este Manual se adoptan cuatro valores: 0.6 que corresponde a lados mínimos de 0.25 metros, 0.7 para mayores de 0.30 m, 0.8 para dimensiones de columnas mayores de 0.50 m, y 0.90 para tamaños superiores a un metro. Para casos intermedios se interpola linealmente o se toma conservadoramente el valor inferior. Lógicamente, mientras más separadas se coloquen las barras dentro de la sección, y entonces y es mayor, más momento se puede absorber. La relación de estrechez interviene en las secciones cruciformes y eles. Se mide por el coeficiente α, definido como el cociente de dividir el lado entre el espesor:

α = a/b

(1-17)

Claramente, mayores relaciones de estrechez indican columnas y muros más grandes. Las necesidades de ser lo más simple y general posible, para facilitar las tediosas y múltiples labores de los s, así como el limitar el número de ábacos a una cantidad práctica y realista se guiaron por los criterios que se sintetizan más adelante. Otros pormenores se hallan en la Ref. {19}. Particularmente, las secciones ele, resueltas por primera vez en estas investigaciones, se describen con amplitud en cualquiera de las Refs. {18}. Nunca estará de más recordar e insistir que para abaratar la obra, simplificar su inspección y control, y, en definitiva, llegar a materializar la estructura concebida, es necesario especificar muy pocos tipos de armados, repetitivos y de comprobada factibilidad y sencillez de construcción. Asimismo, el arte del detallado de los refuerzos, que un Manual como éste solo esboza, debe ser capaz de lograr un hormigonado y vibrado efectivo, evitar concentración de tensiones con una distribución de barras generosa, proveer un atado de las barras longitudinales y un confinamiento del concreto adecuados, y también permitir ahorrativos solapes y prolongaciones a las columnas

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contiguas. Son los detallados de las secciones que van a la obra lo que cuenta y lo que cuesta; no los cálculos {13,27 Capítulo 13}. Es importante tener presente que aunque todas las secciones incluidas son simétricas, el uso de sus ábacos puede extenderse fácilmente para diseñar otras asimétricas afines, mediante la nueva teoría, procedimientos e ilustraciones gráficas y numéricas que se exponen en la Ref. {22}. Esto significa que, por ejemplo, las columnas paralelográmicas y rómbicas pueden calcularse con los diagramas de las rectangulares, y que la resistencia de muchas secciones elípticas, de necesitarse, se deducirían directamente de los gráficos de las circulares. Como información complementaria para otros tipos de secciones, en la Ref. {26} se deben publicar los diagramas que ya se han obtenido para las columnas anulares y rectangulares huecas, citados en la Ref. {21}. En el caso de secciones rectangulares sin armaduras laterales, una disposición poco recomendable o imposible en zonas sísmicas, los diagramas adimensionales pioneros de la Ref. {8} de 1970 siguen siendo indiscutiblemente los mejores, mientras que todas sus ediciones posteriores son inconvenientes por no estar en nuestras unidades. En la síntesis de la Ref. {21} se hallan más colecciones de ábacos calculados según las recomendaciones europeas, que, al especificar factores de minoración de resistencias diferentes para el concreto y para el acero, son muy difíciles de aprovechar. De entre ellos merecen destacarse los del famoso texto de la Ref. {12}.

1.6.1

Circulares

En las secciones circulares, diagramas de interacción 1 a 8, el refuerzo se ha considerado dispuesto en un anillo continuo, lo cual es en favor de la seguridad y preciso ya con solo 8 barras; véase la Fig. 1.3a.


Figura 1.3.- Secciones Circulares y Rectangulares calculadas con Diagramas: γ = 0.6, 0.7, 0.8 y 0.9

33

34


Figura 1.4.- Secciones Cruciformes calculadas con Diagramas, Ábacos Nº 25 a 40.


Figura 1.5.- Secciones Ele calculadas con Isocargas Ábacos Nº 41 a 90.

35

36 1.6.2


Rectangulares

En las secciones rectangulares, Fig. 1.3b y diagramas 9 a 24, se seleccionó exclusivamente la disposición de refuerzos perimetral ρX igual a Py, con porcentajes de acero iguales y simétricos en las dos direcciones; es decir, la misma cantidad de acero en las cuatro caras. Esta disposición no solo es cercana a la ideal de tener las barras lo más distribuidas posible en el contorno de la sección, es la más razonable y equirresistente en zonas sísmicas, así como sencilla de especificar para la construcción, sino también es la más conservadora cuando al detallar el acero el se ve obligado a apartarse de este patrón {16,19}. Por otro lado, permite el diseño más simple de todas las secciones rectangulares; ibid.. Como se demuestra en la Ref. {22}, con las variables adimensionales aquí adoptadas, el proyectista no tiene que preocuparse por las diferentes "relaciones de aspecto", como se denomina ahora a la relación de rectangularidad, o sea la proporción del lado largo respecto al lado corto, siempre que pueda mantener la disposición del refuerzo señalada.

1.6.3

Cruciformes

En la Figura 1.4 están las cuatro secciones cruciformes, cuya resistencia se presenta en los diagramas 25 a 40, correspondientes a las relaciones de estrechez a igual a 2, 3, 5 y 7 o más, elegidas tras estudiar la influencia de esta variable, con refuerzo supuesto continuo y una relación de recubrimientos única y conservadora de 0.8.

1.6.4

Eles

En la Figura 1.5 se detallan las cinco secciones eles que se seleccionaron después de una extensa investigación {18}. Como puede observarse, la distribución de los refuerzos está supeditada a la estrechez y al confinamiento requerido en las zonas sísmicas. Estas secciones, como en todas las que carecen de muchos ejes de simetría, se calcularon con isocargas, ábacos 41 a 90. Cinco gráficos dobles por cada sección y combinación de materiales, o sea diez niveles de carga axial adimensional

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por columna, permiten precisar mediante paralelos sus bellas, armoniosas y sorprendentes superficies de falla {18,21}.

1.7

FORMULAS

Como se sostiene en 1.2.1, las superficies de falla flexoaxiales no son formulables. Por lo tanto, hay que recurrir a la búsqueda de modelos matemáticos razonablemente aproximados y prácticos para el cálculo rutinario de las numerosas solicitaciones mayoradas a considerar. En la Sección 5.9 de la Ref. {21} se encuentra una revista de este problema. En este Manual los diagramas de interacción se describen con una sola fórmula mediante el sencillo "modelo traslacional ", y las isocargas de las secciones rectangulares y cruciformes se aproximan satisfactoria y conservadoramente con poligonales {16,19}. En contraste, las sorprendentes isocargas de las secciones ele no tienen modelos y ni siquiera se ha comenzado su investigación. El modelo traslacional, cuya versión para las normas venezolanas de teoría clásica se aplica cotidianamente desde 1970, obtiene el momento resistente adimensional según la siguiente expresión general y simple {16,19}:

µ = A(ν ) + ω B(ν )

(1-18)

donde A y B son polinomios de tercer grado que dependen solo de la carga axial adimensional ν, definida en (1-3). Como se observa, en el análisis la fórmula se aplica directamente y en el diseño la cuantía del refuerzo se despeja linealmente. Así, el cálculo con diagramas de interacción es instantáneo y se puede programar incluso en los minicomputadores de menor capacidad. Como además aquí se suministran fórmulas que incorporan en B la relación de recubrimiento y en función continua de la carga adimensional, basta una fórmula para cada combinación de materiales y plano de carga; véase 2.7.5, 2.7.6 y los ejemplos numéricos en 3.4 y 3.5. Así, para las secciones circulares hay que manejar únicamente dos fórmulas, y tanto para las rectangulares como para cada una de las

38


cruciformes solo se necesitan dos fórmulas para cargas en la mediatriz y otras dos para cargas en la diagonal. Cuando se tiene una expresión como la anterior para la resistencia en la mediatriz y otra semejante para la resistencia en la diagonal, al suponer que las isocargas que las unen son rectas, la cuantía mecánica se despeja de una ecuación de segundo grado; véase (2-39). Este método realista y conservador que aquí se estrena, constituye la solución más satisfactoria, completa, sencilla y rápida para resolver actualmente el problema del diseño en flexión desviada de las columnas rectangulares, así como el primero enteramente automatizable y capaz de ser aplicado hasta en los calculadores programables mínimos {19,21}. Las Figuras 1.6 y 1.7 ilustran la bondad que puede esperarse del ajuste de estos modelos a sus prototipos de superficies resistentes de falla. En general, en los diagramas de interacción los errores mayores ocurren en la vecindad de los casos extremos y teóricos de las compresiones y las tracciones puras; son siempre conservadores y montan a una cuantía mecánica ω de +0.1. En cambio, los errores en contra de la seguridad son bastante pequeños y suceden a unas excentricidades relativas, µ/ν, del orden de 0.3; véase la Fig. 1.6. La decisión de aproximar por rectas las isocargas entre la diagonal y la mediatriz es siempre conservadora {21} y el error máximo es del orden de ω igual a + 0.1; véase la Fig. 1.7. Este es un precio bajo por unas fórmulas que son tan sencillas como útiles y de tan amplio alcance. La teoría y los detalles que sustentan al modelo traslacional se hallan en la Ref. {26}. Hasta que ésta se publique se recomienda consultar las Refs. {16} y {19}. Por otra parte, en el Artículo 4.1 se hace una útil y sencilla aplicación del otro modelo propuesto, más refinado a costa de una mayor complicación y apenas explorado, titulado el "modelo polar" {16}.


Figura 1.6.- Ejemplo típico de la bondad del ajuste del Modelo Trasnacional para los diagramas

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40


Figura 1.7.- Isocargas típicas de las secciones rectangulares simétricas ρx = ρy. Bondad del modelo lineal.

41


La aproximación conservadora y simple de que las isocargas son poligonales ofrece otras aplicaciones y fórmulas útiles para las secciones rectangulares y cruciformes. Si se supone que las resistencias en la mediatriz se unen mediante rectas con las resistencias en la diagonal, correspondientes a la misma carga axial υ e igual cuantía mecánica ω, como la Fig. 1.7 expone, se deduce fácilmente que cuando µx ≥ µy las ecuaciones de tales isocargas pueden expresarse así:

µm = µ x + β µ y

(1-19)

donde µm es la resistencia a la flexión en la mediatriz, y β es la tangente del ángulo que mide la convexidad que suministra la resistencia a flexión en la diagonal µd, pudiéndose demostrar {22} que vale: µ  β =  m − 1 ≤ 1  µd 

(1-20)

En otras palabras mucho más significativas y prácticas, β mide la ineficacia de la diagonal. En efecto, dados los momentos mayorados de una acción, µx y µy, el momento resistente que se requiere en la mediatriz será menor cuanto más resista la diagonal y, consecuentemente, β valga menos. Como sabemos por 1.2.3 que las superficies de falla son predominantemente convexas, es decir que, en general, no presentan entrantes, y de haberlos son pequeños, la resistencia mínima que puede esperarse en la diagonal corresponde a un valor de β igual a la unidad; sin haber entrantes ni salientes. Entonces las isocargas se reducen a unas rectas a 45° que cierran cada cuadrante, o sea los contornos de la superficie de falla a cargas constantes formarían rombos regulares. Esta es la base del método de cálculo aproximado para las secciones rectangulares en flexión desviada denominado de la "carga trasladada", que ha sido muy popular en Venezuela desde las normas de 1967, y citado en las Refs. {12} y {27}. Intenta convertir el problema de flexión desviada en otro equivalente de flexión simple, utilizando únicamente los diagramas de interacción

42


disponibles en la mediatriz. Lógicamente, fue muy útil cuando no habían ábacos con la resistencia en la diagonal {22}, por lo que se dedicaron muchos esfuerzos para determinar los valores apropiados de β y los parámetros de otras curvas más complicadas, como las superelipses {12,16,19}. No obstante, como la contribución de la resistencia diagonal depende de muchas variables: el nivel de carga axial, la cuantía mecánica, la relación de recubrimientos, la calidad del acero y la geometría de la sección, se llega así a un problema más formidable que el original {16,19,26}. La táctica más simplista, cómoda y conservadora, a veces en demasía, recomendadas en las mencionadas normas venezolanas, consiste en trasladar la acción en flexión desviada a la mediatriz según la recta (1-19) con β igual a 1, ignorando la contribución de la resistencia en la diagonal. Entonces basta sumar los dos momentos mayorados componentes y se demuestra que la recta de traslado es paralela a la diagonal de la sección. No obstante, es importante advertir que esta aproximación es válida y da el acero total mínimo sólo cuando se calcula con ábacos que disponen aceros iguales en las cuatro caras {19}. En este Manual el método de diseño de la carga trasladada se presenta en la Sección 2.7.3 con el sencillo algoritmo por aproximaciones sucesivas publicado en la Ref. {22}. Este aprovecha mucho más precisa y eficientemente los diagramas de interacción, ya que utiliza tanto los ábacos en la mediatriz como los de la diagonal para corregir la convexidad de las isocargas directamente.


