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REPÚBLICA BOLIVARIANA DE VENEZUELAUNIVERSIDAD RAFAEL URDANETA

FACULTAD DE INGENIERÍAESCUELA DE INGENIERIA CIVIL

COMPORTAMIENTO ESTRUCTURAL DE EDIFICACIONES DE ACEROUTILIZANDO COLUMNAS DE SECCIÓN TUBULAR CUADRADA

CON CONCRETO EMBUTIDO ARMADO

Trabajo especial de grado presentado ante la

Universidad Rafael Urdaneta para optar al título de:

INGENIERO CIVIL

Autor: Br. ANDRES CARRUYO

Br. HEBERTO FINOL

Tutor: Ing. Xiomara Orozco

Maracaibo, Abril 2015







INGENIERO CIVIL


Br. HEBERTO FINOL









INGENIERO CIVIL


Br. HEBERTO FINOL



DERECHOS RESERVADOS



______________________

Andrés R. Carruyo L.

C.I. 20.168.582

La Lago calle 73

Telf.: (0424) 6897991

[email protected]

______________________

Heberto M. Finol V.

C.I. 20.843.159

Av. Fuerzas Armadas

Telf.: (0416) 5775453

[email protected]

______________________

Ing. Xiomara Orozco

Tutor académico

DERECHOS RESERVADOS

DEDICATORIA

Primero que todo este trabajo de investigación va dedicado a mi familia y a

dios por darme la oportunidad de poder ejercer la carrera de ingeniería civil, así

como el apoyo tanto emocional y económico en los momentos que se requería.

De segundo le dedico esta investigación como aporte educativo a la

universidad y a los futuros ingenieros que de una u otra forma puedan adquirir

conocimientos reflejados en el trabajo de grado.

De ultimo pero no menos cabe destacar las amistades que siempre se

interesaron en apoyar mi carrera y en alentar a obtener el título de ingeniero.

Andrés Carruyo

DERECHOS RESERVADOS

DEDICATORIA

A Dios, por darme la oportunidad de vivir y por estar conmigo en cada paso

que doy, por fortalecer mi corazón e iluminar mi mente y por haber puesto en mi

camino a aquellas personas que han sido mi soporte y compañía durante todo el

periodo de estudio.

A mis padres, por ser el ejemplo a seguir en todos los aspectos de la vida,

por sus enseñanzas y valores inculcados, y por brindarme siempre apoyo

necesario para cumplir mis metas.

A mis hermanos por estar a mi lado, apoyarme siempre, y llenar de alegría

cada día de mi vida.

A todos mis familiares, en especial mis abuelas por sus buenos consejos y

apoyo incondicional.

Heberto Finol

DERECHOS RESERVADOS

AGRADECIMIENTOS

Hay muchas personas que agradecer por el logro de obtener el título de

ingeniería civil, empezando por el núcleo familiar, mi padre, madre y hermana

Renato Carruyo, Marisela Leon y Ambar Carruyo específicamente, el apoyo fue

incondicional en todo momento de la carrera.

A nuestra tutora, Ing. Xiomara Orozco Msc, excelente profesional que nos

brindó el apoyo teórico y consejos para encontrar el camino correcto para la

culminación de la carrera.

La Profesora Angela Finol , por guiar la metodología de la investigación de

forma amable y precisa nos brindó el apoyo y tiempo necesario para llevar a cabo

el trabajo de grado.

Los nombres se quedan cortos de los profesores que me ayudaron a

desarrollar capacidades a lo largo de la carrera, se les agradece en grande por su

labor. Finalmente a mi compañero de tesis y demás compañeros de estudio que

en todo caso nos ayudamos unos a otros y fue un incentivo de superación

personal y profesional.

Andrés Carruyo

DERECHOS RESERVADOS

AGRADECIMIENTOS

A nuestra tutora, Ing. Xiomara Orozco Msc., por brindarnos el apoyo

necesario para el desarrollo de esta investigación, y por guiarnos a la culminación

de este.

A la Ing. Ángela Finol, tutora metodológica, por la asesoría y contribución en

el desarrollo y metodología de este trabajo.

A mi compañero de tesis y a todos los compañeros que estuvieron conmigo

a lo largo de la carrera y me brindaron su ayuda y conocimientos de manera

voluntaria

A los profesores de la Universidad Rafael Urdaneta, por su tiempo y

dedicación, así como también por la sabiduría trasmitida; base importante para el

desarrollo de este trabajo.

Heberto Finol

DERECHOS RESERVADOS

INDICE GENERALPág.

RESUMEN

ABSTRACT

INTRODUCCION…………………………………………………………………….. 19

1. CAPITULO I. EL PROBLEMA………………………………………………........ 21

1.1. Planteamiento del problema……………………………………………….…... 21

1.2. Objetivos de la investigación…………..…………………………………….… 23

1.2.1. Objetivo general……………….…….………………………………………... 23

1.2.2. Objetivo específico…………….….…………………………………………… 23

1.3. Justificación…………………….…….….……………………………….…….. 23

1.4. Delimitación del problema……….….………………………………………….. 25

1.4.1. Delimitación temporal...….……….………………………………………...... 25

1.4.2. Delimitación espacial……….…..….…………………………………….……. 25

1.4.3. Delimitación científica……….…….………………………………………….. 25

2. CAPITULO II. MARCO TEÓRICO……..……………………………………....... 26

2.1. Antecedentes de la investigación…………………………………………..... 26

2.2. Bases teóricas……...….…………….….…………….…………………...……. 29

2.2.1. Estructura y elementos estructurales………………………….…..……….. 29

2.2.2. Clasificacion de los elementos estructurales……….………………………. 30

DERECHOS RESERVADOS

pág.

2.2.3. Acciones de carga…..…………….………………………………...………... 31

2.2.3.1. Acciones permanentes (carga muerta)..……………………………..…... 31

2.2.3.2. Acciones variables (carga viva)..………………………………………….. 32

2.2.3.3. Acciones ambientales o acciones accidentales…………………………. 32

2.2.3.4. Acciones sísmicas……………..…………………………………………… 33

2.2.3.5. Otras acciones …………………………………………………………….… 36

2.2.4. Columna de concreto armado……………….……………………………..... 37

2.2.4.1. Comportamiento ante cargas axiales…….………………………………... 38

2.2.4.2. Comportamiento a flexo-compresion……...……………………………… 40

2.2.5. Acero………………………………………………………………..………….. 41

2.2.5.1. Perfiles de acero ASTM ...……………………...…………………………… 45

2.2.6. Diseño de estructuras de acero ………..……….…………………………… 50

2.2.6.1. Diseño por esfuerzo permisible……………..………..…....……………… 50

2.2.6.2. Diseño plástico……………………………...………………………………. 50

2.2.6.3. Diseño por factores de carga y resistencia...………………………….. 51

2.2.6.4. Diseño de vigas y correas a flexión pura………………………..……….. 54

2.2.6.5. Cargas uniformemente distribuidas……...………...……………………… 55

2.2.6.6. Peso estimado de arranque de correa…………………..………………. 56

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pág.

2.2.7. Columna de acero estructural……….….……………...…..………………... 58

2.2.8. Acero de refuerzo……………………….……..…………………………........ 70

2.2.9. Predimensionamiento de las columnas..…………………………………… 71

2.2.10.Columna compuesta……………………………………………………..…… 71

2.2.10.1. Tipos de columnas compuestas...……...……………..…………….….. 72

2.2.10.2. Resistencia de la sección transversal frente a cargas axiales...…... 74

2.2.10.3. Carga critica elástica…………………………………………………….. 76

2.2.10.4. Pandeo elástico de euler ………………………..…………………… 77

2.2.10.5. Chequeo del pandeo local…………... ……………………………….. 79

2.2.10.6. Resistencia de la sección transversal frente a flexión………..…….. 79

2.2.10.7. Factor de magnificación de momentos ……………………………… 82

2.2.11. Clasificación de edificaciones según el uso, nivel de diseño, tipo y

regularidad estructural…………………………………………………………… 83

2.2.11.1. Grupos…………………………………………………………………... 83

2.2.11.2. Factor de importancia………………………………………………….. 85

2.2.11.3. Clasificación según el nivel de diseño……………………………….. 85

2.2.11.4. Niveles de diseño requeridos………………………………………….. 86

2.2.12. Desplazamientos laterales totales………………………………………. 87

2.2.12.1. Deriva……………………………………………………………..…….. 87

DERECHOS RESERVADOS

pág.

2.2.12.2 Control de deriva………………………………………………………… 87

2.2.13. CSI ETABAS V9…………………………………………………………… 88

2.3. Términos básicos……………………………………………………………… 90

2.4. Sistemas de variables………………………………………………………… 92

2.4.1. Definición nominal…………………………………………………………. 92

2.4.2. Definición conceptual…………………………………………...…….…… 92

2.4.3. Definición operacional……………………………………………………… 92

3. CAPITULO III. MARCO METODOLÓGICO………………………………….. 95

3.1. Tipo de investigación………………………………………………………… 95

3.2. Diseño de la investigación ……………..…………………………………… 96

3.3. Población y muestra ………….…………………..……………..….………… 97

3.4. Técnica e instrumentos de recolección de datos………………..………… 98

3.5. Procedimiento metodológico……………………………………….…..….. 100

3.5.1. Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6) niveles

utilizando columnas de perfil tubular cuadrado……………………….………... 100

3.5.1.1. Solicitaciones de carga…………………………………………...……… 102

3.5.1.2. Predimensionamiento de elementos……………………………..……. 104

3.5.2. Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6) niveles

utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concreto embutido……... 110

DERECHOS RESERVADOS

pág.

3.5.2.1. Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6) niveles

utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concreto embutido

armado………………………………………………………………………………. 113

3.5.3. Análisis de los resultados del comportamiento de las columnas obtenidas,

según la norma norteamericana AISC-LRFD (American Institute of Steel

Construction), en cuanto al diseño de columnas tubulares cuadradas, columnas

tubulares con concreto embutido y el diseño de columnas tubulares con concreto

embutido armado………………………………………………………………….. 114

4. CAPITULO IV. ANALISIS DE LOS RESULTADOS…………………………... 116

4.1. Cálculo del espectro de diseño sísmico…..……………………………….. 116

4.2. Predimensionamiento de elementos estructurales……………………… 118

4.2.1. Elementos a flexión pura…………………………………………………. 118

4.2.2. Cargas axiales y momentos flectores actuantes………………………. 119

4.2.3. Elementos a flexo-compresion…………………………………………... 120

4.2.3.1. Predimensionamiento de columnas de acero estructural en estructura detres (3) niveles……………………………………………………………………... 120

4.3.3.2. Predimensionamiento de columnas de acero estructural en estructura de

seis (6) niveles……………………………………………………………...……... 121

4.3.3.3. Predimensionamiento de columnas de perfil tubular con concreto embutido

en estructuras de tres (3) niveles ………………………………………………. 122


en estructuras de seis (6) niveles………………………………………………. 125

DERECHOS RESERVADOS

pág.


armado en estructuras de tres (3) niveles……………………………………... 127


armado en estructuras de seis (6) niveles……………………………………... 129

4.4. Análisis estructural de estructuras de tres (3) y seis (6)

niveles…………………………………………………….………………………... 133

4.4.1 Resistencia a la compresión Vs área de acero…………………………… 133

4.4.2. Relación demanda capacidad (ratio) en columnas de estructuras de tres (3)

y seis (6) niveles……………………………………………………………………... 135

4.4.3. Análisis de desplazamientos máximos y derivas en estructuras de tres (3) y

seis (6) niveles……………………………………………………………….…… 138

CONCLUSIONES………………………………………………………………… 140

RECOMENDACIONES………………………………………………………….. 142

REFERENCIA BIBLIOGRAFICA……………………………………………….. 143

DERECHOS RESERVADOS

INDICE DE TABLAS

pág.

Tabla 2.1. Aceleración horizontal del terreno según la zona sísmica ..……… 35

Tabla 2.2. Cargas de diseño…………………………………………………..…… 37

Tabla 2.3. Propiedades del perfil IPN………………………..……………………. 47

Tabla 2.4. Propiedades del perfil cuadrado………………………………...……... 48

Tabla 2.5. Propiedades del perfil rectangular……..…………….………………… 49

Tabla 2.6. Velocidades del viento……………………………………..…………… 52

Tabla 2.6. Continuación………...…………………………..……………………… 52

Tabla 2.7. Factores de mayoración….………..…………………………………… 54

Tabla 2.8. Longitudes efectivas para miembros principales……………………. 59

Tabla 2.9. Características de las barras de refuerzo ……….……………………. 70

Tabla 2.10. Factor de importancia…………………………………………….…..… 85

Tabla 2.11. Niveles de diseño..…………………………………………………….... 86

Tabla 2.12. Valores límites……………………………………………..…..……..… 88

Tabla 2.13. Operacionalización de las variables .……………………..……….. 93

Tabla 3.1. Factores de mayoración de cargas solicitadas…………………... 103

Tabla 3.2. Cálculo del espectro de diseño sísmico…………………………… 103

DERECHOS RESERVADOS

Tabla 4.1. Cálculo de espectro de respuesta sísmico……………………...… 118

Tabla 4.1. Continuación………………………………………………………….. 119

Tabla 4.2. Predimensionamiento de elementos a flexión pura en edificaciones de

tres (3) y seis (6) niveles.………………………………………………………… 119

Tabla 4.3. Carga axial y momento flector en estructuras de tres (3) y seis (6)

niveles.…………………………………………………………………………..… 120

Tabla 4.4. Dimensiones de perfiles obtenidos en estructuras de tres (3) y seis (6)

niveles……………………………………………………………………………… 132

Tabla 4.4. Continuación…………………………………………………………… 133

Tabla 4.5. Esfuerzos de fluencia y módulos de elasticidad de estructuras de tres

(3) y seis (6) niveles………..…………………………………………………..… 136

Tabla 4.6. Valores de ratio en estructura de tres (3) niveles………………… 137

Tabla 4.7. Valores de ratio en estructura de seis (6) niveles………………… 137

Tabla 4.8. Desplazamientos máximos y derivas en estructura de tres (3)

niveles……………………………………………………………………………… 138

Tabla 4.9. Desplazamientos máximos y derivas en estructura de seis (6)

niveles……………………………………………………………………………… 139

DERECHOS RESERVADOS

INDICE DE FIGURASpág.