1.8

43

COLUMNAS LARGAS

Se entiende por "columna larga" o "esbelta" cuando su longitud es lo suficientemente grande para que sus flechas laterales produzcan un sensible incremento del momento flector máximo. Este tema complejo y múltiple es toda una especialidad inagotable, bajo el dominio de los investigadores de las estructuras metálicas, y actualmente en gran desarrollo. En general, se lo denomina "inestabilidad estructural" o "pandeo", y la definición anterior solo implica el caso calificado como "longitudinal". La literatura especializada para los de concreto reforzado es abundante y creciente, pero con resultados todavía discutibles, de manera que las normas y los procedimientos de cálculo aun están en evolución. Los textos de las Refs. {10} y {12} contienen toda la información básica para poseer una rápida introducción cabal de las facetas de este problema. En las páginas 200 a 225 de la Ref. {16} se exponen sus principios históricos y conceptuales, pudiéndose seguir las grandes modificaciones que han habido en los reglamentos del ACI. En este Manual los efectos de la esbeltez se tratan en el Artículo 2.3 y varios ejemplos numéricos se hallan en el Capítulo 3. El cálculo de las columnas largas más sencillo, y realmente el único hoy factible, consiste en determinar la resistencia de sus secciones como se ha expuesto en 1.2, o sea como columnas "cortas", y aumentar sus momentos mayorados tomando ahí en cuenta y en forma aproximada los efectos de la esbeltez. Se entiende por "relación de esbeltez" al cociente de la altura libre o no arriostrada de una columna entre la dimensión transversal a su posible desplazamiento. Como se asienta teóricamente en la Sección <10.10> de las Normas, la aplicación de un método "exacto" requiere el cambio sustancial y amplio del análisis estructural, a fin de considerar la influencia de las cargas axiales y la variación de la inercia de los en las matrices de rigidez.

44


El problema se transfiere entonces a averiguar en cuánto deben de aumentarse los momentos. Como se sabe, éste es un asunto matemáticamente complicado y difícil de tipificar o precisar en unas pocas reglas universales, debido a las numerosas variables que intervienen, muchas de ellas polémicas y complejas de modelar. Por ejemplo, el grado de restricción en los extremos de una columna es fundamental teóricamente y muy sensible a los cambios, pero en la práctica sólo podremos estimar llenos de dudas el aporte que proveen las vigas y placas contiguas. Análogamente, tampoco parece posible el cuantificar en unas pocas recetas las importantes influencias que las cargas sostenidas y el grado de agrietamiento tienen en este problema.

Nuestras Normas de Concreto, basadas en las del ACI, reconocen como éstas la gran experiencia de los especialistas en acero estructural del Instituto Americano de la Construcción de Acero AISC, véase nuestras Normas de Acero {3}, donde los efectos de la esbeltez se consideran multiplicando el máximo momento extremo mayorado por un factor δ, por lo que recibe el nombre del método de la "magnificación de momentos". Este se describe aquí en la Sección 2.3.4 y, a diferencia de normas anteriores, sus pasos y fórmulas son muy sencillos de seguir. El estudio de las extensas Secciones y del Comentario es esencial para su aplicación cabal, y la información docente se puede encontrar en el texto de la Ref. {10}.

1.9

REFUERZOS TRANSVERSALES

Las experiencias acumuladas en los últimos sismos han demostrado fehacientemente que el confinar las columnas y los nodos es algo esencial en las edificaciones sismo-resistentes {1,27}.

Es interesante destacar que en nuestras normas anteriores, como en muchas otras, se desalentaba el uso de las columnas zunchadas o confinadas, algo más costosas que las ligadas, mientras que en las ACI fueron las columnas zunchadas las básicas desde 1936. Además, las normas del Instituto Americano del Concreto, sólo desde 1971 acompañadas de comentarios, siempre han


45

asignado la misma resistencia a ambas, por lo que todo contribuyó lógicamente a que las columnas confinadas fueran rechazadas por quienes no conocían su comportamiento ni las razones de sus fórmulas; principalmente porque esa información fue inaccesible durante muchos años. En el Capítulo 2 de la Ref. {14} se presenta minuciosamente el comportamiento de las columnas confinadas con refuerzos transversales a través de las diversas y costosas investigaciones en compresión pura que fueron patrocinadas por el ACI por más de dos décadas. Como se demuestra en la Ref. {14} y ahora se resume en el Comentario de nuestras Normas , las teóricas resistencias nominales en compresión pura de las columnas zunchadas y ligadas son las mismas, simplemente porque se especifica colocar el volumen mínimo de armaduras transversales de confinamiento para que esto ocurra. No obstante, aunque las resistencias sean iguales, los comportamientos y las deformaciones son muy diferentes. Las columnas así confinadas exhiben una gran ductilidad y, ante un sismo severo, podrán mantener la estructura en pie, como se ha comprobado y se puede observar en las numerosas imágenes de la Ref. {1}. El confinamiento del núcleo de un miembro de concreto reforzado es el único modo de modificar la curva constitutiva tensiones-deformaciones del concreto y obtener ductilidad cuando está sometido a altas compresiones y/o fuerzas cortantes {14,27}. Especialmente el texto de la Ref. {27} es uno de los primeros en detallar los refuerzos recomendados en zonas sísmicas, producto de muchas experiencias e investigaciones. El Capítulo 18 de nuestras Normas trata las reglamentaciones sismoresistentes y hay muchas recomendaciones de interés en sus comentarios . Paralelamente, hay que disponer armaduras transversales, en forma de estribos, cercos y grapas, para resistir las fuerzas cortantes en las columnas. Las especificaciones pertinentes se encuentran en las Secciones < 11.3 > y < 11.4 > y no ofrecen dificultades conceptuales para los que están acostumbrados al diseño en corte según las normas ACI {7}. En este Manual, los requisitos se resumen en el Artículo 2.8 y varios ejemplos se pueden seguir en el especialmente <18.1.2.2> y <18.3.4>.

Capítulo 3.

Véanse

46


NOTAS

Este Manual se ciñe a la primera versión de las nuevas normas venezolanas para estructuras de concreto armado, publicadas en 1981, basadas en las normas 1977 del Instituto Americano del Concreto, ACI 318-77. Las rayas negras verticales en los márgenes izquierdos advierten que las líneas abarcadas tienen alguna modificación en las ediciones posteriores COVENIN-MINDUR 1753-85 o ACI 1983. Estas sólo cambian, respectivamente, el factor de mayoración de acciones sísmicas y el coeficiente de magnificación de momentos para desplazamientos laterales; véanse los Capítulos <10> y <18>.

47


2.

MÉTODOS DE CÁLCULO

2.1

INTRODUCCIÓN

En este Capítulo se discute en detalle cada una de las actividades necesarias para el diseño de una columna de concreto armado, de acuerdo con las Normas de Concreto {2}. Este Capítulo sólo presenta los procedimientos operativos y las fórmulas necesarias para el cálculo, de acuerdo con los conceptos presentados en el Capítulo 1. Los Capítulos 4 y 5 de este Manual contienen los ábacos y las fórmulas necesarios para implementar los procedimientos de este Capítulo, mientras que el Capítulo 3 suministra algunos ejemplos numéricos. El diseño de columnas de concreto armado requiere atender requisitos de resistencia y detallado que pueden agruparse en una serie de actividades presentadas en la Tabla 2.1. A continuación se enumeran las actividades: 1) Determinación de la resistencia requerida: las combinaciones de solicitaciones mayoradas se calculan según los lineamientos del Artículo 2.2; el caso típico se resume en la Tabla 2.2. 2) Revisión por esbeltez: se adopta un coeficiente de longitud efectiva apropiado, según se describe en el Artículo 2.3.2, y se determina si los efectos de esbeltez han de considerarse usando el

Artículo 2.3.3. En caso afirmativo puede usarse el Artículo 2.3.4 para hallar el

magnificador de momento δ para cada combinación de solicitaciones mayoradas. 3) Corrección del factor de minoración de resistencias: esta corrección puede omitirse adoptando

ø1. = 1.0, lo cual es conservador, o puede utilizarse calculando para cada

combinación de solicitaciones mayoradas el coeficiente de corrección tomado de

2.4.2 en

el caso de columnas con ligaduras, o de 2.4.3 en el caso de columnas con zunchos. 4) Cálculo de la resistencia adimensional requerida: para cada combinación de solicitaciones mayoradas se halla la resistencia adimensional requerida por medio de las Fórmulas (2-15) a (2-17) del Artículo 2.5.1. 5) Cálculo del acero longitudinal: éste se hace utilizando uno de los métodos específicos discutidos en el Artículo 2.7, y los ábacos o fórmulas pertinentes. Para un caso dado puede haber varios métodos apropiados, incluyendo el diseño manual con ábacos y el uso de

48


NUM

1 2 3 4 5 6

ACTIVIDAD

Determinación de la resistencia requerida Revisión por esbeltez Corrección del factor de minoración de resistencias Cálculo de la resistencia adimensional requerida Cálculo del acero longitudinal Revisión y detallado del acero longitudinal

ARTÍCULO EJEMPLO

2.2

Todos

2.3

3.4

2.4

Todos

2.5

Todos

2.7

Todos

2.6

Todos

Detallado del acero 7

transversal y revisión por corte

2.8

3.1 3.3

Tabla 2.1 - Actividades en el diseño de columnas


49

fórmulas (susceptible de ser programado); la selección del método depende de la precisión deseada y se discute en detalle en 2.7. El método elegido se aplica a cada combinación de solicitaciones mayoradas con objeto de encontrar la cuantía de acero requerida en cada una. La mayor cuantía así hallada será la requerida para la columna. 6) Revisión y detallado del acero longitudinal: la cuantía de acero longitudinal hallada en (5) debe revisarse de acuerdo con 2.6. Si la cuantía requerida es excesiva, la columna deberá rediseñarse. Si la cuantía es satisfactoria, deberá detallarse el acero según la disposición ideal del ábaco o la fórmula en uso. 7) Detallado del acero transversal y revisión por corte: el Artículo 2.8 suministra los métodos adecuados. Nótese que los puntos (3) a (5) han de realizarse para cada combinación de solicitaciones flexoaxiales mayoradas exigida por las Normas. Si los efectos de esbeltez han de considerarse, el magnificador de momentos (punto 2) ha de determinarse también para cada caso. Asimismo, puede ser necesario (realizar el diseño por corte (punto 7) para cada combinación de fuerzas cortantes mayoradas. La Tabla 2.1 incluye referencias a ejemplos numéricos de cada actividad en el Capítulo 3 de este Manual. En el Artículo 2.9 de este Capítulo se ofrecen algunos comentarios acerca de la revisión y el análisis de columnas. 2.2

COMBINACIONES DE SOLICITACIONES MAYORADAS

Se llama "resistencia requerida" a cada una de las combinaciones de solicitaciones mayoradas obtenidas al sumar las solicitaciones producidas por las, acciones previstas sobre la estructura, multiplicadas por unos factores de mayoración especificados (véase 1.3 y 1.4). Estas solicitaciones previstas se (calculan normalmente por medio de un programa de análisis estructural, y se combinan usando los coeficientes de mayoración establecidos por las Normas de Concreto {2}. Las combinaciones de diseño de los ejemplos del Capitulo 3 pertenecen a una estructura sometida a

50


COMBINACIÓN

FACTORES DE MAYORACIÓN

NÚMERO (i)

F

FCV

FSISX

FSISY

1

1.40

1.70

0.00

0.00

2

1.05

1.28

1.43

0.00

3

1.05

1.28

-1.43*

0.00

4

0.90

0.00

1.40*

0.00

5

0.90

0.00

-1.40*

0.00

6

1.05

1.28

0.00

1.43*

7

1.05

1.28

0.00

-1.43*

8

0.90

0.00

0.00

1.40*

9

0.90

0.00

0.00

-1.40*

La resistencia requerida en la combinación i, Aui , es:

Aui = Fi A + FCVi ACV + FSISXi ASISX + FSISYi ASISY

Siendo A , ACV , ASISX , ASISY las acciones correspondientes, véase 1.3. Tabla 2.2 - Combinaciones de diseño para carga vertical y sismo * modificados en las Normas de Concreto 1985 a 1.0 <9.2>, pero mantenidos en las ACÍ 1983.