Figura 2.1. Mapa de Zonificación Símica con Fines de Ingeniería.……..……… 36

Figura 2.2. Curva de esfuerzo-deformación del concreto.....…….…….……..… 39

Figura 2.3. Diagrama esfuerzo – deformación……….……...…………………… 42

Figura 2.4. Curva esfuerzo-deformación de varios tipos de acero ……............ 44

Figura 2.5. Diagrama tensión-deformación del acero ………………....…….... 45

Figura 2.6. Sección perfil IPN………………………………..…………………… 46

Figura 2.7. Sección perfil cuadrado ……….………………..…………………… 48

Figura 2.8. Sección perfil rectangular ………………………………..………..… 49

Figura 2.9 Columnas compuestas rellenas……….………..…………………… 72

Figura 2.10 Columnas compuestas recubiertas……….………………..……… 73

Figura 2.11. Columnas compuestas abiertas……….…………………...……… 73

Figura 2.12 Columnas compuestas rellenas……….………………..……..…… 74

Figura 2.13. Hipérbola de Euler .……….………………..……......………………… 78

Figura 2.14. Diagrama de interacción.……….………….….…..…………………… 80

Figura 2.15. Procedimiento para el cálculo de los puntos máximos de falla… 81

Figura 3.1. Distribución de la planta tipo con sus vigas y correas………........ 100

Figura 3.2. Idealización de la estructura de 3 niveles……….……………….. 101

Figura 3.3. Idealización de la estructura de 6 niveles……..………….……… 101

DERECHOS RESERVADOS

Figura 4.1. Espectro de respuesta elástico y espectro de diseñó inelástico.... 118

Figura 4.2. Columna con mayor carga axial……….………………..………… 119

Figura 4.3. Resistencia a la compresión frente a cargas axiales Vs. Área de acero

en estructuras de tres (3) niveles. ……….………………..…………..……..… 134

Figura 4.4. Resistencia a la compresión frente a cargas axiales Vs. Área de acero

en estructuras de tres (6) niveles. ……….………………..…………..…...…… 135

DERECHOS RESERVADOS

Carruyo León, Andrés Rafael; Finol Villalobos, Heberto Martin“Comportamiento estructural de edificaciones de acero utilizando columnasde sección tubular cuadrada con concreto embutido armado”. Trabajoespecial de grado, para optar al título de Ingeniero Civil. Universidad RafaelUrdaneta, Facultad de Ingeniería, escuela de Ingeniería Civil. Edo. Zulia,Maracaibo, Venezuela. 2015.

RESUMEN

El objetivo principal de la presente investigación es el comportamiento estructuralde edificaciones de acero utilizando columnas de sección tubular cuadrada conconcreto embutido armado, para lograr los objetivos se diseñaron estructuras de 3y 6 niveles con tres tipos de columnas: perfil tubular cuadrado, perfil tubular conconcreto embutido y finalmente perfil tubular con concreto embutido armado. Seaplicó la norma Americana AISC-360-10, de la cual se utilizó el método LRFD delas resistencias de diseño la que establece un método de cálculo de alto nivel yestudio para la construcción de columnas compuestas. La investigación es de tipono experimental con un diseño de investigación descriptiva. Se realizó el análisissísmico de la norma venezolana COVENIN 1756-2001 “EdificacionesSismorresistentes” en zona 3 a todas las estructuras utilizando el programaestructural ETABS V.13 para posteriormente obtener la resistencia a lacompresión , momentos flectores, demanda capacidad ratio de las columnas, susdesplazamientos laterales, y de esta manera observar las diferencias en estosparámetros, resultando que a medida que se añade al perfil tubular concreto yacero de refuerzo, las dimensiones de las columnas se reducen, lo cual afirma lasventajas y características en el campo de la construcción la utilización decolumnas de perfil tubulares con concreto embutido armado.

Palabras clave: Estructuras de acero, Columnas compuestas, concreto embutidoarmado, perfil tubular.

Correo electrónico: [email protected], [email protected]

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Carruyo León, Andrés Rafael; Finol Villalobos, Heberto Martin “Structuralbehavior of edifications of steel using columns of tubular square sectionreinforced with concrete inlay”. Special grade work, for the degree of CivilEngineer. Rafael Urdaneta University, Faculty of Engineering, School of CivilEngineering. Edo. Zulia, Maracaibo, Venezuela. 2015.

ABSTRACT

The main objective of this research was the structural behavior of steel edificationsusing columns of tubular square section reinforced with concrete inlay. To achievethe objectives were designed structures of 3 and 6 levels with three types ofcolumns: tubular square profile, tubular profile with reinforced concrete, and finallytubular profile reinforced with concrete inlay. Furthermore, the American normativeAISC-360-10 was applied in this research, in which was used the LRFD method ofthe resistors of design which provides a method of high level of calculating andstudy to the construction of composite columns. The research was non-experimental type with a descriptive design of investigation. Was made TheSeismic Analysis of the Venezuelan normative COVENIN 1756-2001 "Seismic-Resistant Edifications" in zone 3 to all structures using the structural programETABS V.13 subsequently to obtain the resistant to the compressive, bendingmoments, ratio capacity demand of columns, its lateral displacements, and throughthis way observe the differences in the parameters. Resulting that as concretetubular profile and the reinforcing steel, the dimensions of the columns arereduced, this claims the benefits and features in the field of construction usingtubular columns of profile reinforced with concrete inlay.

Keywords: Steel structures, composite columns , reinforced concrete inlay ,tubular profile

Email: [email protected], [email protected]

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INTRODUCCION

Para la ingeniería estructural es importante buscar métodos de cálculo y

sistemas de construcción que aporten seguridad y eficiencia a las construcciones

sismorresistentes. Se han realizado estudios sismorresistentes avanzados en los

Estados Unidos, Japón, países de Europa y en Sudamerica, Chile principalmente

por presentar en estos últimos años sismos de gran magnitud. Las columnas son

elementos verticales que soportan las solicitaciones de carga de cualquier

estructura, por lo tanto su diseño se rige bajo una metodología que suministre

seguridad hacia la construcción.

Actualmente, existen diversidad de normas en el mundo, se tienen las

normas europeas y americanas, además las normativa respectiva de cada país de

acuerdo a sus necesidades e investigaciones pertinentes.

En el momento de construir las columnas de una estructura existen

diferentes materiales como lo son el acero y el concreto por excelencia. Pero

también se tiene la unión de los dos materiales para formar elementos

compuestos de acero-concreto, aquí nacen las columnas compuestas CFT

(Concrete Filled Tube), perfiles tubulares de acero con concreto embutido, estas

columnas como las de acero estructural están diseñadas bajo la Normas

americanas AISC-LRFD para el presente trabajo de grado , y las normas

venezolanas COVENIN que se necesitan las cuales buscan cumplir

satisfactoriamente una metodología de cálculo para diseñar columnas de acero

estructural para posteriormente realizar los cálculos con columnas tubulares con

concreto embutido armado y así obtener un análisis de los tipos de columnas en

las estructuras y definir las virtudes o desventajas en el comportamiento

estructural.

DERECHOS RESERVADOS

El trabajo a presentar consta de una estructura de cuatro capítulos, los

cuales desarrollan un óptimo proceso para definir los resultados de la

investigación:

El primer capítulo define el planteamiento del problema de la investigación,

los objetivos generales y específicos alcanzados, justificación de la investigación y

delimitación. En el segundo capítulo se incluye el marco teórico, y describe toda la

información relacionada con la variable en estudio, bases teóricas, formulación

necesaria para las estructuras de acero, definición de términos básicos y cuadro

de variables. El tercer capítulo abarca la metodología propuesta en la

investigación para lograr los resultados tales como técnicas e instrumentación,

población, muestra y tipo de investigación

Para finalizar, el capítulo cuatro está constituido por el análisis e

interpretación de los resultados y explica todos los resultados obtenidos en el

análisis de las columnas de perfil tubular, columnas tubulares con concreto

embutido y finalmente columnas tubulares con concreto embutido armado.

DERECHOS RESERVADOS

CAPITULO IEl PROBLEMA

En el capítulo I de la presente investigación, se explica el problema que se

va desarrollar durante esta investigación, teniendo en cuenta y evaluando las

distintas incógnitas que se desean y requieren resolver conforme se avanza en la

investigación, conociendo estas variables se puede determinar los objetivos que

se desean obtener al finalizar la investigación, después se puede lograr la

justificación del problema y se puede delimitar en el ámbito científico, espacio y

tiempo.

1.1. Planteamiento del problema

En la actualidad existen diferentes materiales de construcción, los más

utilizados son el acero y el concreto por excelencia para construir edificaciones

sismoresistentes, las características químicas y mecánicas de estos materiales

influyen directamente en los procedimientos y normas a cumplir para su correcto

diseño.

El hombre por su capacidad de evolucionar en el tiempo en cuanto a

búsqueda de nuevas tecnologías para facilitar las necesidades diarias diseña

sistemas y procedimientos para obtener sus beneficios, en este ámbito los

ingenieros a través de sus destrezas buscan y analizan formas de desarrollar

nuevas tecnologías de construcción que satisfagan las solicitaciones en obra de

manera eficiente.

Los elementos estructurales de una edificación pueden ser tanto de

concreto armado, como de acero estructural y recientemente en algunos países se

ha planteado diseñar estructuras usando la combinación de ambos materiales.

Para la construcción de estructuras de acero existe una gama de productos, entre

DERECHOS RESERVADOS

22

ellos, los perfiles que pueden ser tubulares o laminares, ambos sirven como vigas

y columnas para una edificación de estructura metálica.

Las cargas a las cuales será sometida una estructura definen las

dimensiones de los elementos que la componen. Las columnas son los elementos

que soportan las solicitaciones de la estructura y transportan estas hacia el suelo,

el óptimo diseño de estas es de alta importancia para la vida útil de una

edificación. Existen columnas de perfil tubular, de perfiles laminares, y columnas

compuestas.

Dentro de las columnas compuestas existen dos tipos, las columnas en las

cuales el perfil de acero se encuentra embebido en el concreto y las columnas

donde el concreto se encuentra por dentro de un perfil tubular de acero.

En el tipo de columnas de perfil tubular con concreto embutido, este tiene

características favorables en la construcción, tales como cumplir la función de

encofrado, utilizando nada más equipos convencionales para su construcción y

colocación, aparte el concreto que se vacía dentro del perfil de acero disminuye de

forma considerable la acción de altas temperaturas producto de un incendio,

reduciendo o evitando una posible falla.

La rigidez obtenida en estas columnas las hacen resistentes ante cargas

laterales y axiales, sus dimensiones hacen factible construir elementos esbeltos

los cuales son favorables en cuanto al uso de los espacios de la obra.

Se analizarán las columnas de una edificación utilizando perfiles tubulares

cuadrados, combinados con concreto embutido sin barras de acero de refuerzo y

posteriormente con barras de acero de refuerzo.

El relleno de concreto proporciona a los perfiles tubulares la característica y

factibilidad de construir estéticas columnas esbeltas que pueden soportar

mayores cargas sin incrementar las dimensiones externas; entonces tenemos la

siguiente interrogante:

DERECHOS RESERVADOS

23

¿Cómo es el comportamiento y dimensiones de columnas tubulares

cuadradas con concreto embutido armado en estructuras aporticadas de acero?

1.2. Objetivos de la investigación

1.2.1. Objetivo general

Analizar el comportamiento estructural de columnas de perfil tubular

cuadrado con concreto embutido armado.

1.2.2. Objetivos específicos

Diseñar estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6) niveles

utilizando columnas de perfil tubular cuadrado.


utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concreto embutido.


utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concreto armado

embutido.

Analizar los resultados del comportamiento de las columnas obtenidas,

según la norma norteamericana AISC-LRFD (American Institute of Steel

Construction). Manual of Steel Construction, Load & Resistance Factor

Design. Segunda edición, (1994), en cuanto al diseño de columnas

tubulares cuadradas con concreto embutido armado, sin armar y el diseño

de columnas tubulares sin concreto respectivamente.

1.3. Justificación

En una edificación las columnas son las encargadas de transmitir el peso

de la estructura hacia los cimientos sobre los que está construida, por lo general

son de acero o de concreto, pero cuando las solicitaciones de carga sobrepasan

DERECHOS RESERVADOS

24

las capacidades del material, se pueden realizar obras con las columnas

compuestas. El presente trabajo aportará en la investigación la metodología y

formulación para diseñar columnas de perfiles tubulares de sección cuadrada, con

concreto armado y sin armar.

Las columnas compuestas tienen características que aportan gran beneficio

a la estructura, como son: resistencia a altas solicitaciones de carga, capacidad

sismorresistente mayores que columnas convencionales de concreto, además

funcionan de encofrado para las columnas, lo que en algunos casos puede reducir

los gastos. El perfil de acero relleno de concreto ayuda a disminuir los efectos de

las altas temperaturas producidas por un incendio, el tiempo de ensamblaje y

montaje de estas columnas es reducido en comparación de las columnas de

concreto armado.

Este tipo de columnas aprovecha las mejores características de cada

material, el resultado final de la combinación del acero y el concreto serán

estructuras más eficaces que es lo que se busca a nivel de ingeniería y para lo

cual se realizan investigaciones experimentales y teóricas para obtener estos

resultados.

En el desarrollo del trabajo especial de grado se logrará obtener con las

bases teóricas que la anteceden información y reafirmar los conceptos y

metodologías de otras investigaciones anteriores para el ámbito de la construcción

en cuanto al uso de columnas tubulares compuestas con diferentes materiales

como son concreto armado y sin armar, dando un soporte más sobre los

postulados teóricos referentes a este tipo de columnas y ayudando así a entender

el por qué y para qué el uso de estas en Venezuela, ya que en el país se está

construyendo con este tipo de columnas con mucha información del exterior.

También de esta forma se incentivará la investigación de los estudiantes en las

universidades con respecto a este tipo de columnas.

DERECHOS RESERVADOS

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1.4. Delimitación de la Investigación

1.4.1. Delimitación temporal

El presente trabajo se realizó en el periodo comprendido entre los meses

de junio de 2014 hasta abril de 2015.

1.4.2. Delimitación espacial

Esta investigación se llevó a cabo en el estado Zulia, municipio Maracaibo,

en las instalaciones de la Universidad Rafael Urdaneta.

1.4.3. Delimitación científica

La delimitación de esta investigación fue en el área del análisis estructural

y se estudió el comportamiento de perfiles tubulares de sección cuadrada con

concreto armado, sin armadura de refuerzo y columnas sencillas tubulares en

edificaciones de tres y seis niveles, regido según la norma AISC-LRFD (American

Institute of Steel Construction). Manual of Steel Construction, Load & Resistance

Factor Design, Segunda edición, (1994).

DERECHOS RESERVADOS

CAPITULO IIMARCO TEÓRICO

Cuando el problema ha sido planteado, los objetivos de la investigación

están definidos y las delimitaciones establecidas, se abarcan en este capítulo, los

antecedentes de la investigación, junto a las bases teóricas que abarcan las

teorías de una variedad de autores que son especialistas en la materia que se va

estudiar y finalmente se proyecta el diseño de las variables asociadas a la

investigación.

2.1 Antecedentes de la investigación

Existen varios antecedentes para esta investigación, entre los cuales se

encuentra el trabajo especial de grado presentado por Castro y Martínez (2013),

titulado “Comportamiento Estructural de Columnas de Perfil Tubular Cilíndrico con

Concreto Embutido” el cual fue realizado en la Universidad Rafael Urdaneta, y

tuvo como objetivo principal el análisis del comportamiento estructural de

columnas de perfil cilíndrico con concreto embutido, utilizando como principal base

la norma Americana AISC 360-10 de la cual se utilizó el método LRFD de las

resistencias de diseño, se seleccionó esta normativa debido a que presenta

mayores avances en cuanto a diseño de columnas compuestas sometida a cargas

axiales y de flexión en una edificación de seis y tres plantas, dicha investigación

tuvo los siguientes resultados: las resistencias de diseño tanto para la carga axial

como para la de flexión, dictaminaron la aprobación o descarte del perfil

seleccionado, en conjunto a este estudio se realizó el mismo análisis para

columnas de acero simple, finalizando con las comparaciones en cuanto a las

bondades que ofrece la columna compuesta versus la simple. El trabajo científico

se realizó para ofrecer un método constructivo diferente al que usualmente conoce

en Venezuela de estructuras de concreto o de acero por separadas, este tipo de

DERECHOS RESERVADOS

27

construcción generara ventajas en cuanto al nivel arquitectónico, como también al

incremento de las capacidades estructurales con el uso de columnas de menores

dimensiones.