51


cargas verticales y de sismo, según las Secciones <9.2.1> y <9.2.2> de las Normas de Concreto {2}, y se detallan en la Tabla 2.2. Si la estructura está sometida a acciones de otra naturaleza, las Secciones <9.2.3> a <9.2.7> suministran las combinaciones adicionales a considerar. En ocasiones pueden usarse las solicitaciones simplificadas descritas en <9.2.8>. 2.3

EFECTOS DE ESBELTEZ

2.3.1 CASOS A CONSIDERAR

Los efectos de esbeltez deben considerarse en forma aproximada según <10.11>, excepto cuando se haga un análisis estructural de segundo orden como se describe en <10.10.1>. Este tipo de análisis es obligatorio,según <10.11.4.3>, para aquellas columnas cuya esbeltez efectiva sea mayor de 100: kl u > 100 r

(2-1)

En el diseño de columnas de concreto armado para edificios a menudo pueden ignorarse los efectos de esbeltez. Los requisitos para este caso, según <10.11.4>, se resumen en la Sección 2.3.3. Cuando los efectos de esbeltez han de considerarse, puede usarse el método de la magnificación de momentos resumido en la Sección 2.3.4. En este método la columna se diseña para un momento δ M, siendo δ el magnificador de momentos, y M el momento resultante de una combinación particular de diseño mayorada. Véase <10.11.5> 1985. 2.3.2

CALCULO DE LA ESBELTEZ EFECTIVA

En el análisis de los efectos de esbeltez, el radio de giro r de una columna puede tomarse como se indica en la Figura 2.1. El coeficiente de longitud efectiva k debe calcularse por medio de un análisis que tome en cuenta las rigideces de los que inciden en la columna y restringen sus desplazamientos y rotaciones, como el indicado en . En este método, para cada extremo de la columna se

52


Figura 2.1- Radios de giro de las secciones de las columnas

53


calcula un coeficiente ψ que mide la relación de la rigidez de las columnas que llegan al nodo, entre la rigidez de las vigas para el plano de flexión considerado:

ψ=

∑ (I / l ) ∑ (I / l )

columnas

(2-2)

vigas

donde l es la longitud del miembro, e I es su inercia efectiva, la cual puede tomarse igual a Ig para las columnas, y

como 0.5 Ig para las vigas, siendo Ig la inercia de la sección total del

miembro. El valor de ψ se determina para cada extremo de la columna. Si denotamos por ψA y ψB a estos valores, al llevarlos al nomograma de la Figura 2.2 se puede hallar el coeficiente k. En el caso de una columna que se considera empotrada en una fundación, se puede usar ψ = 1.0, mientras que si la columna se encuentra articulada se puede adoptar un valor ψ = 10.0. En el caso de columnas que se consideren arriostradas, siempre es conservador utilizar un valor k igual a 1.0. En todos los casos, los efectos de esbeltez deben analizarse separadamente para cada dirección donde la flexión puede ocurrir, y debe determinarse el magnificador de momentos para cada una. 2.3.3 NECESIDAD DE CONSIDERAR LOS EFECTOS DE ESBELTEZ

En el caso de columnas en pórticos no arriostrados, de acuerdo con <10.11.4.2> se podrá ignorar el efecto de la esbeltez, si: kl u < 22 r

(2-3)

Y en el caso de columnas en pórticos arriostrados, <10.11.4.1> establece que se puede ignorar el efecto de la esbeltez, si:

de longitud efectiva k


Figura 2.2- Nomogramas para la determinación del coeficiente

54

55


kl u M < 34 − 12 1 r M2

(2-4)

en la Fórmula (2-4) M2 es el valor absoluto del mayor momento calculado en los extremos de la columna, y M1 es el menor momento, tomándose M1 como negativo cuando el sentido de rotación de M1 coincide con el de M2, y positivo en caso contrario. Nótese que como M1/M2 varía entre -1 y +1, los valores de (2-4) están comprendidos entre 22 y 46. Cuando los efectos de esbeltez puedan ignorarse, se adoptará un magnificador de momentos δ = 1.0. En caso contrario puede seguirse el método descrito en la Sección 2.3.4 para determinar el magnificador de momentos, o puede usarse un método más preciso. ▌2.3.4 EVALUACIÓN APROXIMADA DE LOS EFECTOS DE ESBELTEZ

El magnificador de momentos

δ

para una columna arriostrada se calcula, ▌ según

<10.11.5.1>, por medio de la expresión:

δ=

Cm ≥ 1.0 Pu 1− φ Pc

(2-5)

donde Pc es la carga de Euler para la columna:

Pc =

π2 EI

(kl u )2

(2-6)

donde I se calcula con la inercia efectiva de la sección agrietada, pudiéndose utilizar:

EI =

0.4 E c I g 1+ β d

(2-7)

56


donde βd es el cociente entre el momento producido por la carga permanente, dividido entre el producido por la carga total. Obviamente, siempre resulta conservador adoptar βd, igual a 1.0. El valor de P es la carga axial de diseño en la combinación de solicitaciones considerada, y el valor C puede tomarse para el caso de columnas arriostradas sin cargas transversales entre sus extremos, según <10.11.5.1>, como:

C m = 0 .6 + 0 .4

M1 ≥ 0 .4 M2

(2-8)

En cualquier otro caso se usa Cm = 1.0. En esta Fórmula, M1 y M2 son, respectivamente, el menor y mayor momento en los extremos de la columna. El signo de M2 siempre se toma como positivo, mientras que el signo de M1 se toma positivo sólo si la columna se flecta en curvatura sencilla (es decir, si M1 y M2 tienen diferente sentido de rotación); si la columna flecta en doble curvatura el signo de M1 debe tomarse como negativo. Para decidir si una columna puede considerarse arriostrada o no, se refiere al lector a la Sección del Comentario. En el caso de una columna en un pórtico no arriostrado, <10.11.6> establece que debe adoptarse como magnificador de momentos el mayor de los obtenidos en dos análisis independientes: 1) Considerando la columna como arriostrada, según lo anterior. 2) Considerando la columna como no arriostrada, usando en lugar de la Fórmula (2-5) la expresión:

δ=

Cm

∑P 1− ∑φ P u

c

≥ 1 .0

(2-9)

57


donde las sumatorias se extienden a todas las columnas del

piso en consideración. Véase

<10.11.5> de 1985. 2.4

RESISTENCIAS DE DISEÑO

2.4.1

FACTORES DE MINORACIÓN DE RESISTENCIAS

En todos los ábacos y fórmulas de este Manual el factor de minoración de resistencias a flexión es único e igual a 0.70, véase 1.2.4. Como en algunos casos las Normas permiten un valor algo mayor, <9.3>, en los Artículos 2.4.2 y 2.4.3 se presenta el cálculo con un factor de corrección

φ1 , definido como: φ1 = φ / 0.70

(2-10)

Si no se desea utilizar este refinamiento, siempre será conservador adoptar φ1 = 1.0 2.4.2

COLUMNAS CON LIGADURAS

En las columnas provistas con ligaduras que satisfacen <7.10.5>, puede aplicarse al factor de minoración de resistencias el factor de corrección siguiente: a)

φ 1 = 1 .0 , si Pu ≥ 0.10 f ' c Ag

b)

φ1 = 1.286 − 2.86

(2-11)

Pu ≤ 1.286 , f ' c Ag

si Pu < 0.10 f ' c Ag

(2-12)

El diseño de las ligaduras debe revisarse de acuerdo con la Sección <11.4> (véase el Artículo 2.8 de este Manual) y puede requerir modificaciones por el Capítulo <18>.

58

2.4.3


COLUMNAS CON ZUNCHOS

En las columnas confinadas con zunchos que satisfacen <7.10.4>, el factor de corrección puede tomarse como: a)

φ1 = 1.071 , si Pu ≥ 0.10 f ' c Ag

b)

φ1 = 1.286 − 2.15

(2-13)

Pu ≤ 1.286 , f ' c Ag

si Pu < 0.10 f ' c Ag

(2-14)

El diseño de los zunchos debe realizarse tomando en cuenta <10.9.3 >, <11.4> (véase el Artículo 2.8 de este Manual) y el Capítulo <18>. 2.5

VARIABLES

ADIMENSIONALES

2.5.1

RESISTENCIA

Todos los ábacos y fórmulas presentados describen la resistencia de las columnas mediante las variables adimensionales discutidas en 1.2.4. En las expresiones que definen estas variables adimensionales se incorporan el factor de corrección de minoración de resistencias φ1 (2.4) y los magnificadores de momento por efectos de esbeltez δx y δy (2.3), resultando en general que cada combinación de solicitaciones mayoradas, llamada también resistencia requerida, puede expresarse como una carga axial adimensional:

υ=

Pu / φ1 f " c Ag

y dos componentes de momento adimensionales:

(2-15)

59


µx =

µy =

δ x M ux / φ1 f " c Ag a y

δ y M uy / φ1 f " c Ag a x

(2-16)

(2-17)

donde ax y ay son dimensiones de referencia: las dimensiones mayores de la columna en la dirección x y en la dirección y respectivamente. En las Fórmulas (2-16) y (2-17) Mux y Muy son las componentes del momento en las solicitaciones mayoradas.

En algunos de los métodos de diseño presentados, se utiliza el momento adimensional diagonal, definido como:

µd =

M ud / φ1 f " c Ag d

(2.18)

siendo Mud la resistencia de diseño a momento flector sobre la diagonal, y d la dimensión diagonal de la columna. En los ábacos de las columnas cruciformes, sin embargo, se usa:

µ'd =

M ud / φ1 f " c Ag a

(2-19)

donde a es la misma dimensión de referencia usada para µx o µy. Los valores de µd y µ’d se relacionan mediante la Fórmula (2-30) (véase 2.7.3). 2.5.2 ACERO

La cantidad de refuerzo en una columna se mide por medio de su cuantía mecánica ω, definida como:

ω=ρ

fy f "c

(2-20)

60


donde ρ es el porcentaje total de acero, o cuantía geométrica. Este acero se distribuye según se indica en cada ábaco. 2.5.3 VARIABLES GEOMÉTRICAS

Como se comenta en el Articulo 1.6, la distribución del acero se caracteriza por medio de la "relación de recubrimiento" γ, la cual se define como el cociente de la separación del refuerzo entre la dimensión total de la columna en la dirección considerada (Figura 2.3). Aunque es conservador usar un ábaco con una relación de recubrimiento menor que la real, puede usarse una interpolación lineal entre dos ábacos si se desea un resultado más preciso. La forma de una sección cruciforme o en ele se describe mediante la relación de estrechez, α, definida en 1.6 como el cociente entre la dimensión total de la columna, y el espesor de su ala (Figura 2.3). En general es conservador diseñar utilizando una relación de estrechez menor que la real. De nuevo puede interpolarse para obtener resultados más precisos. 2.6

CUANTÍAS MÍNIMAS Y MÁXIMAS DE ACERO LONGITUDINAL

Las columnas han de tener un porcentaje total de acero ρ no menor del 1 % <10.9.1>. Para los muros hay disposiciones especiales en <10.14>. También se establece que las columnas han de tener menos del 8 % de acero <10.9.1>, pero en zonas sísmicas se rebaja este porcentaje máximo a un 6 % <18.3.3.2>. Para los muros véanse <14-3> y <18.5> de 1985. Por otra parte, las Normas limitan la carga axial máxima que puede aplicarse a una columna según <10.3.4> y <10.3.5>. Es fácil demostrar que para fines de diseño este requisito es equivalente a exigir un área mínima de acero dada por:

Ast ≥

para columnas ligadas, y:

1.79 Pmáx − f " c Ag

f y − f "c

(2-21)


Figura 2.3 - Variables geométricas

61

62


Ast ≥

1.57 Pmáx − f " c Ag

f y − f "c

(2-22)

para columnas confinadas. En estas Fórmulas Pmáx es la máxima carga axial mayorada obtenida en las combinaciones de diseño. Las Fórmulas (2-21) y (2-22) pueden expresarse también en términos de las variables adimensionales como:

ω ≥ fy

1.79υ máx − 1 f y − f "c

(2-23)

1.57υ máx − 1 f y − f "c

(2-24)

para columnas ligadas, y:

ω ≥ fy

para columnas confinadas. En estas Fórmulas υmáx es la máxima carga adimensional obtenida en las combinaciones de solicitaciones mayoradas. Las Fórmulas (2-21) a (2-24) con frecuencia darán un valor negativo, lo cual indica simplemente que esta prescripción no controla el refuerzo longitudinal mínimo. 2.7

DETERMINACIÓN DE LA CUANTÍA REQUERIDA DE ACERO LONGITUDINAL

1.6.4

INTRODUCCIÓN

En los Artículos 2.7.2 a 2.7.6 se presentan varios métodos para determinar la cuantía de acero longitudinal ω requerida. El método a usar depende del tipo de columna a diseñar, de que se empleen ábacos si se calcula manualmente o fórmulas si se usa un programa, y del nivel de precisión deseado, puesto que unos métodos son más conservadores que otros. La Tabla 2.3 presenta, para cada tipo de columna considerado, una lista de los métodos recomendados