El aporte que el mencionado proyecto ofreció a la investigación, es la

información que ofrece la misma sobre la utilización de la norma AISC-LRFD, así

como el análisis de columnas de acero simple utilizada por ella, donde se utilizó el

método de análisis más conveniente para comparar las columnas compuestas con

las simples en las estructuras estudiadas.

Seguidamente De la Rosa y Bacalao (2010), en su trabajo especial de

grado titulado “Análisis comparativo entre el Staad Pro Design 2007 y Etabs V.9.0.

para el diseño de edificaciones aporticadas en acero” el cual fue realizado en la

Universidad Rafael Urdaneta. Esta investigación buscó comparar resultados del

diseño de edificaciones aporticadas en acero con los programas Staad Pro Design

2007 y Etabs V.9.0. Para tal fin simularon 4 edificaciones en cada programa, dos

edificios de 4 niveles y dos de 8 niveles bajo la acción de sismo bajo Z2 y sismo

moderado Z3 para realizar las comparaciones respectivas. El tipo de investigación

fue descriptivo y el diseño fue de tipo no experimental. Entre los resultados

obtenidos las edificaciones cumplieron con el nivel de diseño ND3. Todas las vigas

y columnas son compactas sísmicas, por lo que se logró evitar el pandeo local.

Las alas de las vigas están debidamente arriostradas lateralmente, permitiendo así

controlar el pandeo local torsional de las mismas. En la relación de momentos

columna - viga cumplió con lo establecido en la Norma COVENIN 1618-98,

evitando así que se genere un mecanismo de colapso de piso al desarrollarse

rótulas plásticas de columnas del mismo nivel. La relación de Demanda/Capacidad

ó ratio cumplió con lo establecido en la Norma ya que en ningunos de los

miembros el ratio es mayor que 1. Y por último las derivas ó desplazamientos

laterales totales cumplieron con el valor límite establecido en la Norma COVENIN

1756-2001.

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28

Con esta investigación de comparar los programas Staad Pro design 2007 y

el Etabs V9.0 se afirma que el programa Etabs V 9.0 es una herramienta de

trabajo que abarca todos los aspectos en cuanto a los criterios del Nivel de Diseño

ND3 en el comportamiento de edificaciones sismorresistentes aporticadas de

acero para el Método de los estados Límites establecidos en la Norma

Venezolana COVENIN 1618-98.

Desde el mismo contexto, Carrasco (2010) en su trabajo especial de grado

de la Universidad de Chile titulado “Recomendaciones de Diseño de Columnas

Compuestas de Acero sometidas a Esfuerzos Básicos Acero-Hormigón” cuyo

propósito fue formular recomendaciones de diseño de columnas compuestas de

acero y hormigón, sometidas a esfuerzos de tracción, compresión, flexión y corte,

para que puedan ser utilizadas en Chile como recomendaciones de diseño para el

ingeniero que desee información más ordenada acerca del diseño de este tipo de

columna. El resultado final de diseño propuesto para cada uno de los distintos

tipos de columnas sometidas a cada uno de los distintos esfuerzos, fue que las

normativas americanas se destacan en sus resultados en comparación con

códigos europeos. Y a la vez para aquellos tipos de ensayos en los cuales no se

encontraron datos experimentales para poder llevar a cabo la comparación, se

sugirió al lector diseñar, según el criterio que posea, entre alguna de las dos

normas americanas. En base a los resultados obtenidos en la investigación se

recomendó llevar a cabo estudios experimentales, de tal forma de obtener en base

a datos reales el comportamiento de las columnas compuestas sometidas

principalmente a esfuerzos de corte y de flexión pura. Los cuales no se

encontraron datos experimentales de algunas columnas para poder llevar a cabo

la comparación de cual método sería el apropiado.

Esta investigación aportó al estudio, el análisis de columnas compuestas

presentando recomendaciones de diseño de columnas compuestas de acero

hormigón sometidas a esfuerzos de tracción, compresión, momento y corte,

basándose en normas internacionales como la norma AISC 360-05 , AISC 341-05,

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29

ACI 318-05, NCh 2369, NCh433, en la Guía de Diseño 6 de la AISC y en

investigaciones actuales.

2.2. Bases teóricas

A continuación se presentan los aportes teóricos, para estructurar y

desarrollar los planteamientos inherentes y esbozados por diferentes autores,

quienes han escrito en sus investigaciones en cuanto a la variable estructuras de

columnas de perfil tubular cuadrado sencillo, con concreto embutido armado y sin

armar, tomando en cuenta la vigencia e importancia que tienen actualmente este

tipo de construcciones.

2.2.1. Estructura y elementos estructurales

De Mattos (2006) afirma que es la parte o el conjunto de partes de una

construcción destinada a resistir cargas. Cada parte portante de la construcción,

también denominada elemento estructural, debe resistir los esfuerzos incidentes y

transmitirlos a otros elementos a través de conexiones con la finalidad de

conducirlos al terreno.

De Mattos (2006) plantea que entre los ejemplos pueden distinguirse dos

casos: el cable tirante como elemento de eje recto sujeto a una carga actuante en

dirección de su eje y el cable colgante que sirve para resistir cargas transversales

y que toma la configuración adecuada a cada sistema de carga que está sujeto.

Un aspecto especialmente importante en el diseño de un este tipo de elementos

es la necesidad de un anclaje. Este elemento transmite la fuerza en él aplicada a

un punto de apoyo que puede ser otras partes de la estructura o el terreno.

Este autor afirma que cuando la reacción se transmite a la estructura,

puede introducir en ella solicitaciones importantes, cuando se transmite al terreno

debe ser contrarrestada ya sea por gravedad, mediante un elemento de anclaje

cuyo peso equilibre la reacción, ya sea por fricción entre un elemento de anclaje y

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30

el terreno. El dispositivo de anclaje puede resultar complejo y costoso, debido a

que suelen introducirse en él concentraciones de esfuerzos elevados. Otra

característica de los elementos estructurales es su escasa o nula rigidez para

fuerzas que actúan fuera de su eje. Con frecuencia los cables tirantes se diseñan

con cierta rigidez transversal para que absorban flexiones accidentales, como

diagonales de armaduras por ejemplo: la columna es el elemento, o barra, sujeto a

compresión axial. Es más apropiada cuando está sujeto a condiciones de carga

más complejas que incluyen flexión. El estado de compresión perfectamente axial

es meramente ideal en las estructuras, debido a las condiciones de continuidad o

imperfección de la construcción, siempre se presentan excentricidades

accidentales de carga aplicada, las cuales dan lugar a que esta se encuentra

acompañada de cierta flexión.

Así mismo, una barra sujeta a cargas normales a su eje es una viga,

aunque este nombre se le asigna comúnmente solo cuando la barra es horizontal.

Una viga resistente y transmite a sus apoyos la carga por medio de flexión y

fuerza cortante. La variación de esfuerzos normales a lo largo de la sección define

una resultante de compresión y una de tensión que deben ser iguales, ya que la

carga axial externa es nula. La magnitud del momento máximo que puede resistir

la sección está definida por la magnitud de las resultantes de los esfuerzos

internos de tensión y compresión que pueden desarrollarse y del brazo de palanca

de dichas fuerzas. En una sección rectangular cuando se alcanza el esfuerzo

máximo en la fibra extrema, más de la mitad de la sección está sujeta a menos de

la mitad de dicho esfuerzo máximo, por lo tanto la sección es poco eficiente, al

contrario de lo que ocurre para la carga axial de tensión o de compresión en que

toda la sección está sujeta a un esfuerzo máximo constante (De Mattos, 2006).

2.2.2. Clasificación de los elementos estructurales

- Según su dimensión: Los elementos estructurales según De Mattos (2006)

pueden ser clasificados según sus dimensiones en bloques, planchas y barras: los

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31

bloques tienen las tres dimensiones del mismo orden de magnitud. Este es el caso

de los bloques de fundaciones. En las planchas, una de las dimensiones de las

barras es muy superior a las otras dos. Este es el caso de las losas, paredes

estructurales y las cubiertas de techo. Y en las barras una de las dimensiones es

muy superior a las otras dos. Este es el caso de las vigas y las columnas. A su vez

esta categoría puede ser sub-dividida en barras sólidas y barras conformadas de

paredes delgadas. Las barras de concreto generalmente pertenecen al primer

grupo y las metálicas al segundo.

- Según su carga: De Mattos (2006), afirma que los elementos estructurales

pueden ser clasificados también según el modo de aplicación de la carga. Cabe

mencionar aquí las placas o losas, las chapas o paredes estructurales, las vigas,

las columnas y otros elementos estructurales. Las placas o losas, son planchas

sujetas a cargas perpendiculares a la cara formada por las dos dimensiones más

grandes. Las chapas o paredes estructurales, son planchas sujetas a cargas

paralelas a la cara formada por las dos dimensiones mayores. Las vigas, son

barras sujetas generalmente a cargas transversales a su eje y quedan por lo tanto

sometidas principalmente a flexión, las columnas, son barras sujetas

generalmente a carga axial de compresión. Y los tirantes: son barras sujetas a

cargas axiales de tracción.

2.2.3. Acciones de carga

Carrasco (2003) afirma que son fenómenos que producen cambios en el

estado de tensiones y deformaciones en los elementos de una edificación. Las

acciones se clasifican en permanentes, variables, accidentales y extraordinarias.

2.2.3.1 Acciones permanentes (carga muerta)

Son las que actúan continuamente sobre la edificación y cuya magnitud

puede considerarse variable en el tiempo, como las cargas debidas al peso propio

de los componentes estructurales y no estructurales: pavimentos, rellenos,

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32

paredes, tabiques, frisos, instalaciones fijas, entre otros. Igualmente, los empujes

estáticos de líquidos y tierras que tienen un carácter permanente, las

deformaciones y los desplazamientos impuestos por el efecto de pretensión, los

debidos a movimientos diferenciales permanentes de los apoyos, las acciones

geológicas y de temperatura permanente, entre otros. Todas las cargas

mencionadas hasta ahora son fuerzas que resultan de la gravitación y se llaman

cargas de gravedad. Para su evaluación se cuentan con las dimensiones de los

elementos constructivos y los pesos unitarios de los materiales. Carrasco (2003)

2.2.3.2. Acciones variables (carga viva)

Son aquellas que actúan sobre la edificación con una magnitud variable en

el tiempo y que se deben a sus ocupaciones y su uso habitual, como las cargas de

personas, objetos, vehículos, ascensores, maquinarias, grúas móviles, sus efectos

de impacto, así como las acciones variables de temperatura y reológicas, y los

empujes de líquidos y tierras que tengan carácter variable. En general, la magnitud

de una carga viva no está bien definida como la de una carga muerta y

usualmente debe ser estimada, pero el peso mínimo de las cargas vivas que debe

usarse en el diseño de edificios se especifican claramente en los reglamentos o

códigos de construcción que serían las cargas del piso. Carrasco (2003)

2.2.3.3. Acciones ambientales o acciones accidentales

Nilson y Winter (2009) plantean que las cargas ambientales consisten

principalmente en cargas de nieve, presión y succión de viento, cargas sísmicas

(fuerzas inerciales causadas por movimientos sísmicos), presiones de suelo en las

porciones subterráneas de estructuras, cargas de posibles empozamientos de

aguas lluvias sobre superficies planas y fuerzas causadas por cambios de

temperatura. Al igual que las cargas vivas, las cargas ambientales son inciertas

tanto en magnitud como en distribución.

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33

2.2.3.4. Acciones sísmicas

Bazán y Meli (2004), hacen mención que el movimiento sísmico del suelo

se transmite a los edificios que se apoyan sobre éste. La base o sistema de

fundaciones del edificio tiende a seguir el movimiento del suelo, mientras que, por

inercia, la masa del edificio se opone a ser desplazada dinámicamente y a seguir

el movimiento de su base. Se generan entonces las fuerzas de inercia que ponen

en peligro la seguridad de la estructura. Se trata de un problema dinámico, por la

irregularidad del movimiento del suelo y por la complejidad de los sistemas

constituidos por las edificaciones, requiere de grandes simplificaciones para ser

objeto de análisis como parte del diseño estructural de las construcciones. El

movimiento del suelo consta de vibraciones horizontales y verticales. Las primeras

resultan en general, más críticas y son las únicas consideradas en el

planteamiento preliminar realizado.

Las fuerzas que se inducen en la estructura no son función solamente de la

intensidad del movimiento del suelo, sino dependen en forma preponderante de

las propiedades de la estructura misma. Por una parte, las fuerzas son

proporcionales a la masa del edificio y, por otra, son función de algunas

propiedades dinámicas que definen su forma de vibrar.

- Comportamiento sísmico de las estructuras de acero

El mismo autor expresa que el acero es el material más dúctil entre aquellos

de uso estructural. Sin embargo, es un error grave considerar que esta propiedad

inherente al material se traslada automáticamente al sistema estructural. Las

investigaciones desarrolladas en los últimos 30 años han demostrado que para

asegurar el comportamiento dúctil de las estructuras es necesario suministrar

adecuada ductilidad no sólo a nivel del material, sino también a nivel seccional y

de los miembros que componen el sistema (columnas, vigas, riostras,

conexiones).

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34

Para ello se debe, en primer lugar, identificar y conocer las condiciones que

pueden conducir a mecanismos de falla frágil y luego adoptar estrategias de

diseño para obtener una respuesta estable y con adecuada capacidad de

disipación de energía. En el caso de estructuras sismorresistente, el control de los

fenómenos de inestabilidad resulta más importante aún que en las estructuras

comunes, dado que su ocurrencia degrada la respuesta en términos de resistencia

y rigidez, disminuyendo así su capacidad de disipar energía. Las especificaciones

de diseño incluyen requerimientos específicos al respecto, particularmente en

aquellas zonas donde se espera que se desarrollen deformaciones plásticas.

- Espectros de respuesta

En forma general, el autor define espectro como un gráfico de la respuesta

máxima (expresada en términos de desplazamiento, velocidad, aceleración, o

cualquier otro parámetro de interés) que produce una acción dinámica

determinada en una estructura u oscilador de un grado de libertad. En estos

gráficos, se representa en abscisas el periodo o frecuencia propia de la estructura

y en ordenadas la respuesta máxima calculada para distintos factores de

amortiguamiento. El espectro de respuesta elástica representa el máximo de un

parámetro de respuesta para osciladores simples de un grado de libertad con un

periodo de vibración T y un amortiguamiento relativo para un terremoto dado.

- Espectros de diseño

Debido a que los espectros de respuesta representan el efecto de un solo

registro de aceleración, no pueden usarse para el diseño. Por esta razón, los

reglamentos sismorresistentes utilizan espectros de diseño. Éstos presentan dos

características principales: primero consideran la peligrosidad sísmica de una zona

o región y segundo son curvas suavizadas, es decir, no presentan las variaciones

bruscas propias de los espectros de respuesta. La obtención de las respuestas

espectrales, como parte del análisis de amenaza sísmica, puede realizarse

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35

mediante procedimientos probabilísticos o determinísticos, según lo que resulte

más conveniente en cada caso.

- Zonificación sísmica

La Norma venezolana COVENIN 1756-01 “Edificaciones

Sismorresistentes” establece ocho (8) zonas sísmicas en todo el país, como se

indica en la Figura 2.1 y la aceleración horizontal como aparece en la tabla 2.1,

con el fin de tomar las acciones necesarias al momento de diseñar una estructura.

Cabe destacar que en regiones adyacentes a embalses de más de 80mts de

altura, la zonificación se regirá por estudios especiales.

Tabla 2.1. Aceleración horizontal del terreno según la zona sísmica.