Tabla 2.3 - Selección del método de cálculo del acero longitudinal

63

64


de diseño según se empleen los ábacos del Capítulo 4 o las fórmulas del Capítulo 5. También se hace referencia a los ejemplos numéricos del Capítulo 3. Los métodos de diseño basados en fórmulas se consideran en general aproximados, porque la fórmula es sólo una representación aproximada del correspondiente diagrama de interacción; no obstante, como se señala en el Artículo 1.7, la aproximación es muy buena y generalmente conservadora. 1.6.5

FLEXIÓN SIMPLE CON UN DIAGRAMA DE INTERACCIÓN

Este método es exacto para el diseño de columnas circulares, rectangulares y cruciformes cargadas en uno de sus ejes de simetría. Para las columnas circulares, cada solicitación de diseño se convierte en una solicitación uniaxial simple usando la expresión:

µ = µ x2 + µ y2

(2-25)

Es posible diseñar columnas rectangulares y cruciformes usando sólo el diagrama de interacción para carga en la mediatriz, cuando se traslada la carga ignorando la resistencia diagonal de la columna {19}, {22}. Cuando hay aceros iguales en las cuatro caras, la Fórmula siguiente equivale a trasladar la carga paralelamente a la diagonal de la sección:

µ = µx + µy

(2-26)

método que ha sido usado ampliamente en nuestro país {27} y que es conservador. Halladas estas solicitaciones uniaxiales equivalentes puede aplicarse el "algoritmo de los casos superfluos" para eliminar de consideración los casos que obviamente no controlan el diseño {19}. El método se ilustra en la Figura 2.4, y consiste en tomar para el diseño solamente las solicitaciones uniaxiales equivalentes que se especifican a continuación:


Figura 2.4 - Algoritmo de los casos superfluos

65

66


1) La solicitación con mayor carga axial: punto (1) ; 2) La solicitación con mayor momento flector : punto (2); 3) La solicitación con menor carga axial : punto (3) ; 4) Todas las solicitaciones en las cuales el momento flector es mayor que el limitado por las rectas (l)-(2) y (2)-(3). Para cada solicitación significativa se entra en el ábaco apropiado y se lee la cuantía de acero correspondiente. 2.7.3 FLEXIÓN DESVIADA CON DOS DIAGRAMAS DE INTERACCIÓN

Este método es apropiado para el diseño de columnas rectangulares y cruciformes en flexión desviada. La resistencia de la sección se cuantifica por medio de dos diagramas de interacción: el de carga en la mediatriz y el de carga en la diagonal {22}. Para el diseño se utiliza un momento equivalente sobre la mediatriz µm, el cual se obtiene a partir de µx, µy y un coeficiente de corrección β. Este coeficiente de corrección depende del nivel de carga y de la cuantía de acero, véase el Artículo 1.7, por lo que se obtiene mediante el siguiente proceso de aproximaciones sucesivas diagramado en la Figura 2.5, el cual se aplica para cada solicitación:

1) Adopte β = 1.0. Verifique que µx sea mayor o igual que µy. En caso contrario intercambie estos valores. 2) Halle y usando:

µm = µ x + β µ y y entre en el ábaco para carga en la mediatriz con υ y µm para leer ω. 3) Entre en el ábaco para carga en la diagonal con υ y ω y halle µd.

(2-27)


Figura 2.5 - Diseño en Flexión Desviada con Diagramas de Interacción

67

68


4) Halle el valor corregido de β:

β=

µm −1 µd

(2-28)

5) Calcule el valor de µ0:

µ0 = µ x + β µ y

(2-29)

6) Si la diferencia entre µ0 y µm es aceptablemente pequeña, se termina el proceso y ω hallada en (2) es la cuantía requerida. Si µ0 y µm son demasiado diferentes, regrese al paso (2) y repita el proceso. Este procedimiento converge con gran rapidez. Ha de hacerse notar que en el caso de las columnas rectangulares, µd es directamente el valor leído en el ábaco para carga en la diagonal, pero que en el caso de las columnas cruciformes el valor que se lee en el diagrama de interacción para carga en la diagonal es µ’d, siendo necesario hallar µd usando:

µ d = µ'd / 2

(2-30)

Este y otros detalles pueden estudiarse en la Ref. {22}. 2.7.4 DISEÑO CON ISOCARGAS

La determinación de la resistencia con isocargas es exacta y aquí se aplica al diseño de secciones ele. Cada solicitación mayorada adimensional (υ, µx, µy), ha de llevarse a dos de las isocargas tabuladas (una por encima, otra por debajo de υ) , y el valor de la cuantía mecánica ha de obtenerse por interpolación entre ambas lecturas. Sea υsup la carga adimensional correspondiente a la primera isocarga superior a υ, sea υinf la carga adimensional correspondiente a la primera isocarga inferior a υ, y ωsup y ωinf las lecturas correspondientes al punto definido por µx, µy en esas isocargas, entonces :

69


ω = ω inf +

υ − υ inf (ω sup − ω inf ) υ sup − υ inf

(2-31)

es la cuantía requerida. Este proceso se repite para cada combinación de solicitaciones de diseño. 2.7.5

FLEXIÓN SIMPLE CON FORMULAS

Este es un método aproximado para el cálculo de columnas circulares usando las fórmulas apropiadas discutidas en 1.7 y dadas en el Capítulo 5 de este Manual. Este método es conceptualmente equivalente al presentado en el Artículo 2.7.2 y podría usarse para diseñar columnas rectangulares y cruciformes usando el criterio de la carga trasladada con la Fórmula (2-26) y los modelos matemáticos pertinentes. No obstante, en flexión desviada se recomienda usar el método indicado en 2.7.6, que utiliza la resistencia en la mediatriz y en la diagonal, y es más exacto. En general, la resistencia de la columna queda representada por una expresión de la forma:

µ = A(υ ) + ω Γ(γ , υ ) Β(υ )

(2-32)

y se calcula la solicitación uniaxial equivalente por medio de la Fórmula (2-25) para las columnas circulares. En cada combinación de diseño, la cuantía requerida se despeja linealmente:

ω=

µ − A(υ ) Γ(γ , υ ) Β(υ )

(2-33)

La función Γ incorpora la influencia de la relación de recubrimiento y en la componente de resistencia correspondiente al acero, y se da en el Capítulo 5 para el caso de columnas circulares y rectangulares, véase 5.1 y 5.2. En estas Fórmulas, A y B son polinomios dados en el Capítulo 5 que aproximan la resistencia del concreto y del acero respectivamente.

70


En este método puede usarse el algoritmo de los casos superfluos descrito en 2.7.2 para eliminar solicitaciones que no controlan el diseño. 2.7.6

FLEXIÓN DESVIADA CON FORMULAS

Este método de diseño puede usarse para columnas rectangulares y cruciformes usando las fórmulas para resistencia en la mediatriz y en la diagonal que se encuentran en el Capítulo 5. Este método supone que las isocargas son líneas poligonales, véase la Figura 1.7, y es análogo al presentado en 2.7.3, pero enteramente automatizado. Para la mediatriz puede escribirse:

µ m = Am (υ ) + ω Γm (γ , υ ) Β m (υ )

(2-34)

siendo Am el polinomio correspondiente a la contribución del concreto para carga en la mediatriz, y Bm el correspondiente al acero. La función Γm incorpora la influencia de la relación de recubrimiento y en la componente de resistencia del acero, y se encuentra en el Artículo 5.2 para las columnas rectangulares. Para las columnas cruciformes la relación de recubrimiento es única (1.6.3), por lo que no se usa la función Γ. Para la diagonal puede escribirse una expresión análoga a (2-34):

µ d = Ad (υ ) + ω Γd (γ , υ ) Β d (υ )

(2-35)

donde Ad es el polinomio correspondiente a la contribución del concreto para carga en la diagonal, y Bd el correspondiente al acero. La función Γd es análoga a Γm, para la resistencia diagonal del acero. Puede demostrarse que si se tiene una solicitación adimensional de diseño υ, µx, µy, donde µx es mayor o igual que µy (en caso contrario se deben intercambiar estos valores), la cuantía mecánica requerida puede despejarse de una ecuación de segundo grado cuyos coeficientes son:

71


K 1 = Γd Β d Γm Β m

(2-36)

K 2 = Γm Β m (Ad − µ y ) − Γd Β d (µ x − µ y − Am )

(2-37)

K 3 = Am (Ad − µ y ) − Ad (µ x − µ y )

(2-38)

obteniéndose la cuantía como:

ω=

− K 2 + K 22 − 4 K 1 K 3 2K1

(2-39)

Si el valor de ω resulta negativo, esto indica que la cuantía requerida de acero es nula. 2.8

DETERMINACIÓN DEL ACERO TRANSVERSAL

2.8.1 LIGADURAS MÍNIMAS

▌

Este refuerzo se dispone de acuerdo con <7.10.5> como soporte lateral de las barras

longitudinales. La Tabla 2.4 resume las disposiciones pertinentes, y en todo caso la separación de las ligaduras no debe ser mayor que la menor dimensión de la columna. 2.8.2 DISEÑO POR CORTE

La armadura transversal de una columna puede ser necesaria para lograr la resistencia requerida al corte. La resistencia de diseño Vu de una columna puede determinarse por medio de la expresión dada en <11.1.1>: Vu = φ (Vc + V s )

(2-40)

donde el factor de minoración de resistencias en corte es Φ = 0.85 , según <9.3.2 >, y donde Vc, la resistencia nominal asignada al concreto puede tomarse como:

72


1

DIÁMETRO DEL ACERO

DIÁMETRO LIGADURA

SEPARACIÓN

LONGITUDINAL

MÍNIMA <7.10.5.1>1

MAXIMA (cm)

Nº

mm

Nº

mm

<7.10.5.2>2

4

12.7

2

6.4

20

5

15.9

3

9.5

25

6

19.1

3

9.5

30

7

22.2

3

9.5

35

8

25.4

3

9.5

41

11

35.8

3

9.5

43

14

43.0

4

12.7

61

18

57.3

4

12.7

61

Las separaciones y detallado de las ligaduras para los Niveles de Diseño 2 y 3 están en el Capítulo 18 (1985).

2

La separación máxima de ligaduras no podrá ser mayor que la menor dimensión de la columna.

Tabla 2.4 - Requisitos de ligaduras para columnas

73


 P  Vc = 0.531 + 0.007 u  f ' c bw d  Ag  

(2-41)

En la Fórmula (2-40), Vs es la resistencia nominal al corte correspondiente al acero. Su valor puede calcularse a partir de la Fórmula (2-40) tomando Vu como la resistencia requerida al corte, y si resulta negativo, no se necesita refuerzo por cortante. En caso contrario se requiere un refuerzo al corte con una resistencia nominal asignada igual o mayor que Vs. La Tabla 2.5 resume las Normas correspondientes a las separaciones máximas de estribos y las fórmulas para el cálculo de la resistencia nominal asignada al acero, para el caso normal de columnas reforzadas con refuerzo transversal perpendicular al refuerzo longitudinal; véase <18.2.5>. 2.8.3 DISEÑO DE LOS ZUNCHOS

El diámetro del refuerzo a usar como zuncho o armadura de confinamiento está limitado por la Sección <7.10.4> a un mínimo de 3/8" (9 mm). La separación libre entre dos ramas consecutivas del zuncho debe estar comprendida entre 3 cm y 8 cm. La cuantía mínima del refuerzo helicoidal a usar como zuncho, se limita con fines de confinamiento en <10.9.3> a:  f' − 1 c  fy  Ac  Ag

ρ s = 0.45

(2-42)

siendo Ag el área total de la sección y Ac el área del núcleo confinado de concreto, cuyo diámetro Dn puede tomarse igual al diámetro externo de la hélice del zuncho. El valor de fy se refiere al acero usado en el zuncho. En la Fórmula (2-42), ρs es el porcentaje volumétrico de acero en los zunchos definido por:

ρs =

4 Az s Dn

donde Az es el área transversal del zuncho, y s es su separación.

(2-43)

74


Tabla 2.5 - Armaduras mínimas y cálculo de la resistencia al corte ▌

Véase <18.2.3>.