Zona Sísmica Peligro Sísmico A7

Elevado0.40

6 0.355 0.304

Intermedio0.25

3 0.202

Bajo0.15

1 0.100 ---

(COVENIN, 1756)

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36

Figura 2.1. Mapa de Zonificación Símica con Fines de Ingeniería.

Norma COVENIN 1756-01.

2.2.3.5. Otras acciones

Existen otras acciones de cargas entre las que se encuentran, las acciones

extraordinarias, las cargas de servicio y la carga mayorada. Las acciones

extraordinarias, son las acciones que normalmente no se consideran entre las que

actúan en la vida útil de una edificación y que, sin embargo, pueden presentarse

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37

en casos excepcionales y causar catástrofes, como las acciones debidas a

explosiones, incendios, entre otros. Las cargas de servicio, son cargas que

probabilísticamente se espera que ocurra durante la vida útil de la edificación

debido a su ocupación y uso habitual. Y la carga mayorada, es una carga de

servicio multiplicada por los factores de mayoración indicados en las normas

COVENIN correspondientes al material utilizado (COVENIN 1753-06). Según el

manual de instalación TERNIUM losacero y acciones mínimas COVENIN (2002),

las cargas permanentes de diseño se reflejan en la tabla 2.2.

Tabla 2.2. Cargas de diseño

Kgf/m2

1 LOSACERO CAL 22 + 8 CM CONCRETO 250 KG/CM2 232.00

2 PAREDES Y DIVISIONES INTERNAS 100.00

3 CIELO RASO 30.00

4 ACABADO 100.00

(Manual Ternium y COVENIN, 2002)

Según acciones mínimas COVENIN (2002), las cargas variables en techo

para el uso del edificio de la presente investigación será de 100 Kg/m2, debido a

que el techo tiene una inclinación menor al 15% (Acciones Mínimas 2002-1998

tabla 5.1- p. 33). Y para las cargas variables entrepisos será 175 kg/m2 ya que

corresponde a una edificación de uso residencial.

2.2.4. Columna de concreto armado

Se dictó anteriormente, que las columnas pueden estar sometidas a

diferentes casos de cargas, por lo tanto su diseño y comportamiento variará

dependiendo del mismo. Las propiedades resistentes del concreto y su

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38

deformabilidad bajo diferentes causas se explican de forma específica a

continuación. De Mattos (2006).

2.2.4.1. Comportamiento ante cargas axiales

El concreto se utiliza principalmente para resistir compresión, es por esto

que el estudio de la curva esfuerzo – deformación unitaria a la compresión es de

suma importancia. Dicha curva se obtiene de la medición de la deformación

unitaria del ensayo de prismas sujetos a carga axial repartida uniformemente en la

sección transversal mediante una placa rígida.

Según Forcada (2000), expone que el término deformaciones elásticas es

un poco ambiguo, puesto que la curva esfuerzo deformación, como se observa en

la figura 2.2., no son enteramente recuperables las deformaciones. Pero,

eliminando las deformaciones plásticas de esta consideración, la porción inferior

de la curva esfuerzo-deformación instantánea, que es relativamente recta, puede

llamarse convencionalmente elástica. Entonces es posible obtener valores para el

módulo de elasticidad del concreto, la edad del mismo, las propiedades de los

agregados y el cemento, y la definición del módulo de elasticidad en sí, si es el

módulo tangente, inicial o secante. Aún más, el módulo puede variar con la

velocidad de la aplicación de la carga y con el tipo de muestra o probeta, ya sea

un cilindro o una viga. Por consiguiente, es casi imposible predecir con exactitud el

valor del módulo para un concreto dado.

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39

Figura 2.2. Curva de esfuerzo-deformación del concreto (Forcada, 2000)

Para dar un concepto más específico, el módulo de elasticidad representa

el grado de rigidez de un material y es el resultado de dividir su esfuerzo unitario

entre su deformación unitaria correspondiente como relación de Poisson.

Fitzgerald (1996), explica que: “las deformaciones laterales que se producen

tienen una relación constante con las deformaciones axiales. Mientras que el

material se mantenga dentro del rango elástico de esfuerzos, esta relación es

constante”. (p. 32)

µ= Deformación lateral/Deformación axial (Ec. 2.1)

El termino m se llama módulo de Poisson, en honor de S. D. Poisson, quien

expresó este concepto en 1828. En general, el valor de m para la mayoría de los

materiales está comprendido entre 0.25 y 0.35. el módulo de Poisson para el

acero estructural es aproximadamente 0.25. Aunque las deformaciones laterales

se producen en todos los cuerpos sometidos a esfuerzos, generalmente no

afectan los esfuerzos longitudinales. La única excepción se presenta cuando se

impide que se efectúe libremente el movimiento lateral. Este no es el caso en la

mayoría de los diseños.

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40

Si bien es cierto que las deformaciones que sufre el concreto pueden

clasificarse en cuatro tipos: deformaciones elásticas, deformaciones laterales,

deformaciones plásticas y deformaciones por contracción. La explicación de los

dos primeros tipos son aplicadas a lo antes expuesto. Al respecto, Forcada (2000,

p. 23) expresa que:

La plasticidad en el concreto es definida como deformacióndependiente del tiempo que resulta de la presencia de un esfuerzo.Así se define al flujo plástico como la propiedad de muchos materialesmediante la cual ellos continúan deformándose a través de lapsosconsiderables de tiempo bajo un estado constante de esfuerzo ocarga. La velocidad del incremento de la deformación es grande alprincipio, pero disminuye con el tiempo, hasta que después de muchosmeses alcanza un valor constante asintóticamente. Se ha encontradoque la deformación por flujo plástico en el concreto depende nosolamente del tiempo, sino que también depende de las proporcionesde la mezcla, de la humedad, las condiciones de curado, y de la edaddel concreto a la cual comienza a ser cargado. La deformación porflujo plástico es casi directamente proporcional a la intensidad delesfuerzo. Por lo tanto, es posible relacionar a la deformación por flujoplástico con la deformación elástica inicial mediante un coeficiente deflujo plástico.

La deformación por contracción se refiere principalmente a la pérdida de

agua del concreto, ciertamente esto puede ocurrir por varias causas. En el artículo

publicado en el año 2000, llamado uso de aditivos reductores de contracción del

Instituto Mexicano del cemento y del concreto, se explica que: la contracción

plástica ocurre a medida que el concreto fresco pierde humedad después de la

colocación y antes de que ocurra cualquier desarrollo de resistencia. La cantidad

de este agrietamiento depende de la temperatura del aire, la humedad relativa, la

temperatura del concreto y la velocidad del viento.

2.2.4.2 Comportamiento a flexo-compresion

Para Barboza y Delgado (2013), el concreto se emplea dentro de las

estructuras para resistir esfuerzos de compresión y la parte de los esfuerzos de

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41

tensión o tracción es absorbida por el acero de refuerzo correspondiente a las

armaduras de las estructuras. Un elemento de concreto armado sujeto a flexión y

carga axial puede alcanzar su resistencia bajo innumerables combinaciones de

carga axial y momentos flexionantes. Estas combinaciones varían desde una

carga axial máxima y un momento nulo, hasta un momento aunado a una carga

axial nula. El lugar geométrico de las combinaciones de carga axial y momento

flexionante con las que un elemente puede alcanzar su resistencia, se representa

gráficamente por medio de un diagrama de interacción.

2.2.5. Acero

Urdaneta (1998) afirma que el acero es una aleación compuesta de hierro

(97% aproximadamente) y varios minerales como el carbono, manganeso, sílice,

entre otros. De todos sus componentes destaca tradicionalmente el carbono que le

proporciona dureza de acuerdo al porcentaje en que intervengan, llegando a tener

hasta un 1.6% para aceros estructurales de alta resistencia. De allí la

denominación de aceros al carbono a los aceros estructurales.

Los aceros al carbono son aquellos que tienen los siguientes elementos con

cantidades máximas de: 1.7% de carbono, 1.65% de manganeso, 0.60% de silicio

y 0.60% de cobre. Estos aceros se dividen en cuatro categorías dependiendo del

porcentaje de carbono, como sigue: Acero de bajo contenido de carbono < 0.15%.

Acero dulce al carbono 0.15% – 0.29% (el acero estructural al carbono queda

dentro de esta categoría). Acero medio al carbono 0.30% - 0.59%. Acero con alto

contenido de carbono 0.6% - 1.70% (McCormac, 2002).

Igualmente Urdaneta (1998), afirma que la presencia del carbono puede ser

perjudicial, ya que tiende a disminuir la ductilidad de los aceros; así mismo, su

presencia hace al acero muy vulnerable a la temperatura, condición ésta, que

inhabilita a la soldadura como procedimiento de unión principal entre elementos

estructurales de acero, y anula como consecuencia el uso de secciones tubulares.

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42

Por lo planteado los aceros modernos, poseen un porcentaje de carbono

menor o igual al 0.3%, y como elemento básico adicional al hierro, se utiliza el

manganeso que tiene la propiedad de ser un material no vulnerable a la

temperatura, y que además de proporcionarle resistencia al acero, le proporciona

ductilidad.

Los aceros en general poseen resistencias bastantes altas en comparación

a otros materiales de construcción usados normalmente, además de poseer

bastante ductibilidad; destacándose en su diagrama de esfuerzo deformación

unitaria, un punto característico muy importante, como es el límite de fluencia (Fy);

dicho diagrama se puede apreciar en la figura 2.3.

Figura 2.3. Diagrama esfuerzo – deformación. (Romo, 2010)

Zona elástica

Es el rango de esfuerzos, a partir de la carga nula, en que el acero se

deforma por cargas de tracción, pero cuando se retira tal carga recupera su

geometría inicial. En la curva esfuerzo – deformación ese rango coincide con la

recta que parte desde el punto de esfuerzo y deformación nulos.

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43

Esfuerzo de fluencia

Se define como el esfuerzo bajo el cual el acero continúa deformándose sin

necesidad de incrementar las cargas de tracción. En el diagrama esfuerzo –

deformación de los aceros tradicionales, la fluencia coincide con una recta

horizontal o casi horizontal, a continuación del rango elástico y de un pequeño

tramo de transición. El esfuerzo asociado se identifica como “Fy”.

Resistencia a la rotura

Es el mayor esfuerzo que puede soportar el acero, previo al proceso de

colapso del material. Dentro del diagrama esfuerzo – deformación del material el

inicio del colapso queda identificado mediante el punto de mayor ordenada, que se

representa “Fr”.

Módulo de elasticidad

Es la pendiente de la recta que identifica al rango elástico de

comportamiento de los materiales, y en el caso del acero se representa “Es”.

Igualmente, De Mattos (2006) afirma que los aceros estructurales se

pueden clasificar también por sus límites de fluencia:

Baja resistencia mecánica: 1800 – 2500 kgf/cm2.

Resistencia mecánica (media): 2500- 3000 kgf/cm2.

Alta resistencia mecánica: superior a 3000 kgf/cm2.

En los últimos años el acero como material de construcción se ha utilizado

en gran proporción debido a su facilidad y rápida colocación, y grandes

propiedades cuando este es sometido a tracción. El acero a pesar de ser un

material con muchos beneficios también posee ciertas desventajas como es el

costo del mismo, no solo por su valor monetario sino por el alto gasto energético

que se requiere para su producción.

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44

En vista que el objetivo de la presente tesis es proporcionar la combinación

del acero y el concreto en una columna, se tiene que lograr la deformación de

ambos simultáneamente, para lograr así una acción efectiva del esfuerzo. Es por

esto que es necesario que se garantice una adherencia entre ambos materiales

evitando movimientos relativos entre ambos y por ende un mal comportamiento

ante los esfuerzos requeridos.

El límite plástico es el término utilizado generalmente para establecer el

punto de fluencia de los aceros estructurales comunes o la tensión

correspondiente a una determinada deformación en los aceros que no tienen un

punto de fluencia perfectamente definido como se observa en la figura 2.4.

La resistencia y la ductilidad son las características más importantes del

acero en el proceso de diseño estructural. Al comparar secciones transversales

idénticas de acero y concreto armado, el primero posee mayor resistencia y rigidez

que el segundo, lo que permite al proyectista emplear menos soportes creando

luces grandes con miembros relativamente pequeños y un mínimo peso propio.

Figura 2.4. Curva esfuerzo-deformación de varios tipos de acero (Silva, 2007)

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45

La ductilidad es la capacidad de un material para experimentar

deformaciones grandes sin romperse, consigue que un miembro de acero fluya al

sobrecargarle y redistribuya algo de su carga a otros elementos que forman parte

de la estructura. En ausencia de la ductilidad adecuada, primero hay una mayor

posibilidad de un fallo por fatiga, debido a la acción de cargas repetidas y se

puede originar una fractura frágil.

Las propiedades mecánicas, módulo de elasticidad, límite elástico,

resistencia a la tracción y la elongación se determinan a través de datos tomados

sobre el producto laminado final durante el ensayo de tracción simple o

monotónica y permiten establecer el grado de ductilidad del acero; aunque se

puede considerar que una medida mejor y más representativa de la ductilidad,

para un miembro sometido a flexión, es el área debajo del diagrama momento-

curvatura.

Del diagrama tensión-deformación (figura 2.5.), se puede estimar un

periodo elástico hasta alcanzar una tensión equivalente a su límite elástico Fy, a la

que corresponde una deformación unitaria εy y εed, donde εed representa la

deformación unitaria a partir de la cual comienza el endurecimiento por

deformación, hasta alcanzar el valor de εult correspondiente al alargamiento

unitario.

Figura 2.5. Diagrama tensión-deformación del acero (Silva, 2007)

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46

2.2.5.1. Perfiles de acero ASTM (American society for testing and materials)

El acero A36 es una aleación de acero al carbono de propósito general muy

comúnmente usado en los Estados Unidos, aunque existen muchos otros aceros,

superiores en resistencia, cuya demanda está creciendo rápidamente. El acero

A36, tiene una densidad de 7860 kg/m3 (0.28 lb/in3). El A36 en barras, planchas y

perfiles estructurales con espesores menores de 8 plg (203.2mm) tiene un límite

de fluencia mínimo de 250 MPA (36 ksi), y un límite de rotura mínimo de 410 MPa

(58 ksi). Las planchas con espesores mayores de 8 plg (203.2 mm) tienen un

límite de fluencia mínimo de 220 MPA (32 ksi), y el mismo límite de rotura pero de

todos modos se rompe.

En la presente investigación se usó en las vigas de carga perfiles A36 IPN,

con la geometría correspondiente a la figura 2.6, las propiedades de este perfil

están relacionadas en la tabla 2.3.