75

3. EJEMPLOS NUMÉRICOS

En este Capítulo se presentan algunos ejemplos numéricos ilustrativos de los métodos de cálculo dados en el Capítulo 2. Para cada ejemplo se presenta una solución completa a partir de la geometría de la columna y de las solicitaciones calculadas en cada caso de carga a considerar. En todos los casos se ha considerado una estructura solicitada por cargas permanentes (), variables (CV), y por fuerzas horizontales por sismo en las direcciones X (SISX) e Y (SISY). Los datos de las solicitaciones de diseño se presentan de acuerdo con la nomenclatura y signos de la Figura 3.1, considerándose en cada caso ambos extremos de la columna: superior (S) e inferior (I). Algunas de las actividades necesarias en el diseño de una columna se ilustran en detalle sólo en ciertos ejemplos, según se indica en la Tabla 2.1. En cada ejemplo se utiliza un procedimiento diferente para determinar la cuantía requerida de acero longitudinal, encontrándose en la Tabla 2.3 las referencias correspondientes. En todos los ejemplos presentados se tabulan en detalle los valores intermedios necesarios para el cálculo, con el propósito de facilitar el seguimiento del desarrollo numérico. Esto sólo resulta conveniente en el caso de un diseño manual, resultando innecesario anotar estos resultados intermedios en el caso de poder automatizar algunas de las operaciones indicadas. En todos los ejemplos se ha utilizado: f'c = 250 kg/cm2 y fy= 4200 kg/cm2.

76


Figura 3.1 - Convención de signos positivos y nomenclatura para las solicitaciones

77


3.1

DISEÑO EN FLEXIÓN SIMPLE CON UN DIAGRAMA DE INTERACCIÓN DE UNA COLUMNA RECTANGULAR

Se presenta el diseño de una sección rectangular de 60 x 40 (véase la Figura 3.2) para las solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.1. La columna se supone arriostrada contra desplazamientos laterales en ambas direcciones y estará provista con ligaduras. Los datos necesarios para este caso son: ax

= 60 cm

ay

= 40 cm

l ux = l uy = 250 cm bwx

= 40 cm

dx

= 55 cm

bwy

=

60 cm

dy

=

35 cm

Ag

= 2400 cm2

y las actividades de diseño se desarrollan como sigue: 1) Determinación

de

la

resistencia

requerida:

las

columnas

Pu,

Mux,

Muy,

de la Tabla 3.2 presentan las combinaciones mayoradas, según los lineamientos del Artículo 2.2 y la numeración de la Tabla 2.2. 2) Revisión

por

esbeltez:

los

radios

de

giro

de

las indicaciones de la Figura 2.1: rx = 0.30 ay = 12.0 cm ry = 0.30 ax = 18.0 cm

la

columna

se

calculan

según

78


Extremo Superior CASO

Extremo Inferior

P kg

Mx m.kg

My m.kg

P kg

Mx m.kg

My m.kg

62542

2599

4397

64424

2496

4293

CV

18407

743

1256

18407

713

1227

SISX

22755

0

12560

22755

0

11679

SISY

-31403

-17981

0

-31403

-18

0

Tabla 3.1- Solicitaciones de Servicio, Ejemplo 3.1.

Fig. 3.2 - Sección del Ejemplo 3.1

Tabla 3.2- Combinaciones Mayoradas y Resistencia Adimensional

Requerida, Ejemplo 3.1.

79


80


y si se adopta en forma conservadora, por tratarse de un pórtico arriostrado: kx = ky = 1.00 se obtiene: k x l ux = 21 < 22 rx

k y l uy ry

= 14 < 22

de manera que los efectos de esbeltez pueden ignorarse en ambas direcciones en este caso, de acuerdo con el Artículo 2.3.3. 3) Corrección del factor de minoración de resistencias: por tratarse de una columna ligada, esta actividad se realiza como se indica en el Artículo 2.4.2, es decir, utilizando las Fórmulas (2-11) y (2-12) según resulte aplicable. El valor que permite seleccionar la Fórmula a usar es: 0.10 f ' c Ag = 60000 kg Los valores de φ1 así obtenidos se tabulan en una columna de la Tabla 3.2. 4) Cálculo de la resistencia adimensional requerida: esto se realiza como se indica en el Artículo 2.5.1, utilizando las Fórmulas (2-15) a (2-17), en las cuales se ha adoptado: δx = δy = 1.00 resultando:


υ=

81

Pu / φ1 P /φ = u 1 f " c Ag 51000

µx =

µy =

δ x M ux / φ1 f " c Ag a y

δ y M uy / φ1 f " c Ag a x

=

=

M ux / φ1 20400

M uy / φ1 306000

con lo cual se llenan las columnas υ, µx, µy de la Tabla 3.2. 5) Cálculo del acero longitudinal: en este caso se emplea el método descrito en 2.7.2, utilizándose en particular la Fórmula (2-26) por tratarse de una columna rectangular. La Tabla 3.3 contiene para cada combinación mayorada a considerar los valores de v y u correspondientes. Sobre estos valores se aplica el algoritmo de los casos superfluos, según se muestra en la Figura 3.3, y se anota en la columna "SIGNIFICATIVO" de la Tabla 3.3 cuáles casos han de considerarse en el diseño. Para los casos significativos se ha de leer la cuantía requerida de acero, en la Figura 2.3 se observa que la variable geométrica involucrada es la relación de recubrimiento y» en este caso:

γy =

30 = 0.75 40

la cual se ha calculado en la dirección y, donde resulta mínima, de manera que se toman lecturas en los ábacos 19 y 21 (véase el Capítulo 4), correspondientes a γ = 0.7 y γ = 0.8 respectivamente. Estas lecturas se tabulan en las columnas ω0.7, y ω0.8 de la Tabla 3.3, dándose en la columna ω el resultado interpolado para el valor real de γ. La máxima cuantía requerida, según se observa es ω = 0.47. 6) Revisión y detallado del acero longitudinal: empleando la Fórmula (2-20) se encuentra:


Tabla 3.3- Cálculo del Acero Longitudinal, Ejemplo 3.1.

82


Figura 3.3- Algoritmo de los casos superfluos. Ejemplo 3.1.

83

84


ρ =ω

f "c = 2.38% fy

Ast = ρ Ag = 57.1 cm 2

el porcentaje de acero está dentro de los límites mencionados en el Artículo 2.6. Además, aplicando la Fórmula (2-21) se encuentra un área mínima de acero igual a:

Ast =

1.79 Pmáx / φ1 − f " c Ag f y − f "c

= −66.8 cm 2

la cual se obtiene a partir de la combinación 7-1, y como se ve no controla el diseño. Como se muestra en la Figura 3.2 se emplea un armado con 12 barras de 1" de diámetro, el cual es aproximadamente consistente con la hipótesis de acero distribuido en las caras usada en la elaboración de los ábacos empleados. 7) Detallado del acero transversal y revisión por corte: para soporte de las barras longitudinales, la Tabla 2.4 del Artículo 2.8.1 indica el uso de ligaduras con un diámetro de 3/8" y una separación no mayor de 30 cm, siendo satisfactoria la disposición mostrada en la Figura 3.2. Por otra parte, en cuanto a la resistencia al corte, la Tabla 3.4 presenta las combinaciones mayoradas de fuerza cortante Vux y Vuy (sólo se presenta un valor para cada combinación por cuanto el corte es igual en ambos extremos de la columna). Con el valor de Pu en cada combinación (tomándose para ello de la Tabla 3.2 el valor en el extremo superior de la columna) se calcula la resistencia nominal correspondiente al concreto en cada dirección, utilizando la Fórmula (2-41) del Artículo 2.8.2; en este caso:  P  Vcx = 0.531 + 0.007 u  f ' c bwx d x  Ag  

(

= 18436 1 + 2.917 x10 −6 Pu

)

85

Tabla 3.4- Revisión por corte. Ejemplo 3.1.


86


 P  Vcy = 0.531 + 0.007 u  f ' c bwy d y =  Ag  

(

= 17598 1 + 2.917 x10 −6 Pu

)

En la Tabla 3.4 se calculan ahora las columnas Vsx y Vsy usando la Fórmula dada en la Nota 1 de la Tabla 2.5. Estas columnas dan la resistencia nominal mínima que debe tener el refuerzo por corte. Se observa que no se requiere refuerzo por corte en ningún caso, sin embargo, de acuerdo con la Tabla 2.5 del Artículo 2.8.2, se observa que en las combinaciones 2 y 4, el valor de Vux es mayor que el valor de comparación ø Vcx/2 de manera que el espaciamiento máximo del refuerzo queda gobernado por: s ≤ 60 cm s ≤ d/2 = 17.5 cm s≤

Av F y

3.5 bw

= 85.2 cm

adoptándose en definitiva s = 17.5 cm. Bajo esta separación la resistencia nominal al corte del acero sería:

V sx = V sy =

Avx f y d x s Avy f y d y s

= 37488 kg

= 23856 kg

Lo cual completa el diseño de la columna. El detallado mostrado en la 3.2 es apropiado para este caso.


3.2

87

DISEÑO EN FLEXIÓN SIMPLE CON UN DIAGRAMA DE INTERACCIÓN DE UNA COLUMNA CIRCULAR

Se presenta el diseño de una sección circular de 70 cm de diámetro (véase la Figura 3.4) para las solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.5. La columna se supone parte de pórticos desplazables en ambas direcciones, y será zunchada. Los datos necesarios para este caso son: D = 70 cm l ux = l uy = 280 cm

kx = ky = 1.3 Ag = 3848 cm2 Las actividades de diseño se desarrollan como sigue: 1)

Determinación de la resistencia requerida: las columnas Pu, Mux, Muy de la Tabla 3.6

presentan las combinaciones mayoradas, según los lineamientos del Artículo 2.2 y la numeración de la Tabla 2.2. 2)

Revisión por esbeltez: el radio de giro de la columna se calcula según las indicaciones de la

Figura 2.1:

rx = ry = 0.25 D = 17.5 cm Considerando la columna como no arriostrada la máxima esbeltez resulta: Kl u = 21 r

lo cual satisface la condición (2-3) del Artículo 2.3.3.

88



Extremo Inferior

P

Mx

My

P

Mx

My

kg

m.kg

m.kg

kg

m.kg

m.kg

184848

6579

7302

187988

5450

5711

CV

41775

1462

1623

41775

1211

1269

SISX

24524

0

37705

24524

0

24271

SISY

-123982

-22186

0

-123982

-18797

0

Tabla 3.5- Solicitaciones de Servicio, Ejemplo 3.2

Fig. 3.4- Sección de los Ejemplos 3.2 y 3.5



89


90


En cambio, si se considera la columna como arriostrada puede adoptarse conservadoramente: kx = ky = 1.0 resultando: Kl u = 16 < 22 r

lo cual satisface la Fórmula (2-4), de manera que los efectos de esbeltez pueden ignorarse en ambos sentidos en este caso, de acuerdo con lo discutido en el Artículo 2.3.3. 3)

Corrección del factor de minoración de resistencias: por tratarse de una columna zunchada,

esta actividad se realiza como se indica en el Artículo 2.4.3, es decir, utilizando las Fórmulas (2-13) y (2-14) según resulte aplicable. El valor que permite seleccionar la Fórmula a usar es: 0.10 f ' c Ag = 96211 kg Los valores de φ1 así obtenidos se tabulan en una columna de la Tabla 3.6. 4)

Cálculo de la resistencia adimensional requerida: esto se realiza como se indica en el

Artículo 2.5.1, utilizando las Fórmulas (2-15) a (2-17), en las cuales se ha adoptado:

δ x = δ y = 1.0 resultando:

υ=

Pu / φ1 P /φ = u 1 f " c Ag 817800


µx =

µy =

δ x M ux / φ1 f " c Ag D

δ y M uy / φ1 f " c Ag D

=

=

91

M ux / φ1 572460 M uy / φ1

572460

con lo cual se llenan las columnas υ, µx , µy de la Tabla 3.6. 5)

Cálculo del acero longitudinal: en este caso se emplea el método descrito en 2.7.2,

utilizándose en particular la Fórmula (2-25) por tratarse de una columna circular. La Tabla 3.7 contiene para cada combinación mayorada a considerar los valores de υ y µ correspondientes. Sobre estos valores se aplica el algoritmo de los casos superfluos y se anota en la columna "SIGNIFICATIVO" de la Tabla 3.7 cuales casos han de considerarse en el diseño. Para los casos significativos se ha de leer la cuantía requerida de acero, en la Figura 2.3 se observa que la variable geométrica involucrada es la relación de recubrimiento, γ:

γ=

60 = 0.857 70

de manera que se toman lecturas en los ábacos 7 y 8 (véase el Capitulo 4), correspondientes a γ = 0.8 y γ = 0.9 respectivamente. Estas lecturas se tabulan en las columnas ω0.8 y ω0.9 de la Tabla 3.7, dándose en la columna ω el resultado interpolado para el valor real de γ. La máxima cuantía requerida, según se observa es ω = 0.207. 6)

Revisión y detallado del acero longitudinal: empleando la Fórmula (2-20) se encuentra:

ρ =ω

f c" = 1.05 % fy

Ast = ρ Ag = 40.4 cm 2


Tabla 3.7- Cálculo del Acero Longitudinal, Ejemplo 3.2.