Figura 2.6. Sección perfil IPN (viga europea I)

46















46















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47

Tabla 2.3. Propiedad del perfil IPN

Designación M

(kg/m)

P

(kN/m)

h

(mm)

b

(mm)

tw

(mm)

tf

(mm)

r1

(mm)

r2

(mm)

d

(mm)

A

(cm2)

IPN 80 6 0.06 80 42 3.9 5.9 3.9 2.3 59 7.6

IPN 100 8.3 0.083 100 50 4.5 6.8 4.5 2.7 75.7 10.6

IPN 120 11.1 0.111 120 58 5.1 7.7 5.1 3.1 92.4 14.3

IPN 140 14.4 0.144 140 66 5.7 8.6 5.7 3.4 109.1 18.3

IPN 160 17.9 0.179 160 74 6.3 9.5 6.3 3.8 125.8 22.8

IPN 180 21.9 0.219 180 82 6.9 10.4 6.9 4.1 142.4 27.9

IPN 200 26.2 0.262 200 90 7.5 11.3 7.5 4.5 159.1 33.4

IPN 220 31 0.31 220 98 8.1 12.2 8.1 4.9 175.8 39.5

IPN 240 36.2 0.362 240 106 8.7 12.1 8.7 5.2 192.5 46.1

IPN 260 41.8 0.418 260 113 9.4 14.1 9.4 5.6 208.9 53.3

IPN 280 47.9 0.479 280 119 10.1 15.2 10.1 6.1 225.1 61

IPN 300 54.2 0.542 300 125 10.8 16.2 10.8 6.5 214.6 69

IPN 320 61 0.61 320 131 11.5 17.3 11.5 6.9 257.9 77.7

IPN 340 68.1 0.681 340 137 12.2 18.3 12.2 7.3 274.3 86.7

IPN 360 76.1 0.761 360 143 13 19.5 13 7.8 290.2 97

IPN 380 84 0.84 380 149 13.7 20.5 13.7 8.2 306.7 107

IPN 400 92.6 0.926 400 155 14.4 21.6 14.4 8.6 322.9 118

IPN 450 115.4 1.154 450 170 16.2 24.3 16.2 9.7 363.6 147

IPN 500 140.5 1.405 500 185 18 27 18 10.8 204.6 179

IPN 550 166.4 1.664 550 200 19 30 19 11.9 445.6 212

IPN 600 199.4 1.994 600 215 21.6 32 21.6 13 485 254

(CONDUVEN ECO load and resistance factor design L.R.F.D)


Los tubos estructurales o perfiles tubulares (denominados también HSS;

Hollow Structural Sections a nivel internacional), son fabricados bajo la norma

americana ASTM A 500/A 500M – 07 en grados A, B y C. Las propiedades

mecánicas de estos perfiles están dadas en la tabla 2.4 (Perfil cuadrado figura 2.7)

y en tabla 2.5 (Perfil rectangular figura 2.8)

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48

Figura 2.7. Sección perfil cuadrado (CONDUVEN ECO ASTM-500 “C”)

Tabla 2.4. Propiedades del perfil cuadrado

(CONDUVEN ECO load and resistance factor desingn L.R.F.D)

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49

Figura 2.8. Sección perfil rectangular (CONDUVEN ECO ASTM-500 “C”)

Tabla 2.5. Propiedades del perfil rectangular

( CONDUVEN ECO load and resistance factor desingn L.R.F.D)

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50

2.2.6. Diseño de estructuras de acero

La norma AISC 360-10 establece que el diseño de un miembro estructural

implica la selección de una sección transversal (perfil estructural) que resista con

seguridad y económicamente las cargas aplicadas. La economía significa

usualmente peso mínimo, es decir, una cantidad mínima de acero. Esta cantidad

corresponde a la sección transversal con el menor peso por metro, que es aquella

con la menor área. Aunque otras consideraciones, como la facilidad de

construcción, pueden ultimadamente afectar la selección del tamaño de un

miembro, el proceso comienza con la selección del perfil más ligero que cumpla la

función deseada una vez establecido este objetivo, el ingeniero debe decidir cómo

hacerlo con seguridad, que es donde entran en juego los diferentes enfoques de

diseño. Existen tres enfoques de diseño diferentes:

2.2.6.1. Diseño por esfuerzo permisible

Igualmente, la norma AISC 360-10, establece que un miembro se

selecciona de manera que tenga propiedades transversales como área y momento

de inercia suficientemente grandes para prevenir que el esfuerzo máximo exceda

un esfuerzo permisible. Este esfuerzo permisible estará en el rango elástico del

material y será menor que el esfuerzo de fluencia Fy (un valor típico podría ser 0.6

Fy). El esfuerzo permisible se obtiene dividiendo el esfuerzo de fluencia Fy o bien

la resistencia última de tensión Fu entre un factor de seguridad. Este enfoque de

diseño se llama también diseño elástico o diseño por esfuerzo de trabajo. Los

esfuerzos de trabajo son aquellos que resultan de las cargas de trabajo, se

conocen también como cargas de servicio.

2.2.6.2. Diseño plástico

Según la norma AISC 360-10 el diseño plástico se basa en una

consideración de las condiciones de falla en vez de consideraciones de la carga

de trabajo. Un miembro se selecciona usando el criterio de que la estructura fallará

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51

bajo una carga considerablemente mayor que la carga de trabajo. La falla en este

contexto significa el colapso o deformaciones extremadamente grandes. Se usa el

término plástico porque en la falla, las partes del miembro estarán sometidas a

deformaciones muy grandes que introducen al miembro en el rango plástico.

Como las cargas reales serán inferiores a las cargas de falla por un factor de

seguridad conocido como factor de carga, los miembros diseñados de esta

manera no son inseguros, a pesar de ser diseñados con base en lo que sucede en

la falla.

- Diseño por factores de carga y resistencia (LRFD)

Es similar al diseño plástico en tanto que se considera la resistencia o la

condición de falla. Los factores de cargas se aplican a las cargas de servicio y se

selecciona un miembro que tenga suficiente resistencia frente a las cargas

factorizadas. Además, la resistencia teórica del miembro es reducida por la

aplicación de un factor de resistencia (Segui, 2000).

Según Urdaneta (1998), en toda estructura (sin importar el tipo de material)

se hace necesario tomar encuenta las cargas de diseño ya que son todas las

causas capaces de deformar las estructuras, éstas pueden ser: cargas verticales y

cargas horizontales.

Entre las cargas que soportan las estructuras están las cargas muertas,

cargas vivas y cargas horizontales. Las dos primeras fueron explicadas con

anterioridad, en cuanto a las cargas horizontales, se cuentan entre ellas la carga

de los vientos, carga de sismo, empuje de tierras en muros, entre otras.

En este sentido, Segui (2000) afirma que toda estructura debe ser diseñada

para resistir las cargas originadas por el viento; la norma establece que deben

resistir la acción del viento por lo menos dos (2) direcciones ortogonales

principales. La consideración de las cargas de viento es muy importante sobre

todo en estructuras a construirse en zonas donde la velocidad del viento es muy

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52

grande, en el caso de ser estructuras muy livianas con grandes superficies

expuestas, o con relaciones de esbeltez considerables, siendo este caso de las

estructuras metálicas.

La acción del viento se considera de forma horizontal y actuando en

cualquier dirección.

q= 0.0625 x V2 (Ec. 2.2)

Dónde:

q= Presión dinámica del viento (kg/m2)

V= Velocidad del viento (m/s)

Cuando sea necesario el uso de las cargas de viento para el diseño de una

estructura, esta debe ser combinada con las cargas de gravedad, incrementando

los coeficientes de trabajo en un 30% o tomando como solicitaciones de diseño el

75% de los valores originados por las combinaciones de carga. Como es de

suponer el diseño definitivo se efectuará tomando los valores más desfavorables

al comparar éste estado de combinación, con el inicial de cargas básicas de

gravedad, o cualquier otro estado que se debe considerar. (Segui, 2000)

Las observaciones directas realizadas en Venezuela, permiten tomar los

siguientes valores de velocidades del viento expuestos en la tabla 2.6.

Tabla 2.6. Velocidades del viento

Ciudad Velocidad delviento(m/s)*

Barcelona 25Barquisimeto 34

Caracas 20Ciudad Bolívar 35

Coro 63Cumaná 47

Maracaibo 31

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53

Tabla 2.6. Continuación

Ciudad Velocidad delviento(m/s)*

Maracay 14Mérida 21

Puert Cabello 43San Tomé Guayana 30

Valencia 28(Colegio de Ingenieros de Venezuela, 1972)

* Estas velocidades promedios son válidas para alturas aproximadas de 10m

Para la determinación de la presión del viento puede ser tomada la

velocidad correspondiente a la altura total considerándose la presión uniforme en

toda la estructura, sin embargo cuando la altura sea mayor de 25 m, la presión se

tomará uniforme hasta los 25 m de acuerdo a su valor correspondiente de

velocidad, y a partir de allí con variación lineal hasta el valor correspondiente a la

altura máxima.

En cuanto a la transmisión de las cargas, éstas deben transmitirse a través

de los elementos de acuerdo a la forma como están dispuestos, es decir, cada

elemento se diseñará con la carga de su peso propio más la reacción de los

elementos que esté soportando.

Conocer el concepto del factor de seguridad es básico en el diseño, sobre

todo cuando se tiende en la búsqueda de soluciones a manejar diversos criterios,

lo más importante es obtener estructuras seguras y económicos, objetivos básicos

de cualquier diseño estructural y a lo que habría que añadir la funcionabilidad por

lo que los factores de carga son mayorados logrando un factor de seguridad

(Tabla 2.7).

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54

Tabla 2.7. Factores de mayoración

2.2.6.4. Diseño de vigas y correas a flexión pura

Según Urdaneta (1998), la flexión pura se refiere a la flexión de un

elemento bajo la acción de un momento flexionante constante. Cuando un

elemento se encuentra sometido a flexión pura, los esfuerzos cortantes sobre él

son cero, expresando que:

En general deben ser utilizadas secciones simples que cumplan lassiguientes condiciones:a) Que el centro geométrico de la sección coincida con el centro derigidez (centro de corte), lo que prácticamente obliga a la utilización desecciones que posean 2 ejes de simetría como son las I o H. de estaforma se eliminan posibles momentos torsionales que complicarían eldiseño. Es utilizada como correa (viga de apoyo de la cubierta de lascerchas), el perfil U por la facilidad que presenta para sujetar de elloslas láminas de la cubierta. Originándose entonces, momentostorsionales.Ese efecto será considerado únicamente para definir el esfuerzopermisible a la sección, tomando en cuenta la gran resistencia al corteque genera el acero en relación al resto de los esfuerzos quenormalmente se originan en la sección.b) Secciones que posean momentos de inercia altas por lo menos conrespecto a un eje principal. (p.34)

La norma AISC establece que un diseño de elementos sometidos a flexión

deben cumplir con lo siguiente:

Tipo de carga Factor de mayoración

Cargas muertas 1.2 - 1.4

Cargas de uso 1.6

cargas de viento 1.3

Efectos de sismo 1.5

(ANSI / AISC 2010)

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55

Esfuerzo permisible a la sección:

F= 0.6Fy (Ec. 2.3)

Esfuerzo permisible al corte:

F=0.4Fy (Ec. 2.4)

Lo cual da valores para el acero A-36 de:

Ff=1.500 kg/cm2 (Flexión)

Ff=1.000 kg/cm2 (Corte)

Para las vigas y correas se utiliza el dimensionamiento por el método de los

estados límites. Las cargas de diseño para las correas vienen dadas por el manual

de instalación TERNIUM losacero y acciones mínimas COVENIN (2002)

especificadas en la tabla 2.2.

2.2.6.5 Cargas uniformemente distribuida

De acuerdo con la norma COVENIN 1618-98, luego de fijar la separación

entre correa, se procede a trasformar las cargas por unidad de áreas muertas y

vivas en cargas uniformemente distribuidas por unidad de longitud de correa:

WD = Cp x L (Ec. 2.5)

WL = Cv x L (Ec. 2.6)

Dónde:

Cp: Carga permanente.

Cv: Carga variable.

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56

2.2.6.6. Peso estimado de arranque de correa

Así mismo la norma plantea que se estime el momento máximo actuante

sobre las correas, luego se procede a determinar el módulo de sección:

Mu max (-) = (1,2 x WD + 1,6 x WL)L2 / 10 (Ec. 2.7)

Sx-requerido = (Mu max (-) *100 / Fy) (Ec. 2.8)

Para el uso de los esfuerzos de flexión incrementados deben cumplirse los

siguientes requisitos:

- Que la sección sea compacta

Para la norma COVENIN 1618-98, la sección es compacta cuando puede

soportar los esfuerzos que está sometida sin fallar localmente ninguna de sus

partes.

Para que una sección sea compacta debe cumplirse que la base entre el

espesor del ala debe ser menor o igual a 16 y que la altura del perfil entre el

espesor del alma sea menor a 70.

No estar solicitado el elemento más que por flexión. Es decir, no estar

sufriendo solicitaciones diferentes, como momentos torsionales.

- Que el elemento esté suficientemente arriostrado lateralmente

Se dice que una sección está suficientemente arriostrada lateralmente

cuando su pandeo lateral debido a las cargas de compresión por flexión está

restringido. Para que una sección este suficientemente arriostrada lateralmente se

debe cumplir que Lo/b ≤ 13 y que (Loh/Af ≤ 540) donde:

Lo= la longitud libre sin arriostrar

b= la base del perfil

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57

h= la altura del perfil

Af= el área del ala a compresión (b x t).

Si el elemento no cumple con alguno de estos requisitos, es decir, no se

considera soportado lateralmente o que la sección del perfil no sea

suficientemente compacta se debe considerar:

Si la sección no es compacta pero está suficientemente arriostrada

lateralmente entonces el valor del esfuerzo admisible será:

Fb = 0,6 x Fy (Ec. 2.9)

Si la sección esta compacta pero no suficientemente arriostrada

lateralmente entonces el valor del esfuerzo admisible estará dado por:

Fb = 8,4E105 x Cb / lo x (h/Af) (Ec. 2.10)

Dónde:

Cb= Coeficiente que corrige las ecuaciones debido a las condiciones de

apoyo, y que se calcula mediante la siguiente expresión.

Cb=1,75+1,05 + 0,3 ² (Ec. 2.11)

Donde:

M1 = es el momento actuante menor en los extremos de los elementos.

M2 = es el momento actuante mayor en los extremos de los elementos.

Cuando el valor del momento en el tramo del elemento sea mayor que

alguno de ellos se tomara Cb = 1.

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58

- Esfuerzos cortantes

Según la norma AISC 360-10 el esfuerzo de corte puede ser calculado

como esfuerzo cortante promedio.

Esfuerzo= V / Área del alma (Ec. 2.12)

Dónde:

Área del alma = viene dada por (hxd).

Vu act = Vu act viga + Vu act Pp (Ec. 2.13)

Vact ≤ Vadmcorte = 0,40 x Fy (Ec. 2.14)

- Secciones tubulares

Así mismo la misma norma índica que cuando se utilizan secciones

tubulares las normas de diseño para elemento a flexión consideran:

Sección circular:

Esfuerzo actuante= V / (1/2 x área) (Ec. 2.15)

Sección rectangular:

Esfuerzo actuante = V / 2ht (Ec. 2.16)

2.2.7. Columna de acero estructural

- Diseño de elemento a compresión

La norma AISC 360-10 señala que los elementos a compresión son los que

soportan fuerzas axiales que tienden a producir el acortamiento de sus fibras en el

sentido longitudinal. Cuando la solicitación es compresión pura, se conocen por

puntales, mientras que las columnas son miembros que soportan compresión con

igual solicitación pero pueden además resistir corte, flexión y torsión.

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59

Constituyen elementos básicos en la mayoría de las estructuras y su

resistencia depende fundamentalmente de la esbeltez, de la calidad de acero

utilizado y de su forma de apoyo.

La norma AISC indica que la esbeltez máxima es igual a doscientos (200).

La cual debe ser determinada en función de la longitud, la longitud efectiva del

pandeo y el radio de giro mínimo de la sección. Para determinar ésta es necesario

definir el factor K, lo cual es muy sencillo si se trata de elementos sometidos a

compresión, cuyos vínculos externos no pueden sufrir desplazamientos, es decir

que sean fijos. En el caso de elementos no fijos, es necesario considerar los

posibles desplazamientos y rotaciones de los mismos. El AISC recomienda

determinar el valor de K de acuerdo a la tabla 2.8.

Tabla 2.8. Longitudes efectivas para miembros principales

(McCormac, 2002)

Sin embargo, en la práctica a no ser que se establezcan condiciones

especiales, arriostrando los elementos o que se traten de vínculos en terreno

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60

natural, no se puede garantizar que los vínculos no sean susceptibles a

desplazamientos, por lo que el valor del factor K, debe ser determinado en función

de la rigidez a la flexión de los elementos que llegan al nodo.

2.2.8. Predimensionamiento de las columnas

El pre-dimensionado de columnas consiste en determinar las dimensiones

que sean capaces de resistir la compresión que se aplica sobre el elemento así

como una flexión que aparece en el diseño debido a diversos factores. Cabe

destacar que la resistencia de la columna disminuye debido a efectos de

geometría, lo cuales influyen en el tipo de falla.

El efecto geométrico de la columna se denomina esbeltez y es un factor

importante, ya que la forma de falla depende de la esbeltez, para la columna poco

esbelta la falla es por aplastamiento y este tipo se denomina columna corta, los

elementos más esbeltos se denominan columna larga y la falla es por pandeo. La

columna intermedia es donde la falla es por una combinación de aplastamiento y

pandeo. Además, los momentos flectores que forman parte del diseño de columna

disminuyen la resistencia del elemento tipo columna. (Nilson-Winter, 1999).

- Longitud efectiva

La norma COVENIN 1618-98 establece que los miembros comprimidos se

diseñarán a partir de su longitud efectiva KL, definida como el producto del factor

de longitud efectiva, k, y la longitud no arriostrada lateralmente, L. A menos que en

esta norma se especifique de otra manera, la longitud no arriostrada, L, se tomará

como la longitud del miembro comprimido entre los centroides de los miembros

que lo restringen. La longitud no arriostrada puede ser diferente para cada uno de

los ejes del miembro comprimido. En la base de las edificaciones de múltiples

entrepisos, L se tomará como la distancia entre el tope de la plancha base al

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61

centro de los miembros que restringen a la columna en el nivel inmediatamente

superior.

- Factor de longitud efectiva en pórticos de desplazabilidad impedida

Así también la norma refiere que en los pórticos donde la estabilidad lateral

se suministra por medio de una adecuada vinculación a un arriostramiento

diagonal, a muros estructurales, a una estructura adyacente con suficiente

estabilidad lateral, a entrepisos o cubiertas de techos sujetos horizontalmente

mediante muros o sistemas de arriostramientos paralelos al plano del pórtico, así

como en las celosías, el factor de longitud efectiva, k, para los miembros

comprimidos se tomará igual a 1.0, a menos que un análisis más preciso

demuestre que se puede utilizar un valor menor.

- Factor de longitud efectiva en pórticos de desplazabilidad permitida

En los pórticos donde la estabilidad lateral depende de la rigidez a flexión

de las vigas y columnas rígidamente conectadas, la longitud efectiva kL de los

miembros comprimidos determinada mediante métodos analíticos no será inferior

a la longitud no arriostrada real.

- Relación de esbeltez

Para la norma COVENIN 1618-98, la relación entre la longitud efectiva de

un miembro comprimido normalmente respecto al radio de giro, ambos referidos al

mismo eje de flexión, se denomina relación de esbeltez.

En la relación de esbeltez de un miembro comprimido normalmente, la

longitud se tomará como su longitud efectiva kL y r como el correspondiente radio

de giro. Las relaciones de esbeltez de los miembros comprimidos no excederán,

preferiblemente de 200, salvo las restricciones de esbeltez establecidas para las

columnas en conexiones no soportadas lateralmente.

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62

λ= K x L / rg (Ec. 2.17)

Dónde:

λ = Esbeltez de diseño.

K = Constante que depende de la condición de apoyo.

L = Longitud real.

rg = radio de giro menor.

El esfuerzo permisible a la compresión debe ser calculada en base a las

siguientes ecuaciones:

Si λ≤CCFc= 1- 12

(Ec. 2.18)

Si λ≥CCF´c=10475000λ²

(Ec. 2.19)

Dónde:

Cc = Esbeltez límite = π (Ec. 2.20)

Fc = Esfuerzo permisible a la compresión.

Fy = Esfuerzo de fluencia del acero.

Fs = Factor de seguridad

Fs = + λ − λ(Ec. 2.21)

E = Módulo de elasticidad del acero.

- Diseño de elementos a flexo- compresión

Para esta combinación de cargas el AISC establece:

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63

Si (P/A)/Fc ≤ 0,15

Debe cumplirse que: / + /≤1 (Ec. 2.22)

Dónde:

Fcadm = esfuerzo permisible por compresión.

Fb (columnas) = 0.66 x Fy= 2320 (tubular)

Es de notar que este caso es tratado como el de la flexo tracción debido a

que evidentemente la carga axial de compresión es muy pequeña, por lo que su

efecto por pandeo también lo es; y:

Si (P/A)/Fc ≥ 0,15 (Ec. 2.23)

Debe cumplirse: / + /≤ 1 (Ec. 2.24)

En donde los términos son ya conocidos en excepción de que es el factor

de ampliación, y se obtiene mediante la expresión:

S = (Ec. 2.25)

Cm: factor minorante de S, y debe ser S ≤ 1

Según Urdaneta (1998), concluye que: “la inclusión de Cm es en valor de S,

parece contradictoria ya que disminuye su valor por lo que, conservadoramente

puede usarse igual a 1. Este factor Cm fue incluido por el AISC debido a que el

DERECHOS RESERVADOS

64

valor de S en muchas ocasiones resulta demasiado grande. El factor Cm es

calculado de la forma siguiente:

Para elementos sometidos a carga axial y momentos aplicados en sus

extremos (columnas con momentos).

Cm= 0,6 ± 0,4 ≥ 0,4 (Ec. 2.26)

Debe tomarse el signo positivo cuando los momentos no produzcan punto

de inflexión en la elástica del elemento (curvatura simples) y signo negativo

cuando las produzcan (curvatura dobles). Cuando alguno de los momentos sea

nulo se debe tomar Cm= 0,85 como valor promedio.

Para elementos sometidos a carga axial de compresión y carga de

compresión (vigas con carga axial de compresión).

Cm= 1- Po / Fcadm x S (Ec. 2.27)

Los valores de S dependen del tipo de carga de flexión y de los vínculos

extremos del elemento.

- Conexiones viga –columna no arriostradas lateralmente

La norma COVENIN 1618-98 refiere que las columnas con conexiones viga-

columna sin soporte lateral en la dirección transversal al del pórtico sísmico, se

diseñarán utilizando la distancia entre los soportes laterales adyacentes como la

altura de la columna para efectos del pandeo en dicha dirección. El diseño se

realizará siguiendo los pasos anteriormente descritos, excepto que:

La solicitación mayorada sobre la columna se calculará para la hipótesis de

la ecuación 2.28, siendo la acción sísmica S el menor valor entre:

1.2 CP + γ CV ± S (Ec. 2.28)

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65

La fuerza sísmica amplificada Ωo SH, donde SH representa componente

horizontal de la acción sísmica S.

De igual manera la norma específica que ciento veinticinco por ciento

(125%) la resistencia minorada del pórtico, calculada como la resistencia minorada

a flexión de la viga o la resistencia minorada a corte de la zona del panel. Para

estas columnas, la relación de esbeltez L/r no excederá de 60.

En dirección transversal al pórtico sísmico, el momento mayorado en la

columna deberá incluir el momento causado por la fuerza en el ala de la viga,

como se especifica en el siguiente párrafo de la norma:

El soporte lateral de cada ala de columna se diseñará para una solicitación

mayorada igual al dos por ciento (2%) de la resistencia teórica del ala de la viga

(Fy, bf, tf). Más el momento de segundo orden que resulta del desplazamiento del

ala de la columna.

- Estabilidad de pórticos arriostrados

Según la norma COVENIN 1618 – 98, En celosías y pórticos donde la

estabilidad lateral se suministra por medio de una adecuada vinculación a un

arriostramiento diagonal, muros estructurales u otros medios equivalentes, el

factor de longitud efectiva k para los miembros comprimidos se tomará como la

unidad, a menos que un análisis estructural demuestre que se puede utilizar un

valor menor.

El sistema de arriostramiento vertical para pórticos arriostrados de múltiples

entrepisos será determinado por un análisis estructural que demuestre que es

adecuado para prevenir el pandeo de la estructura y mantener su estabilidad

lateral, incluyendo los efectos de volcamiento producidos por la acción del viento o

del sismo.

Los muros estructurales externos e internos paralelos al plano del

arriostramiento, las losas de piso y las cubiertas de techo adecuadamente

DERECHOS RESERVADOS

66

asegurados a los pórticos estructurales podrán considerarse que funcionan

acopladamente con el sistema de arriostramiento vertical para pórticos de

múltiples entrepisos. Las columnas, las vigas y las diagonales, que forman parte

del sistema de arriostramiento vertical, pueden modelarse a los efectos del análisis

de pandeo de los pórticos y de inestabilidad lateral como una celosía simplemente

conectada en voladizo vertical. En el análisis de estabilidad lateral deberá incluirse

la deformación axial de todos los miembros del sistema de arriostramiento vertical

en las estructuras diseñadas a partir de un análisis plástico, la fuerza normal en

los miembros debida a las cargas verticales y horizontales mayoradas no

excederá 0.85xφcxAxFy. Las vigas incluidas en el sistema de arriostramiento

vertical de los pórticos de múltiples entrepisos deberán diseñarse para la carga

normal y el momento causados por las cargas horizontales y verticales

mayoradas.

- Pórticos no arriostrados

Igualmente la misma norma establece que, donde la estabilidad lateral

depende de la rigidez a la flexión de las vigas y las columnas rígidamente

conectadas, el factor de longitud efectiva k de los miembros comprimidos se

determinará por medio de un análisis estructural. Los efectos desestabilizantes de

las cargas verticales sobre las columnas simplemente conectadas a los pórticos y

que no suministran resistencia a las cargas laterales deberán ser incluidas en el

diseño de las columnas del pórtico. Se permitirán reducciones de las rigideces

debido a inelasticidad en las columnas.

El análisis de las solicitaciones mayoradas en los pórticos de varios

entrepisos deberá incluir los efectos de inestabilidad de los pórticos y la

deformación axial de las columnas bajo las cargas mayoradas. En las estructuras

diseñadas a partir de un análisis plástico, la fuerza normal en las columnas debida

a las cargas verticales y horizontales mayoradas no excederá 0.75xφcxAxFy.

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67

- Arriostramientos

Así, los pórticos cuya estabilidad lateral dependa de arriostramientos

diagonales, muros estructurales o medios equivalentes, deberán satisfacer los

requisitos mínimos de resistencia y rigidez, tomando en cuenta las fuerzas

laterales y derivas producidas por las solicitaciones laterales debidas, así mismo,

viento o cualquier otra fuente. Las demandas de resistencia y rigidez aquí

definidas podrán ser sustituidas por un análisis de segundo orden que incluya el

desaplomado inicial de la estructura.

Resistencia a los cortes mayorados del piso o panel de arriostramiento:

Nbr = 0.004 Σ Nu (Ec. 2.29)

Rigidez al corte del piso o panel de arriostramiento:

LNβbr = (Ec. 2.30)

Dónde:

Σ Nu = Sumatoria de las fuerzas normales en el piso o panel de arriostramiento

soportado por los arriostramientos.

L = Altura de entrepiso o espacio del panel.

φ = 0.75.

- Longitud no arriostrada para diseño por análisis plástico

Según el Artículo 16.112 de la norma COVENIN 1618-98, se permitirá el

diseño por análisis plástico de las vigas de sección compacta flectadas alrededor

de su eje de mayor inercia cuando la distancia lateral no soportada del ala

comprimida (Lb) desde las secciones arriostradas donde se forman las rótulas

plásticas asociadas al mecanismo de falla a otras secciones adyacentes

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68

arriostradas similarmente, no exceda el valor de Lpd, determinado por las

ecuaciones 2.31 o 2.32:

Para miembros en forma de I con uno o dos ejes de simetría, y cuya ala

comprimida sea igual o mayor que el ala traccionada (incluyendo miembros

híbridos) cargados en el plano del alma.

Lpd = 0.12 + 0.074 EFy

ry (Ec. 2.31)

Dónde:

Fy = Tensión cedente mínima especificada del ala comprimida.

M1 = El menor de los momentos que actúan en los extremos del tramo no

arriostrado lateralmente de una viga.

Lb = Distancia entre secciones trasversales arriostradas contra desplazamientos

laterales del ala comprimida o desplazamientos torsionales de la sección

transversal.

M2 = El mayor de los momentos que actúan en los extremos del tramo no

arriostrado lateralmente de una viga.

M1 / M2 = Es positivo cuando los momentos causan doble curvatura y negativo

cuando la curvatura es simple.

ry = Radio de giro con respecto al eje menor de la sección.

Para barras rectangulares sólidas o vigas cajón simétricas pd y ry

Lpd = 0.17 + 0.10 EFy

ry≥ 0.10 EFy

ry (Ec. 2.32)

Las limitaciones del valor de Lb no tienen que cumplirse en los miembros

flexionados alrededor de su eje de menor momento de inercia ni en las secciones

cerradas.

DERECHOS RESERVADOS

69

- Requisitos sismorresistentes

En las columnas de los sistemas resistentes a sismos cuando Nu / φcNt>

0.4 se cumplirá con los siguientes requisitos:

La solicitación mayorada de compresión normal, en ausencia de cualquier

momento aplicado, se determinarán de la combinación de acciones.

1.2 CM + γCV ± Ωo SH (Ec. 2.33)

La solicitación mayorada a tracción normal, en ausencia de cualquier

momento aplicado, se determinará de la combinación de acciones.

0.9 CM ± Ωo SH (Ec. 2.34)

Dónde:

SH = Componente horizontal de la acción sísmica.

Ωo = Factor de sobrerresistencia del sistema estructural resistente a sismos.

El factor de sobrerresistencia del sistema estructural resistente a sismos,

Ωo, tanto para las estructuras de acero como para las estructuras mixtas acero –

concreto que cumplan con los requisitos sismorresistentes de la norma AISC,

serán los siguientes:

Todos los sistemas aporticados, Ωo = 3.

Pórticos con diagonales excéntricas y sistemas con muros estructurales, Ωo=2.5.

Todos los otros sistemas que cumplen con los requisitos, Ωo= 2.’

Las solicitaciones mayoradas calculadas en las ecuaciones 2.33 y 2.34 no

excederán ninguno de los siguientes valores:

DERECHOS RESERVADOS

70

- La máxima carga transferida a la columna considerando 1.1 Ry veces la

resistencia teórica de la viga conectada o de los miembros de arriostramiento de la

estructura.

- El valor límite determinado por la capacidad del sistema de fundación para

resistir el levantamiento por volcamiento.

2.2.8. Acero de refuerzo

Según la norma COVENIN-MINDUR 1753-1987, el refuerzo deberá estar

constituido por armaduras de barras estriadas con la salvedad que barras lisas

pueden ser usadas como refuerzo helicoidal, o como refuerzo transversal en

columnas. Se puede usar refuerzo en forma de perfiles de acero estructural o

tubos de acero como se especifica en otras normas. En la tabla 2.9 se indican las

especificaciones de las barras de refuerzo:

Tabla 2.9. Características de las barras de refuerzo

(FONDONORMA 1753-2006)

DERECHOS RESERVADOS

71

2.2.9. Predimensionamiento de las columnas

El pre-dimensionado de columnas consiste en determinar las dimensiones

que sean capaces de resistir la compresión que se aplica sobre el elemento así

como una flexión que aparece en el diseño debido a diversos factores. Cabe

destacar que la resistencia de la columna disminuye debido a efectos de

geometría, lo cuales influyen en el tipo de falla.