92


93


Ast =

1.57 Pmáx / φ1 − f c" Ag f y − f c"

= −47.7 cm 2

la cual se obtiene a partir de la combinación 7-1, y no controla el diseño. Como se muestra en la Figura 3.4 se emplea un armado con 8 barras de 1" de diámetro, el cual es consistente con la hipótesis de acero distribuido en las caras usada en la elaboración de los ábacos empleados. 7) Detallado del acero transversal y revisión por corte: en el caso de esta columna zunchada, se usa de acuerdo con las indicaciones del Artículo 2.8.3 un refuerzo helicoidal con diámetro de 3/8", y separación de 8 cm. Esto satisface los requisitos fijados para fines de soporte de las barras longitudinales, según la Tabla 2.4. La cuantía mínima del zuncho se halla con la Fórmula (2-42):

 f' − 1 c = 0.140 %  fy  Ac  Ag

ρ s = 0.45

La cuantía real usada en este caso se calcula con la Fórmula (2-43):

ρs =

4 Az = 0.989 % s Dn

lo cual es satisfactorio. La revisión por corte no conduce a requisitos adicionales de acero transversal, y se omite en este ejemplo.

94

3.3


DISEÑO EN FLEXIÓN DESVIADA CON DOS DIAGRAMAS DE INTERACCIÓN DE UNA COLUMNA CRUCIFORME

Se presenta el diseño de una sección cruciforme con las medidas mostradas en la Figura 3.5 para las solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.8. La columna se supone no arriostrada contra desplazamientos laterales y tendrá ligaduras. Los datos necesarios para este caso son: ax = ay = 90 cm ax/α = ay/α = 30 cm l ux = l uy = 310 cm

kx = 1.40 ky = 1.20 bwx = bwy = 30 cm dx = dy = 85 cm Ag = 4500 cm2 y las actividades de diseño se desarrollan como sigue: 1) Determinación de la resistencia requerida: las columnas Pu , Mux , Muy de la Tabla 3.9 presentan las combinaciones mayoradas, según los lineamientos del Artículo 2.2 y la numeración de la Tabla 2.2. 2) Revisión por esbeltez: los radios de giro de la columna se calculan según las indicaciones de la Figura 2.1: rx = ry = 0.22 ay = 0.22 ax = 19.8 cm de donde, considerando la columna como no arriostrada:

95



Extremo Inferior

P

Mx

My

P

Mx

My

kg

m.kg

m.kg

kg

m.kg

m.kg

257526

5290

-27230

261495

4524

-27014

CV

65374

1322

-6807

65374

1131

-6754

SISX

-29700

0

31209

-29700

0

28654

SISY

1871

-34801

0

1871

-37030

0


Fig. 3.5- Sección del Ejemplo 3.3



Tabla 3.9 - Combinaciones Mayoradas y Resistencia Adimensional

96

97


K x l ux = 22 rx

K y l uy ry

= 19

lo cual satisface la Fórmula (2-3). Por

otra parte, si

se

considera

la

columna

como

arriostrada,

puede

usarse

conservadoramente: kx = ky = 1.00 de manera que: K x l ux K y l uy = = 16 < 22 rx ry

que satisface la Fórmula (2-4), de manera que los efectos de esbeltez pueden ignorarse en ambas direcciones en este caso, de acuerdo con lo discutido en el Artículo 2.3.3. 3) Corrección del factor de minoración de resistencias: por tratarse de una columna ligada, esta actividad se realiza como se indica en el Artículo 2.4.2, es decir, utilizando las Fórmulas (2-11) y (2-12) según resulte aplicable. El valor que permite seleccionar la Fórmula a usar es: 0.10 f’c Ag = 112500 kg que en este caso es excedido por todas las combinaciones mayoradas, de manera que ø1 = 1 en todos los casos, según se muestra en la Tabla 3.9.

98


4) Cálculo de la resistencia adimensional requerida: esto se realiza como se indica en el Artículo 2.5.1, utilizando las Fórmulas (2-15) a (2-17), en las cuales se ha adoptado: δx = δy = 1.00 resultando:

υ=

µx =

µy =

Pu / φ1 " c

f Ag

=

δ x M ux / φ1 " c

f Ag a y

δ y M uy / φ1 " c

f Ag a x

Pu / φ1 956250

=

=

M ux / φ1 860625 M uy / φ1 860625

con lo cual se llenan las columnas υ, µx, µy de la Tabla 3.9. 5) Cálculo del acero longitudinal: en este caso se utiliza el método descrito en el Artículo 2.7.3. En la Tabla 3.10 se anotan las combinaciones mayoradas adimensionales, tomadas de la Tabla 3.9. Tratándose de una columna cruciforme la variable geométrica es, según la Figura 2.3: α = 3.00 y por lo tanto se usan los ábacos 35 y 36 para cuantificar la resistencia en la mediatriz y en la diagonal respectivamente. El algoritmo de diseño en flexión desviada de la Figura 2.5 se implementa en este caso en la Tabla 3.10 anotando en cada caso el valor de β (que siempre se adopta inicialmente como 1.00). El valor de µm se calcula con la Fórmula (2-27), y se lee ω en el ábaco 35. Con ω y υ se lee µ’d, en el ábaco 36, y se anota µ’d, obtenido por medio de la Fórmula (2-30) por tratarse de una columna cruciforme. El nuevo valor de β se calcula con la Fórmula (2-28) y se anota en la próxima línea, y el valor de µ0 usado en la Figura 2.5, se anota directamente en la columna µm.


Tabla 3.10 - Cálculo del Acero Longitudinal, Ejemplo 3.3.

99

100


Nótese en la Tabla 3.10 que cuando la lectura inicial de ω es menor que el máximo valor hallado previamente, no necesita continuarse el proceso, toda vez que esta lectura siempre es conservadora. Tal es el caso de la lectura 3-1, para la cual se obtiene ω = 0.33, para la cual no necesita continuarse la iteración ya que anteriormente se obtuvo para el caso 3-S un ω = 0.44. El valor máximo requerido de ω en este ejemplo es 0.44. 6)


f c" ρ =ω = 2.23 % fy Ast = ρ Ag = 100.2 cm 2


Ast =

1.79 Pmäx / φ1 − f c" Ag f y − f c"

= − 38.8 cm 2

la cual se obtiene a partir de la combinación 1-1, pero no controla el diseño. Como se muestra en la Figura 3.5 se emplea un armado con 8 barras de 1" de diámetro y 16 de 7/8", el cual es aproximadamente consistente con la hipótesis de acero distribuido en las caras usada en la elaboración de los ábacos empleados y es, de hecho, conservador al concentrar las barras de mayor diámetro en los extremos de la sección. 7)

Detallado del acero transversal y revisión por corte: para soporte de las barras longitudinales,

la Tabla 2.4 del Artículo 2.8.1 indica el uso de ligaduras con un diámetro de 3/8" con una separación no mayor de 27 cm, siendo satisfactoria la disposición mostrada en la Figura 3.5. Por otra parte, en cuanto a la resistencia al corte, la Tabla 3.11 presenta las combinaciones mayoradas de fuerza cortante Vux y Vuy (sólo se presenta un valor para cada combinación por cuanto el corte es

101

Tabla 3.11- Revisión por corte, Ejemplo 3.3.


102


igual en ambos extremos de la columna). Con el valor de Pu en cada combinación (tomándose para ello de la Tabla 3.9 el valor en el extremo superior de la columna) se calcula la resistencia nominal correspondiente al concreto en cada dirección, utilizando la Fórmula (2-41) del Artículo 2.8.2; en este caso:

 P  Vcx = Vcy = 0.531 + 0.007 u  f c' bwx d x =  Ag  

(

= 21369 1 + 1.556 x10 −6 Pu

)

En la Tabla 3.11 se calculan ahora las columnas Vsx y Vsy usando la Fórmula dada en la Nota 1 de la Tabla 2.5. Estas columnas dan la resistencia nominal mínima que debe tener el refuerzo por corte. Se observa que se requiere refuerzo por corte en algunos casos, sin embargo, de acuerdo con la Tabla 2.5 del Articulo 2.8.2, se observa que en todos los casos los valores de Vsx y Vsy son menores que el valor de comparación:

1.06 f c' b w d = 42738 kg

de manera que el espaciamiento máxima del refuerzo queda gobernado por:

s ≤ 60 cm s ≤ d/2 = 42.5 cm s≤

Av f y

3.5 bw

= 170.4 cm

se ha usado una separación de 20 cm, que contempla conservadoramente los requisitos de ligaduras, con lo cual se tiene una resistencia nominal al corte:

V sx = V sy =

Av f y d s

= 76041 kg


3.4

103

DISEÑO EN FLEXIÓN DESVIADA CON FORMULAS DE UNA COLUMNA RECTANGULAR

Se presenta el diseño de una sección rectangular de 35 x 45 (véase la Figura 3.6) para las solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.12. La columna se supone arriostrada contra desplazamientos laterales en ambas direcciones y estará provista con ligaduras. Los datos necesarios para este caso son:

ax = 35 cm ay = 45 cm l ux = l uy = 620 cm

βd = 0.78

y las actividades de diseño se desarrollan como sigue: 1)



Revisión por esbeltez: los radios de giro de la columna se calculan según las indicaciones de

la Figura 2.1:

rx = 0.30 ay = 13.5 cm ry = 0.30 ax = 10.5 cm y si se adopta en forma conservadora, por tratarse de un pórtico arriostrado: kx = ky = 1.00 se obtiene:

104



Extremo Inferior

P

Mx

My

P

Mx

My

kg

m.kg

m.kg

kg

m.kg

m.kg

54052

2410

2908

56874

955

326

CV

22750

964

1163

22750

382

131

SISX

11688

0

4582

11688

0

2112

SISY

-5355

-4288

0

-5355

-1504

0



105

Tabla 3.13 - -Cálculos del Ejemplo 3.4.


106


K x l ux = 46 rx

K y l uy ry

= 59

de manera que los efectos de esbeltez deben tomarse en consideración en ambas direcciones en este caso, de acuerdo con lo discutido en el Artículo 2.3.3. Siguiendo ahora los lineamientos del Artículo 2.3.4, se hallan para cada combinación mayorada los valores de Cmx y Cmy con la Fórmula (2-8) y se incluyen en las columnas de la Tabla 3.13. Nótese que en este caso los momentos en los extremos de la columna son siempre del mismo signo, según la convención de la Figura 3.1, de manera que M1/M2 siempre resulta negativo. Ahora se halla la carga de Euler para la columna, para ello se usa:

E c = 15100 f c' = 238750 kg / cm 2

y con la Fórmula (2-7) se obtienen EIx , EIy , con los cuales se determina:

Pcx =

Pcy =

π 2 E Ix

(k x l ux )2 π 2 E Iy

(k

y l uy )

2

= 366123 kg

= 221482 kg

y adoptando φ = 0.70 se usa la Fórmula 2.5 para hallar en cada combinación los magnificadores de momentos δx, δy. Nótese que estos valores son únicos para cada combinación, pues dependen de los momentos en ambos extremos. 3)

Corrección del factor de minoración de resistencias: por tratarse de una columna ligada, esta

actividad se realiza como se indica en el Artículo 2.4.2, es decir, utilizando las Fórmulas (2-11) y (2-12) según resulte aplicable.


107

El valor que permite seleccionar la Fórmula a usar es: 0.10 f’c Ag = 39375 kg Los valores de ø1 así obtenidos se tabulan en una columna de la Tabla 3.13. 4)


Artículo 2.5.1, utilizando las Fórmulas (2-15) a (2-17), con lo cual se llenan las columnas υ, µx, µy de la Tabla 3.13. 5)

Cálculo del

acero longitudinal: en este caso se emplea el método descrito en 2.7.6,

utilizándose en particular las funciones dadas en la Tabla 5.2, por tratarse de una columna rectangular. Específicamente para los materiales considerados se tiene: Am (υ ) = (0.5 − 0.7143υ )υ  υ − 0.35  2  Γm (γ , υ ) = 1 + 1.75(γ − 0.8)1 −      1.2  

5

B m (υ ) = 0.2427 − 0.3694υ + 0.4147υ 2 + 0.04973υ 3

(

)

Ad (υ ) = 0.3560 − 0.5430υ + 0.0523υ 2 υ  υ − 0.33  2  Γd (γ , υ ) = 1 + 2.25(γ − 0.8)1 −      1.33  

5

B d (υ ) = 0.1488 − 0.2875υ + 0.3660υ 2 + 0.01786υ 3

se ha adoptado en este caso:

γ=

0.25 = 0.714 0.35

que es el valor menor obtenido en ambas direcciones, y con las Fórmulas (2-36) a (2-39) se obtiene la columna ω de la Tabla 3.13, donde se encuentra una cuantía requerida máxima ω = 0.481. Nótese

108


que los valores negativos de ω se ignoran. 6)

Revisión y detallado del acero longitudinal: empleando la Fórmula (2-20) se encuentra: f c" ρ =ω = 2.43 % fy Ast = ρ Ag = 38.3 cm 2


Ast =

1.79 Pmáx / φ1 − f c" Ag fy − f

" c

= −30.8 cm 2

la cual se obtiene a partir de la combinación 1-1, pero no controla el diseño. Como se muestra en la Figura 3.6 se emplea un armado con 8 barras de 1" de diámetro, el cual es consistente con la hipótesis de acero distribuido en las caras usada en la elaboración de los ábacos empleados. 7)

Detallado del acero transversal y revisión por corte: el armado transversal presentado en la

Figura 3.6 satisface los requisitos pertinentes, pero se omite su discusión detallada.


3.5

109

DISEÑO EN FLEXIÓN SIMPLE CON FORMULAS DE UNA COLUMNA CIRCULAR

Se presenta el diseño de la misma sección circular del ejemplo 3.2 para las mismas solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.5. Únicamente se presenta la actividad 5, cálculo del acero longitudinal, la cual se resume en la Tabla 3.14. Las columnas υ y µ se han tomado de la Tabla 3.2, y se usa el procedimiento descrito en 2.7.5, con inclusión del algoritmo de los casos superfluos. A continuación se calcula la columna ω de la Tabla 3.14 usando la Fórmula (2-33), donde las funciones para las columnas circulares se toman de la Tabla 5.1 y son para este caso:

(

)

A(υ ) = 0.4329 − 0.6300υ + 0.01920υ 2 υ Γ(γ , υ ) = 1 +

1.8(γ − 0.8)

1 + 5.1(υ − 0.35)

2

Bυ = 0.2026 − 0.3291υ + 0.3810υ 2 + 0.02728υ 3

y el valor máximo de ω obtenido es 0.199, similar al obtenido en el Artículo 3.2. El resto del diseño y detallado de esta columna puede tomarse del ejemplo 3.2.


Tabla 3.14- Cálculo del Acero Longitudinal Ejemplo 3.5

110


3.6

111

DISEÑO CON ISOCARGAS DE UNA COLUMNA EN ELE

En este caso se presenta el diseño de una columna en ele con las medidas mostradas en la Figura 3.7, para las solicitaciones calculadas presentadas en la Tabla 3.15. La columna no se considera arriostrada contra desplazamientos laterales. Los datos pertinentes son:

ax = ay = 100 cm ax/α = ay/α = 30 cm l ux = l uy = 230 cm

kx = 2.0 ky = 1.4

y las actividades de diseño se desarrollan como sigue: 1)



Revisión por esbeltez: los radios de giro de la columna se calculan según las indicaciones de

la Figura 2.1: rx = ry = 0.28 ax = 0.28 ay = 28.0 cm de manera que las esbelteces al considerar la columna como no arriostrada, resultan K x l ux = 16 rx

K y l uy ry

= 12

112



Extremo Inferior

P

Mx

My

P

Mx

My

kg

m.kg

m.kg

kg

m.kg

m.kg

164899

-23595

20326

170271

-16180

16122

CV

101959

-14129

12171

101959

-9689

9654

SISX

-11220

0

17199

-11220

0

12437

SISY

-36650

-21993

0

-36650

-17861

0

Tabla 3.15 - Solicitaciones de Servicio, Ejemplo 3.6.




113


114


lo cual satisface la Fórmula (2-3) en todos los casos. Si la columna se considera arriostrada se obtiene: K x l ux K y l uy = =8 rx ry

donde se ha usado kx = ky = 1.00 lo cual es conservador. Esto satisface la Formula (2-4), de manera que los efectos de esbeltez pueden ignorarse en ambas direcciones en este caso, de acuerdo con lo discutido en el Artículo 2.3.3. 3)

Corrección del factor de minoración de resistencias: por tratarse de una columna ligada, esta

actividad se realiza como se indica en el Artículo 2.4.2, es decir, utilizando las Fórmulas (2-11) y (2-12) según resulte aplicable. El valor que permite seleccionar la Fórmula a usar es: 0.10 f’c Ag = 127500 kg Los valores de ø1 así obtenidos se tabulan en una columna de la Tabla 3.16. 4)


Artículo 2.5.1, utilizando las Fórmulas (2-15) a (2-17), en las cuales se ha adoptado: δx = δy = 1.00 resultando:

υ=

µx =

Pu / φ1 " c

f Ag

=

δ x M ux / φ1 f c" Ag a y

Pu / φ1 1083750 =

M uy / φ1 1083750


µy =

δ y M uy / φ1 f c" Ag a x

=

115

M ux / φ1 1083750

con lo cual se llenan las columnas υ, µx, µy de la Tabla 3.16. 5)

Cálculo del acero longitudinal: en este caso se emplea el método descrito en 2.7.4,

utilizándose la relación de estrechez, α:

α=

100 = 3.33 30

lo cual corresponde a los ábacos 76 a 80 del Capítulo 4, si bien en la práctica se usan sólo los ábacos 78 y 79 por estar limitado el rango de valores de υ necesario. La Tabla 3.17 repite los valores de υ, µx, y µy de la Tabla 3.16. Para cada combinación se toman dos lecturas, una en un ábaco correspondiente a un valor de υ menor que el de la combinación ωinf y otro para un valor de υ superior ωsup. En cada caso se obtiene la cuantía requerida por interpolación con la Fórmula (2-31), y se tabula en la columna ω. Para la Tabla 3.17 se obtiene un valor máximo de ω = 0.254. Nótese que cuando una lectura se encuentra dentro de la curva ω = 0.0, se ha anotado un valor leído igual a 0.0, lo cual es conservador. 6)


ρ =ω

f c" = 1.29 % fy

Ast = ρ Ag = 65.5 cm 2


Ast =

1.79 Pmáx / φ1 − f c" Ag fy − f

" c

= − 87.0 cm 2


Tabla 3.17- Cálculo de Acero Longitudinal, Ejemplo 3.6.

116


117

la cual se obtiene a partir de la combinación 1-1, y no controla el diseño. Como se muestra en la Figura 3.7 se emplea un armado con 4 barras de 1" de diámetro y 12 de 7/8", el cual es aproximadamente consistente con la hipótesis de acero distribuido en las caras usada en la elaboración de los ábacos empleados. 7)

Detallado del acero transversal y revisión por corte: el armado transversal mostrado en la

Figura 3.7 es apropiado para este caso, aunque no se discute en detalle su revisión.

118


NOTAS

Este Manual se cifre a la primera versión de las nuevas normas venezolanas para estructuras de concreto armado, publicadas en 1981, basadas en las normas 1977 del Instituto Americano del Concreto, ACI 318-77. Las rayas negras verticales en los márgenes izquierdos advierten que las líneas abarcadas tienen alguna modificación en las ediciones posteriores COVENIN-MINDUR 1753-85 o ACI 1983. Estas sólo cambian, respectivamente, el factor de mayoración de acciones sísmicas y el coeficiente de magnificación de momentos para desplazamientos laterales; véanse los Capítulos <10> y <18>.

119


4.

ABACOS

4.1. INTRODUCCIÓN

En este Capitulo se presentan 90 ábacos para el cálculo manual de las columnas de secciones circulares, diagramas de interacción 1 a 8; rectangulares, diagramas 9 a 24; cruciformes, diagramas 25 a 40; y el es, isocargas 41 a 90, distribuidos como sigue: Secciones circulares: -

Secciones circulares: f’c = 280 kg/cm2

y

f y = 2800 kg/cm2

γ = 0.6, 0.7, 0.8 y 0.9 ……………………………...………………………………… 1 a 4; f’c = 350 kg/cm2 y fy = 4200 kg/cm2 γ = 0.6, 0.7, 0.8 y 0.9 …………………………………………………………………5 a 8. -

Secciones rectangulares: f’c = 280 kg/cm2 y fy = 2800 kg/cm2 γ=

0.6:

carga en

la mediatriz y en la diagonal .....

9

y

10;

0.7:

carga en


11

y

12;

0.8:

carga en


13

y

14;

0.9:

carga en


15

y

16.

f’c = 350 kg/cm2 y f = 4200 kg/cm2 γ=

0.6:

carga en


17

y

18;

0.7:

carga en


19

y

20;

0.8:

carga en


21

y

22;

120


-

Secciones cruciformes: f’c = 280 kg/cm2 y fy= 2800 kg/cm2 α =

≥

2:

carga en la mediatriz y en

la

diagonal

.....

25

y

26;

3:


la

diagonal

.....

27

y

28;

5:


la

diagonal

.....

29

y

30;

7:


la

diagonal

.....

31

y

32.

f'c < 350 kg/cm2 y fy = 4200 kg/cm2 α =

≥ -

2:


la

diagonal

.....

33

y

34;

3:


la

diagonal

.....

35

y

36;

5:


la

diagonal

.....

37

y

38;

7:


la

diagonal

.....

39

y

40.

2

:.............................................................................................. 41

a

45;

2.5

:.............................................................................................. 46

a

50;

3.33

:.............................................................................................. 51

a

55;

5

:.............................................................................................. 56

a

60;

10

:.............................................................................................. 61

a

65.

Secciones eles: f’c ≤ 280 kg/cm2 y fy = 2800 kg/cm2 α =

f’c * 350 kg/cm2 y fy = 4200 kg/cm2 α =

2

:.............................................................................................. 66

a

70;

2.5

:.............................................................................................. 71

a

75;

3.33

:.............................................................................................. 76

a

80;

5

:.............................................................................................. 81

a

85;

10

:.............................................................................................. 86

a

90.

donde γ es la relación de recubrimientos y α la relación de estrechez, las cuales se discuten en el Artículo 1.6.


121

Los conceptos y principios básicos para obtener la resistencia de agotamiento adimensional se exponen resumidamente en el Artículo 1.2, los criterios para el tratamiento de las solicitaciones mayoradas en el 1.3, las generalidades sobre el diseño y revisión en el estado límite resistente en el 1.4, las combinaciones de materiales en el 1.5 y los criterios para manejar adecuadamente las diferentes secciones presentadas en el 1.6. Asimismo, los procedimientos de cálculo en flexión simple y desviada se hallan en el Capítulo 2 y sus ejemplos numéricos en el 3. La lectura cuidadosa de estos Artículos y Capítulos es esencial para la utilización cabal de los ábacos, especialmente cuando el profesional sólo esté habituado a los cálculos de la teoría clásica.

Todos los ábacos están dibujados para un factor de minoración de resistencias conservador y único ø igual a 0.7, correspondiente a columnas no confinadas sometidas a compresión predominante; véase 1.2.4 y <9.3.2c>. Cuando se desean aprovechar los otros valores permitidos por las Normas de Concreto, se debe introducir el factor de corrección ø1 que se detalla en el Artículo 2.4 de acuerdo con la zona en consideración.

En todos los ábacos, la máxima cuantía mecánica dibujada vale 1.0. Para la mayoría de combinaciones de materiales utilizados esto abarca el porcentaje máximo del 6% permitido en zonas sísmicas <18>. Sin embargo, cuando excepcionalmente en el diseño o en la revisión de secciones insuficientes se requieran cuantías mecánicas superiores, en los diagramas de interacción éstas se pueden obtener fácilmente en forma aproximada al utilizar el principio de la Fórmula básica (1-1) con el "modelo polar", el cual es un modelo matemático de los diagramas de interacción más refinado que el traslacional descrito en el Artículo 1.7 {16}.