El efecto geométrico de la columna se denomina esbeltez y es un factor

importante, ya que la forma de falla depende de la esbeltez, para la columna poco

esbelta la falla es por aplastamiento y este tipo se denomina columna corta, los

elementos más esbeltos se denominan columna larga y la falla es por pandeo. La

columna intermedia es donde la falla es por una combinación de aplastamiento y

pandeo. Además, los momentos flectores que forman parte del diseño de columna

disminuyen la resistencia del elemento tipo columna. (Nilson-Winter, 1999).

2.2.10. Columnas compuestas

Las columnas compuestas son una combinación de las columnas de

concreto y las de acero, las cuales reúnen las ventaja de ambos tipos de

columnas. Las columnas compuestas tienen una mayor ductilidad que las de

concreto y se pueden construir uniones siguiendo las técnicas de la construcción

de acero.

Estas columnas se pueden emplear en edificaciones donde las cargas

axiales a soportar por la estructura son de gran magnitud, con la finalidad de

obtener secciones transversales reducidas. Con la alternativa de ser prefabricadas

o al menos prepararse en el taller, los tiempos de construcción son menores que

una construcción en concreto de un edificio, una ventaja de las columnas

compuestas es su resistencia a las altas temperaturas.

DERECHOS RESERVADOS

72

2.2.10.1. Tipos de Columnas compuestas

Según Silva (2007), para comprender las condiciones y potenciales criterios

de empleo, se establece una clasificación de las columnas compuestas, en los

cuatro siguientes grupos: Rellenas, recubiertas, Abiertas, Hibridas.

- Rellenas

Las columnas rellenas de concreto no solo proporcionan una capacidad de

soportar cargas mayores que las columnas de acero. En lo referente a la ductilidad

y a la capacidad de rotación, las columnas de secciones de acero rellenos de

concreto ofrecen un funcionamiento óptimo al compararlas con otros tipos de

columna compuestas. Las columnas compuestas rellenas tienen la ventaja de no

precisar un encofrado adicional para el vaciado de concreto. Se pueden observar

las secciones más utilizadas en la figura 2.9:

Figura 2.9 Columnas compuestas rellenas

- Recubiertas

Para la seccion de acero son adecuados tanto perfiles laminados I, chapas

o barras, las secciones en I pueden ser recubiertas parcial o completamente con

concreto, como estan planteadas en la figura 2.10. En algunos casos las

secciones metalicas son compactas, y en otras, esbeltas, sus piezas estan unidas

por presillas o celosias. Son considerados para ambientes agresivos.

DERECHOS RESERVADOS

73

Figura 2.10 Columnas compuestas recubiertas

- Abiertas

Este tipo de elementos son empleados para casos industriales, o para

soportar fuertes cargas laterales, se emplean perfiles metálicos muy diferentes

unidos por presillas o celosías, que vienen a completar en las zonas de huecos

entre piezas metálicas con el relleno de concreto. Como ejemplos se tienen las

siguientes secciones en la figura 2.11.

Figura 2.11. Columnas compuestas abiertas

- Hibridas

Son convenientes cuando se soportan al mismo tiempo flexiones

importantes y fuertes cargas localizadas. Las Piezas metálicas que forman este

tipo de columnas compuestas son unidas de forma compacta, pero pueden existir

uniones auxiliares de presillas o celosías en las zonas exteriores, como se

presentan a continuación en la figura 2.12.

DERECHOS RESERVADOS

74

Figura 2.12 Columnas compuestas rellenas

2.2.10.2 Resistencia de la sección transversal frente a cargas axiales

La norma AISC-LRFD brinda la metodología para el diseño de columnas

mixtas o compuestas agregando ciertas modificaciones al diseño de columnas de

acero convencionales. El diseño de columnas compuestas comprimidas

axialmente se representa a partir de la siguiente ecuación:

ØcPn = 0.85 x Ag x Fcr (Ec. 2.35)

Aplicando las modificaciones se deben sustituir ciertos valores los cuales

son:

Ag = Área total de la sección transversal del elemento de acero estructural

(reemplaza a As). Ag =ϕ ∗β∗[ρ ∗ ρ ∗ , ∗ ′ ( ρ )] (Ec. 2.36)

Dónde:

Po: Carga Axial Actuante mayorada (Kg).

Фc = Factor de minoración de la resistencia teórica.

Β = Radio de Esbeltez.

Ρss = Cuantía de Acero asumida (%).

Fy = Esfuerzo de fluencia del acero (Kg/cm2).

DERECHOS RESERVADOS

75

F’c = Resistencia a la compresión cilíndrica del concreto (Kg/cm2).

Fyr = Esfuerzo de fluencia de acero de refuerzo (Kg/cm2).

- Rm = Radio de giro del elemento de acero estructural

Rm> 0,3 x b (Ec. 2.37)

Fy y E se sustituyen por los valores modificados Fmy y Em

Fmy= Fy + C1 x Fyr (Asr/As) + C2 x F’c (Ac/As) (Ec. 2.38)

Em = Es + C3 x Ec x (Ac / As) (Ec. 2.39)

Dónde:

Ac = Área de concreto.

Es = Módulo de elasticidad del acero.

Ec = Módulo de elasticidad del concreto.

Ec=15100√fc (Ec. 2.40)

Fy = Esfuerzo de fluencia de la sección de acero.

f’c = Esfuerzo de compresión del concreto.

C1,C2, C3 coeficientes numéricos, en el caso de secciones tubulares

rellenas de concreto: C1=1, C2=0.85

C3= min (0,4; 0,6+2* ) (Ec. 2.41)

Se halla el parámetro de esbeltez de la columna compuesta

λc =π

(Ec. 2.42)

DERECHOS RESERVADOS

76

Dónde:

λc: Esbeltez de la columna compuesta.

K*L: Longitud efectiva de la columna compuesta (cm).

rm: Radio de giro modificado (cm).

Fmy: Esfuerzo de fluencia modificado (Kg/cm2).

Em: Modulo de elasticidad modificado (Kg/cm2).

Fcr es obtenido de la siguiente manera:

Para λc < 1.5

Fcr = 0.658λ2 x Fmy (Ec. 2.43)

Para λc > 1.5

Fcr = (0.877 / λc2) Fmy (Ec. 2.44)

Con lo cual la resistencia de diseño de las columnas compuestas

comprimidas axialmente se establece por:

ØcPn = 0.85 As x Fcr (Ec. 2.45)

2.2.10.3. Carga crítica elástica

La carga crítica elástica de la columna compuesta se calcula mediante la ecuación

de pandeo de Euler:

Ne = (As x Fmy) / λc2 (Ec. 2.46)

Dónde:

Ne = Carga Critica Elástica (Kg)

As = Área transversal de acero del perfil seleccionado (cm2).

DERECHOS RESERVADOS

77

Fmy = Esfuerzo de fluencia modificado (Kg/cm2).

λc = Esbeltez de la columna compuesta.

2.2.10.4. Pandeo elástico de Euler

Según Silva (2007) el pandeo es un fenómeno de inestabilidad elástica que

puede darse en elementos comprimidos esbeltos, y que se manifiesta por la

aparición de desplazamientos importantes transversales a la dirección principal de

compresión.

El pandeo local es el que aparece en piezas o elementos aislados o que

estructuralmente pueden considerarse aislados. En este caso la magnitud de la

carga crítica viene dada según el caso por la ecuación de la carga de pandeo de

Euler:

PE=(π2El) /L2 (Ec. 2.47)

La teoría de Euler es solo válida cuando la carga de compresión da lugar a

tensiones inferiores al límite de proporcionalidad Sp.

Se = Tensión crítica correspondiente a la carga de pandeo o tensión crítica de

Euler,

Se denomina esbeltez de la pieza o esbeltez mecánica al cociente L/r.

De modo que será:

σE= = ²² = ²² (Ec. 2.48)

La ecuación de una hipérbola denominada de Euler, será:

λE=π(E/ θE)1/2 (Ec. 2.49)

DERECHOS RESERVADOS

78

El valor de la hipérbola de Euler estará limitado por el límite elástico del

acero, ya que prácticamente coincide con la tensión de fluencia de éste. A la

esbeltez correspondiente se la denomina esbeltez de Euler, que establece la

forma de fallo de la columna en cuanto que, suponiendo válidas las hipótesis

consideradas, para esbelteces inferiores a piezas cortas la tensión crítica de Euler

es superior al límite elástico, por lo tanto, el soporte fallará por aplastamiento,

mientras que si éste es inferior, se producirá por pandeo, piezas largas como se

observa en la figura 2.13.

Figura 2.13. Hipérbola de Euler (Silva, 2007)

Debido a que la fórmula de Euler es solo válida para valores de Se=Sp,

para que sea aplicable ha de ser:

Λ≥π(E/σp)1/2 (Ec. 2.50)

Los enlaces extremos de la pieza comprimida presentan una influencia muy

importante en la capacidad resistente del miembro a pandeo; en la teoría de Euler

se establece la hipótesis de que el miembro se encuentra en sus extremos

perfectamente articulado, sin rozamiento y con los desplazamientos impedidos en

DERECHOS RESERVADOS

79

la dirección perpendicular a la directriz de la barra, con estas especificaciones se

plantea la metodología propuesta.

2.2.10.5. Chequeo del pandeo local

Para verificar si una sección es compacta se debe cumplir lo siguiente:

t ≥ b (Ec. 2.51)

Dónde:

b = Ancho del perfil

t = espesor del perfil de acero

Si una sección es compacta no presenta pandeo local.

2.2.10.6. Resistencia de la sección transversal frente a flexión

La norma AISC-LRFD propone tres métodos para calcular la resistencia

nominal a la flexión de la sección transversal, los cuales son:

- La superposición de las tensiones elásticas sobre la sección compuesta,

considerando los efectos de apoyos, para el estado límite de fluencia, donde:

Øb=0.90

- La distribución de tensiones plásticas sólo en la sección de acero, para el estado

límite de fluencia, donde:

Øb=0.90

- Si existen conectores de corte y el concreto sigue los requisitos de las

limitaciones del material, la resistencia nominal a la flexión se debe calcular en

DERECHOS RESERVADOS

80

base a la distribución de tensiones plásticas en la sección compuesta o

considerando el método de compatibilidad de deformaciones, donde:

Øb=0.85

El método seleccionado fue el tercero, ya que éste toma en cuenta ambos

materiales, acero y concreto, trabajando en conjunto. Esto se debe a la existencia

de conectores de corte entre el perfil de acero y el concreto los cuales permiten la

transferencia de cargas entre ambos materiales y puedan trabajar como uno solo.

La resistencia nominal a flexión se debe calcular en base a la distribución

de tensiones plásticas en la sección compuesta.

Para calcular el momento plástico se debe tomar en cuenta el punto B del

diagrama de interacción de una columna RCFT, ese punto corresponde al instante

en que la columna no presenta carga axial asociada, por lo cual el momento

plástico obtenido se aproximaría bastante al momento nominal de diseño

requerido, como se observa en la figura 2.14.

Figura 2.14. Diagrama de interacción. (Carrasco, 2010)

Para el cálculo del momento requerido se recomienda utilizar las

ecuaciones propuestas en los estudios de León y Hajjar (2008). El procedimiento a

seguir tanto para el cálculo del punto B como los de A,E,C y D se expresan en la

fig 2.15. Como se mencionó anteriormente, al obtener el momento en el punto B

se obtiene el momento teórico.

DERECHOS RESERVADOS

81

Figura 2.15. Procedimiento para el cálculo de los puntos máximos de falla(León y Hajjar, 2008)

CAPACIDAD PLÁSTICA COLUMNA COMPUESTA

PERFIL TUBULAR RECTANGULAR

DERECHOS RESERVADOS

82

2.2.10.7. Factor de magnificación de momentos

Según la norma COVENIN 1618 - 98, el factor de mayoración de

momentos, B1, varía dependiendo del coeficiente Cmy el valor de la carga Ne que

se obtuvo anteriormente:

B1=Cm/ [1−(Nu/Ne)] ≥1 (Ec. 2.52)

Dónde:

B1: Factor de magnificación de los momentos.

Nu: Carga actuante mayorada (Kg).

Ne: Carga crítica elástica (Kg).

La norma permite adoptar en forma aproximada los valores de Cm, para

miembros solicitados por una única carga concentrada Cm=0.85.

Para el caso de cargas axiales de considerable magnitud, si:

Nu/ØcNt≥0.2 (Ec. 2.53)

Nu/ØcNt+ 8/9[(B1*Mu)/(Øb x Mn)]≤1 (Ec. 2.54)

Para el caso cuando las cargas axiales son reducidas, si:

Nu/ØcNt<0.2 (Ec. 2.55)

(Nu/2Øc x Nt) + (B1 x Mu/ Øb x Mn) ≤1 (Ec. 2.56)

Dónde:

Nu: Carga Actuante mayorada (Kg).

Фc x Nt: Resistencia de diseño de la columna (Kg).

B1: Factor de magnificación de los momentos.

DERECHOS RESERVADOS

83

Mu: Resistencia requerida a la flexión (Kg*cm).

Фb: Factor de minoración de la resistencia nominal por flexión.

Mn: Resistencia nominal a la flexión (Kg*cm).

De esta manera, si se cumple con la inecuación antes expuesta, el perfil

propuesto cumple con los requerimientos exigidos, de lo contrario no soportará las

cargas actuantes y no será capaz de resistir.

2.2.11. Clasificación de edificaciones según el uso, nivel de diseño, tipo yregularidad estructural

Se utilizan en la norma COVENIN 1756-2001 los siguientes criterios

divididos por grupos que clasifican las edificaciones según su uso, nivel de

diseño, tipo y regularidad estructural.

2.2.11.1. Grupos

La edificación deberá quedar clasificada en uno de los siguientes grupos:

Grupo A

Edificaciones que albergan instalaciones esenciales, de funcionamiento vital

en condiciones de emergencia o cuya falla pueda dar lugar a cuantiosas pérdidas

humanas o económicas, tales como, aunque no limitadas a:

- Hospitales: Tipo IV, Tipo III y Tipo II

- Edificios gubernamentales o municipales de importancia, monumentos y templos

de valor excepcional

- Edificios que contienen objetos de valor excepcional, como ciertos museos y

bibliotecas

DERECHOS RESERVADOS

84

- Estaciones de bomberos, de policía o cuarteles, centrales eléctricas,

subestaciones de alto voltaje y de telecomunicaciones. Plantas de bombeo

- Depósitos de materias toxicas o explosivas y centros que utilicen materiales

radioactivos

- Torres de control; hangares; centros de tráfico aéreo

- Edificaciones educacionales

- Edificaciones que puedan poner en peligro alguno de las de este grupo.

Grupo B1

Edificaciones de uso público o privado, densamente ocupadas, permanente

o temporalmente, tales como:

- Edificios con capacidad de ocupación de más de 3000 personas o área techada

de más de 20000

- Centros de salud no incluidos en el grupo A

- Edificaciones clasificadas en los grupos B2 o C que puedan poner en peligro las

de este grupo.