Para extrapolar los diagramas dibujados a cuantías mecánicas mayores de 1.0 basta seguir el siguiente procedimiento rápido y satisfactoriamente preciso:

122


1) Determine un punto P sobre el eje de las cargas axiales adimensionales a una cota igual a 0.35. Este punto servirá como polo del haz de rectas que permitirá expandir los diagramas; 2) Seleccione varios puntos, preferiblemente equidistantes, sobre la isobara extrema de los diagramas, o sea para u igual a 1.0; 3) Una cada uno de ellos con el punto P: esto ocasiona un haz de rectas cuyo polo es P; 4) Las isóbaras mayores de ω igual a 1.0 se hallan simplemente al prolongar las rectas del haz y extenderlas en partes iguales con la misma separación que sobre ellas tienen las isóbaras conocidas. En otras palabras, se considera que sobre cada una de estas rectas, todo incremento de cuantía mecánica 0.1 tiene un espesor igual al que hay entre dos isóbaras contiguas dibujadas {16}. Respecto al comportamiento frágil o dúctil en el agotamiento resistente, en los diagramas, es decir, los ábacos 1 a 40 de las secciones circulares, rectangulares y cruciformes, las rectas B-B señalan las fronteras de la falla balanceada. Las zonas superiores deben tener fallas "en compresión" o frágiles y las inferiores fallas "en tracción" o dúctiles; véase sus definiciones en 1.1.2 y la Sección 1.2.3. En las isocargas, o sea los ábacos dobles 41 a 90 de las secciones eles, las fronteras de la falla balanceada se identifican mediante líneas de trazos, y las letras C o T vecinas marcan las zonas de las fallas a compresión o tracción claramente {14}. Cuando no hay esas líneas punteadas, las letras en la esquina inferior derecha identifican el tipo de comportamiento aplicable a todas las isobaras dibujadas; véase por ejemplo los N° 41 y 42. En los diagramas, los segmentos a trazos, en la parte superior de las isóbaras, destacan cuándo la resistencia es gobernada por las cargas axiales máximas normativas para altas compresiones, y corresponden, de nuevo conservadoramente, a las columnas ligadas <10.3.4>. Su tratamiento numérico equivale a una cuantía mínima de refuerzo que se maneja por las sencillas fórmulas del Artículo 2.6.


123

124



125

126



127

128



129

130



131

132



133

134



135

136



137

138



139

140



141

142



143

144



145

146



147

148



149

150



151

152



153

154



155

156



157

158



159

160



161

162



163

164



165

166



167

168



169

170



171

172



173

174



175

176



177

178



179

180



181

182



183

184



185

186



187

Maqueta de una superficie de falla flexoaxial típica de las secciones ele, Ref. {18}.

Maqueta de una superficie de falla flexoaxial típica de las secciones ele, Ref. {18}.

188



189

190



191

192



193

194



195

196



197

198



199

200



201

202



203

204



205

206



207

208



209

210



211

212


MINDUR. Manual para el Cálculo de Columnas de Concreto Armado. 1984. J. Marín, A. Güell 5.

213

COEFICIENTES DE LAS FORMULAS

Según se discute en el Artículo 1.7, los diagramas de interacción pueden modelarse mediante aproximaciones polinómicas de sencilla aplicación. Los Artículos 2.7.5 y 2.7.6 sugieren los métodos a utilizar para el diseño bajo solicitaciones flexoaxiales mayoradas simples y desviadas, respectivamente. En este Capítulo se presentan los coeficientes de las fórmulas para los diagramas de interacción de las columnas circulares, rectangulares y cruciformes. En cada caso deben respetarse los campos de aplicabilidad anotados en cada Tabla. La Tabla 5.1 contiene fórmulas del modelo traslacional para las columnas circulares con dos expresiones para diferentes combinaciones de materiales. Cada una contiene un factor adicional Γ que permite tomar en cuenta la relación de recubrimientos γ. Desde un punto de vista operativo, estas fórmulas reemplazan aproximadamente el uso de los Ábacos 1 a 8 del Capítulo 4. La Tabla 5.2 presenta fórmulas para las columnas rectangulares, para cargas en la mediatriz y en la diagonal, con expresiones para dos combinaciones de materiales. El efecto de la relación de recubrimientos se incorpora en este modelo mediante un factor adicional Γ. En la práctica estas fórmulas sustituyen aproximadamente a los Ábacos 9 a 24 del Capítulo 4. La Tabla 5.3, por último, presenta fórmulas para las columnas cruciformes, para cargas en la mediatriz y en la diagonal. Para cada valor de la relación de estrechez a se suministran expresiones para dos combinaciones de materiales, las cuales no contemplan la relación de recubrimientos. Estas fórmulas reemplazan aproximadamente a los Ábacos 25 a 40.


Tabla 5.1- Fórmulas para los Diagramas de Interacción de las Columnas Circulares

214

215

Tabla 5.2- Fórmulas para los Diagramas de Interacción de las Columnas Rectangulares



Tabla 5.3- Fórmulas para los Diagramas de Interacción de las Columnas Cruciformes

216


217

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

Bertero, Vitelmo. "Comportamiento Sísmico de Estructuras de Concreto". Cintoteca IMME 1) de Ingeniería Estructural. Facultad de Ingeniería. Universidad Central de Venezuela. Caracas, julio 1983. Videocassettes, 15 horas, 1040 diapositivas. Folleto "Resumen Conceptual" con extensa bibliografía, 26 pp. Comisión de Normas para Estructuras de Edificaciones. "Estructuras de Concreto Armado 2) para Edificaciones. Análisis y Diseño". Norma venezolana COVENIN-MINDUR 1753-81. Comisión Venezolana de Normas Industriales. Caracas, 1981, dos volúmenes; sustituida por: Nueva versión vigente: 1985, 425 pp. Comisión de Normas para Estructuras de Edificaciones. "Estructuras de Acero para 3) Edificaciones. Proyecto, Fabricación y Construcción". Norma venezolana COVENIN-MINDUR 1618. Comisión Venezolana de Normas Industriales. Caracas, 1983, 345 pp. Comisión de Normas para Estructuras de Edificaciones. "Acciones Mínimas para el Proyecto 4) de Edificaciones". Norma venezolana COVENIN-MINDUR 2002-83. Comisión Venezolana de Normas Industriales. Caracas, 1984, 53 pp. Nueva versión a imprimirse en 1987. Comisión de Normas para Estructuras de Edificaciones. "Acciones del Viento sobre las 5) Construcciones". Norma venezolana COVENIN-MINDUR 2003-87. Comisión Venezolana de Normas Industriales. Caracas. Pendiente de publicación. Arnal, H.; Epelboim, S. "Manual para el Proyecto de Estructuras de Concreto Armado para 6) Edificaciones". Comisión de Normas para Estructuras de Edificaciones. Ministerio del Desarrollo Urbano. Fundación Aguerrevere, Colegio de Ingenieros de Venezuela, Caracas. 1985, 887 pp. Comité ACI 318. "Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318-77)". 7) ACI Standard. American Concrete Institute. Detroit. 1977. 102 pp. "Commentary". Ibid. 132 pp. Traducción: "Reglamento de las Construcciones de Concreto Reforzado (ACI 318-77) y Comentarios". Instituto Mexicano del Cemento y del Concreto IMCYC, Méjico, 1979, 607 pp. Comité ACI 340. "Ultimate Strength Design Handbook, Volume 2, Columns". Special 8) Publication SP-17A. American Concrete Institute. Detroit, 1970. 226 pp. Fundación Venezolana de Investigaciones Sismológicas, Comisión de Normas para 9) Estructuras de Edificaciones. "Edificaciones Antisísmicas". Norma venezolana COVENINMINDUR 1756-82. FUNVISIS. Caracas, 1983, 202 pp.

218


10) González Cuevas, 0.; Robles, F.; Casillas, J.; Díaz de Cossio, R. "Aspectos Fundamentales del Concreto Reforzado". Limusa, Méjico. 1974. 415 pp. Güell, A.; Lafuente, M.; Genatios, C. "Sistema Encadenado de Representación Gráfica 11) aplicable a Minicomputadores". Boletín Técnico del IMME N° 69. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, jul-dic 1981, pp. 71-88. Jiménez Montoya, P.; García Meseguer, A.; Moran, F. "Hormigón Armado". 8a ed.. Gustavo 12) Gili, Barcelona, 1976, 2 volúmenes. Leonhardt, Fritz. "Sobre el Arte de Armar Estructuras de Concreto Armado". Separatas de 13) los Boletines Técnicos del IMME N° 13 y 17. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas. 1967. 84 pp. Marín, Joaquín. "Comportamiento del Concreto Armado en Flexocompresión". Folleto de 14) Estructuras N° 6. Depto. de Ing. Estructural. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas. 1971/1983, 238 pp. Marín, Joaquín. "Numerical Computation of Plane Figures and Concrete Compressed 15) Zones". Boletín Técnico del IMME N° 41. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, ene-mar 1973, pp. 29-41. Marín, Joaquín. "Resistencia de las secciones de concreto armado sometidas a 16) flexocompresión: Un método algorítmico general y sus aplicaciones en el diseño de columnas". Tesis presentada en cumplimiento parcial de los requisitos para el título de Doctor en Ciencias. Facultad de Ingeniería. Universidad Central de Venezuela. Caracas, julio 1974, 150 pp. Marín, Joaquín. "Resistencia y ductilidad de muros en forma de ce". Boletín Técnico del 17) IMME N° 47. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, jul-set 1974, pp. 3-22. Marín, Joaquín. "Resistencia de las columnas cortas de concreto armado de sección ele". 18) Boletín Técnico del IMME N° 51. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, jul-set 1975, pp. 3-31. Estructuras, Tomo XI, N° 5-6, Instituto Jorge Juan, Consejo Superior de Investigaciones Científicas. Madrid, 1977, pp. 37-56. "Design Aids for L-Shaped Reinforced Concrete Columns". ACI Journal, Vol. 76, N° 11. American Concrete Institute. Nov. 1979, pp. 1197-1216. Marín, Joaquín. "Ábacos, fórmulas y criterios para el cálculo de columnas en edificios de 19) concretó armado. Resumen de una investigación UCV-Banap". Boletín Técnico del IMME N° 6162. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, ene-jun 1978, pp. 45-102.


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20) Marín, Joaquín. "Computing Unidimensional Normal Stress Resultants". Journal of the Structural Division, American Society of Civil Engineers, Vol. 106, No. ST 1, Proc. Paper 15145. Jan, 1980, pp. 233-245. "Cálculo de Resultantes de Tensiones Normales Unidimensionales". Boletín Técnico del IMME N° 66. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, enejun 1980, pp. 149-179. Marín, Joaquín. "Estado del Cálculo de las Columnas de Concreto Reforzado no 21) Rectangulares". Boletín Técnico del IMME N° 66. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, ene-jun 1980, pp. 181-214. Marín, Joaquín. "Resistencia de las Secciones Afines sometidas a Tensiones Normales". 22) Boletín Técnico del IMME N° 69. Facultad de Ingenie -ría, Universidad Central de Venezuela. Caracas, jul-dic 1981, pp. 89-131. Marín, Joaquín. "Computing Columns, Footings and Gates through Moments of Area". 23) Computers and Structures. Vol. 18, Nº 2. Pergamon Press Ltd. Oxford, 1984, pp. 343-349. Marín, Joaquín. "El Cálculo de Integrales Dobles con Momentos de Área". Revista de la 24) Facultad de Ingeniería. Vol. 1, N° 1. Universidad Central de Venezuela. Caracas. 1986, pp. 23-28. Boletín Técnico del IMME N° 76-77, ene-dic 1985. Marín, J.; Carvajal, 0.; Garwacki, A. "Normas Venezolanas para la Industria de la 25) Construcción y sus Referencias Recíprocas". Boletín Técnico del IMME N° 65. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas, jul-dic 1979, pp. 57-96. Reimpresión como separata, 1983. Marín, Joaquín. "Criterios, Fórmulas y Ábacos para el Cálculo de Columnas en 26) Edificaciones de Concreto Armado". Monografía. Instituto de Materiales y Modelos Estructurales. Facultad de Ingeniería, Universidad Central de Venezuela. Caracas. Pendiente de publicación. Park, R.; Paulay, T. "Reinforced Concrete Structures". J. Wiley, 1975. 769 pp. "Estructuras 27) de Concreto Reforzado". Limusa, Méjico, 1979. 796 pp.

Mecanografía: Inés Cuello A.

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NOTAS

Este Manual se ciñe a la primera versión de las nuevas normas venezolanas para estructuras de concreto armado, publicadas en 1981, basadas en las normas 1977 del Instituto Americano del Concreto, ACI 318-77. Las rayas negras verticales en los márgenes izquierdos advierten que las líneas abarcadas tienen alguna modificación en las ediciones posteriores COVENIN-MINDUR 1753-85 o ACI 1983. Estas sólo cambian, respectivamente, el factor de mayoración de acciones sísmicas y el coeficiente de magnificación de momentos para desplazamientos laterales; véanse los Capítulos <10> y <18>.

MINISTERIO DEL DESARROLLO URBANO Comisión Permanente de Normas para Estructuras de Edificaciones Torre Oeste, P48. Parque Central. Av. Lecuna, Caracas 1010. Teléfonos: 571.12.22 y 571.20.11, Ext. 9518.

Este manual de columnas se distribuye y vende en:

FUNVISIS Fundación Venezolana de Investigaciones Sismológicas Prolongación Calle Mara. Urbanización El Llanito. Petare. 1070 Teléfonos: 38.54.16, 38.58.94, 38.57.02 y 38.50.53. Dirección Postal: Apdo. 1892. Caracas 1010A, Venezuela.

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