Grupo B2

Edificaciones de uso público o privado, de baja ocupación, que no excedan

los límites indicados en el grupo B1, tales como:

- Viviendas

- Edificios de apartamentos, de oficinas u hoteles

- Bancos, restaurantes, cines y teatros

- Almacenes y depósitos

DERECHOS RESERVADOS

85

- Toda edificación clasificada en el grupo C, cuyo derrumbe pueda poner en

peligro las de este grupo.

Grupo C

Construcciones no clasificables en los grupos anteriores, ni destinadas a la

habitación o al uso público y cuyo derrumbe no pueda causar daños a

edificaciones de los tres primeros grupos.

En las edificaciones del grupo C, se podrá obviar la aplicación de la norma

COVENIN 1756-2001, siempre y cuando se adopten disposiciones constructivas

que aseguren su estabilidad ante las acciones sísmicas previstas en la misma

norma. Las edificaciones que contengan áreas que pertenezcan a más de un

grupo, serán clasificadas en el grupo más exigente.

2.2.11.2. Factor de importancia

Según la clasificación de la edificación en grupos se establece un factor de

importancia, mostrados en la tabla 2.10.

Tabla 2.10. Factor de importancia

Grupo A 1.30

B1 1.15B2 1.00

(COVENIN 1756:2001)

2.2.11.3. Clasificación según el nivel de diseño

Según la norma COVENIN 1756:2001 se distinguen los siguientes niveles

de diseño que se especifican a continuación:

DERECHOS RESERVADOS

86

- Nivel de diseño 1: el diseño en zonas sísmicas no requiere la aplicación de

requisitos adicionales a los establecidos para las acciones gravitacionales.

- Nivel de diseño 2: requiere la aplicación de los requisitos adicionales para este

nivel de diseño, establecidos en las normas COVENIN-MINDUR.

- Nivel de diseño 3: requiere de todos los requisitos adicionales para el diseño en

zonas sísmicas establecidos en las normas COVENIN-MINDUR.

2.2.11.4. Niveles de diseño requeridos

En el detallado de elementos que formen parte de estructuras irregulares,

independientemente de la zona sísmica, se aplicará ND3 en los siguientes casos:

primero donde excepcionalmente se presenten irregularidades, y segundo en los

sistemas tipo I de redundancia limitada, tales como: edificios con menos de tres

líneas resistentes en una de sus direcciones y edificios con columnas

discontinuas. Los niveles de diseño según la zona sísmica y las áreas donde se

extiende el nivel de diseño ND3, son mostrados en la tabla 2.11.

Tabla 2.11. Niveles de diseño

(COVENIN 1756:2001)

(*) Válido para edificaciones de hasta 10 pisos ó 30 de altura.

(**) Cálido para edificaciones de hasta 2 pisos u 8m de altura.

GRUPOZONA SISMICA

1 y 2 3 y 4 5,6 y 7

A;B1ND2ND3 ND3 ND3

B2

ND1 (*)ND2ND3

ND2 (*)ND3

ND2 (**)ND3

DERECHOS RESERVADOS

87

2.2.12. Desplazamientos laterales totales

Para la aplicación de la norma COVENIN 1756-01 el desplazamiento lateral

total de nivel i, Δl en cada plano resistente (pórticos, muros, etc.) se calculará

mayorando el desplazamientos elástico Δ El por 0.8 R.∆I = 0.8 ∗ R ∗ ∆E (Ec. 2.57)

Dónde:

R= Factor de reducción de respuesta

ΔE l = Desplazamientos lateral del nivel i calculado para las fuerzas de diseño

suponiendo que la estructura se comporta elásticamente, incluyendo los efectos

traslacionales de torsión en planta y P-Δ.

2.2.12.1. Deriva

La deriva de las estructuras debida a las acciones del viento o del sismo no

deberá perjudicar la estabilidad de la estructura, causar colisiones con estructuras

adyacentes ni exceder los valores límites especificados en la Norma COVENIN –

MINDUR 1756-98 Edificaciones Sismorresistentes.

Se denomina deriva (δi) a la deferencia de los desplazamientos laterales

totales entre dos niveles consecutivos.σi = ∆i − ∆l − 1 (Ec .2.58)

2.2.12.2. Control de Derivas

Los valores límites de derivas se pueden apreciar en la tabla 2.12 y su

control se debe a ciertos motivos:

- Limitar los daños en los elementos no estructurales, escaleras, juntas y otros

elementos como consecuencia de desplazamientos laterales excesivos.

DERECHOS RESERVADOS

88

- Los límites establecidos para los desplazamientos están fundamentalmente

orientados a reducir los daños excesivos y para la protección de vidas.

- Evitar que se excedan las capacidades de deformación inelástica de los

miembros, asociadas al detallado usual de refuerzo.

Tabla 2.12. Valores Límites

TIPO Y DISPOSICIÓN DELOS ELEMENTOS

NO ESTRUCTURALES

EDIFICACIONES

GRUPO A GRUPO B1 GRUPO B2

Susceptibles de sufrirdaños por deformaciones

de la estructura. 0.012 0.015 0.018

No susceptibles de sufrirdaños por deformaciones

de la estructura. 0.016 0.020 0.024

(Norma COVENIN 1756-2001)

2.2.13. ETABS V.13.0

ETABS es una propuesta especial de un programa de diseño y análisis

estructural complejo, pero fácil de usar y está estructurado para desarrollar

sistemas de edificaciones. Esta versión posee para su manejo un interfaz gráfico

sencillo de apreciar y aprender, tiene un alcance para el diseño, análisis y

modelamiento de gran amplitud de estructuras. ETABS está en capacidad de

modelar edificaciones grandes y complejas, incluyendo un amplio rango de

comportamientos no lineales, que lo hacen la herramienta de opción para los

ingenieros estructurales en el ámbito de la ingeniería civil.

ETABS es un sistema sofisticado. Con su nueva facilidades de uso en

cuanto a la interfaz gráfica se utilizan métodos numéricos que son poderosos para

realizar cálculos exactos en cuanto a los requerimientos estructurales. Contiene

DERECHOS RESERVADOS

89

procedimientos de diseño y códigos internacionales que funcionan juntos desde

una base de datos comprensiva.

ETABS es un programa de análisis y diseño estructural basado en el

método de los elementos finitos especiales características para el análisis y diseño

estructural de edificaciones.

- Cálculo automático de coordenadas de centros de masas (Xm, Ym).

- Cálculo automático de coordenadas de centro de rigideces (Xt,Yt).

- Definición de diafragmas de Piso Rígidos, Semi-Rígidos y Flexibles.

- Posibilidad de cargar elementos por losas mediante sistema de piso, área,

elementos, nodos, entre otros.

- Categorías de cargas independientes, se pueden introducir cargas por grupos,

facilitando el trabajo.

- Posibilidad de introducir factores a los distintos grupos de carga.

- Definición de manera automática o manual de las características de los

materiales utilizados.

- Amplia base de datos de secciones de acero, posibilidad de crear secciones de

concreto, madera, además consta con un editor que tiene la capacidad de

modificar y crear cualquier tipo de sección, así como también crear secciones

hibridas (compuestas).

- Análisis no lineal tridimensional para dispositivos como amortiguadores o

disipadores de energía.

- Análisis sísmico estático y modal dinámico con espectros variables de diseño.

- Calculo automático de frecuencias, modos de vibrar, cortantes, aceleraciones.

- Animación de las deformaciones y modos de vibrar de la estructura.

DERECHOS RESERVADOS

90

- Interfaz avanzada que permite visualizar diferentes perspectivas de la estructura

en varias pantallas.

2.3. Términos básicos

- Acción Sísmica: Acción accidental debida a la ocurrencia de sismo, la cual

incorpora los efectos traslacionales y rotacionales respecto al eje vertical. (Norma

venezolana COVENIN 1756:2001-1).

- Acero estructural: Es un material de fabricación industrializada, lo cual asegura

un adecuado control de calidad. Este material se caracteriza por una elevada

resistencia, rigidez y ductilidad (esto es capacidad de soportar deformaciones

plásticas sin disminuir su capacidad resistente), por lo cual su uso es muy

recomendable para construcciones sismorresistentes. (Crisafulli, 2012).

- Columnas: Son elementos estructurales lineales, generalmente verticales que

soportan las vigas recibiendo cargas de ellas y de otras columnas de pisos

superiores. Su comportamiento es esencialmente a fuerza axial, sin embargo, en

estructuras aporticadas o en estructuras sometidas a fuerzas laterales, estas

trabajan a carga axial, flexión (flexo-compresión) y corte. Las cargas que estos

elementos reciben en forma concentrada, son transmitidas a todo lo largo hasta

las fundaciones en forma concentrada. (Rojas, 2006).

- Concreto estructural liviano: concreto que contiene agregado liviano cuyo peso

unitario secado al aire, determinado según lo especificado en la Norma

Venezolana 1975, no exceda de1800 kgf/m³. Un concreto liviano sin arena natural

se denomina concreto totalmente liviano, y cuyos agregados finos sean arenas de

peso normal se denomina concreto liviano con arena.

- Columna Compuesta: Una columna construida con perfiles de acero laminados

o compuestos, embebidos en concreto o con concreto colado dentro de perfiles

tubulares de acero. (McCormac, 2002).

DERECHOS RESERVADOS

91

- Deriva: Diferencia de los desplazamientos laterales totales entre dos niveles o

pisos consecutivos. (Norma venezolana COVENIN 1756:2001-1).

- Edificaciones: Es una estructura que posee diagramas, que compatibilizan los

desplazamientos horizontales de los miembros que llagan a ese nivel. (Norma

venezolana COVENIN 1756:2001-1).

- Efecto de esbeltez: Reducción de la resistencia de un miembro sometido a

compresión axial o flexo-compresión, debido a que su longitud es grande en

comparación con las dimensiones de la sección transversal. (COVENIN

1753:2006).

- Estructura de acero: se define como estructura de acero a los elementos o

conjuntos de elementos de este material que forman la parte resistente de una

construcción.

- Embebido: Absorber un cuerpo dentro de otro. Diccionario Larousse.

- Fuerza sísmica: Fuerzas externas, capaces de reproducir los valores extremos

de los desplazamientos y las solicitaciones internas causadas por la excitación

sísmica actuantes en el nivel de base. (Norma COVENIN 1756:2001-1).

- Momento: magnitud obtenida como producto vectorial del vector posición del

punto de aplicación de la fuerza con respecto al punto al cual se toma el momento

por la fuerza. Beer and Johnston (2006).

- Nivel de diseño: Es un conjunto de prescripciones normativas, asociadas a un

determinado factor de reducción de respuesta y uso de la edificación, que se

aplica en el diseño de los miembros del sistema resistente a sismos. (COVENIN

1753:2006).

- Resistencia a la Compresión: esfuerzo máximo que puede soportar un material

bajo una carga de aplastamiento. (COVENIN 1753:2006).

DERECHOS RESERVADOS

92

- Resistencia a tracción: esfuerzo máximo desarrollado en un material en un

ensayo de tracción. (COVENIN 1753:2006).

- Zona Sísmica: Zona geográfica en la cual se admite que la máxima intensidad

esperada de las acciones sísmicas, en un periodo de tiempo prefijado, es similar

en todos sus puntos, (COVENIN 1756:2001).

2.4. Sistema de variables

2.4.1. Definición nominal

Estructuras con columnas de perfil tubular cuadrado con concreto embutido

armado.

2.4.2. Definición conceptual

El área del perfil de acero estructural debe representar por lo menos el 4%

del área transversal total de la sección compuesta, ya que si es menor que lo

indicado la sección se diseñará como una columna de concreto reforzado.

2.4.3. Definición operacional

Las columnas formadas por perfiles de acero estructural embutidos en el

concreto reforzado, cuando el área del perfil de acero sea igual o mayor que el

cuatro por ciento (4%) de la sección total de la columna, se diseñaran de acuerdo

con el Capítulo 26 de la Norma COVENIN-MINDUR 1618-98 para los diferentes

Niveles de Diseño. Cuando el área del perfil de acero estructural sea menor del

cuatro por ciento (4%) del área total de la columna mixta acero – concreto, la

columna se diseñará según los requisitos de la Norma COVENIN – MINDUR 1753

Estructuras de Concreto Armado para Edificaciones. Análisis y Diseño, incluyendo

la contribución del perfil de acero a la resistencia de la columna. Las columnas de

concreto reforzado diseñadas con la Norma COVENIN – MINDUR 1753 cumplirán

con los requisitos especificados para los sistemas resistentes a sismos

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93

contemplados en el Capítulo 25.

Tabla 2.13. Operacionalización de las variables

Objetivo General: Analizar el comportamiento estructural de columnas de perfil tubular cuadrado conconcreto embutido armado.

Objetivos específicos Variable Dimensiones Indicadores

• Diseñar estructurasaporticadas de acero de tres (3)y seis (6) niveles utilizandocolumnas de perfil tubularcuadrado.

Estru

ctur

as c

on c

olum

nas

de p

erfil

tubu

lar c

uadr

ado

con

conc

reto

em

butid

o ar

mad

oEstructuras concolumnas de perfiltubular cuadrado.

-Estructura idealizada.- Solicitaciones de carga variablecargas permanente yaccidentales (sismos).-Predimensionamiento deelementos a flexión pura y flexo-compresión.

-Chequeos correspondientes

• Diseñar estructurasaporticadas de acero de tres (3)y seis (6) niveles utilizandocolumnas de perfil tubularcuadrado con concretoembutido.

Estructuras concolumnas de perfiltubular cuadradocon concretoembutido.

-Estructura idealizada.- Solicitaciones de carga variablecargas permanentes yaccidentales (sismos).-Predimensionamiento deelementos a flexión pura y flexo-compresión. -Chequeos correspondientes

• Diseñar estructurasaporticadas de acero de tres (3)y seis (6) niveles utilizandocolumnas de perfil tubularcuadrado con concreto armadoembutido.

Estructuras concolumnas de perfiltubular cuadradocon concretoembutido armado.

-Estructura idealizada- Solicitaciones de carga variablecargas permanentes yaccidentales (sismos).-Predimensionamiento deelementos a flexión pura y flexo-compresión.

-Chequeos correspondientes.

• Analizar los resultados delcomportamiento de lascolumnas obtenidas, según lanorma norteamericana AISC-LRFD (American Institute ofSteel Construction), en cuanto aldiseño de columnas tubularescuadradas con concretoembutido armado, sin armar y eldiseño de columnas tubularessin concreto respectivamente.

Comportamientoestructural decolumnas tubularescuadradas,columnas tubularescuadradas conconcreto embutidoy columnastubularescuadradas conconcreto embutidoarmado.

-Sección de acero (cm2).

-Módulo de elasticidad (kg/cm2).

-Fluencia de elemento (kg/cm2).

-Ratio.

-Desplazamiento de nodos.

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CAPITULO IIIMARCO METODOLÓGICO

A continuación se presenta el marco metodológico, donde se desarrollan las

características de la investigación, tales como tipo, diseño, población y muestra,

técnica e instrumentos para la recolección de datos y el procedimiento seguido

para cumplir con los objetivos de la investigación.

3.1. Tipo de investigación

Los estudios descriptivos buscan especificar las propiedades, las

características y los perfiles de personas, grupos, comunidades, procesos, objetos

o cualquier otro fenómeno que se someta a un análisis (Danhke, 1989).

Según Hernández, Fernández y Baptista (2006) “Los estudios descriptivos

únicamente pretenden medir o recoger información de manera independiente o

conjunta sobre los conceptos o las variables a las que se refieren, es decir, su

objetivo no es indicar como se relacionan las variables medidas”.

La investigación descriptiva no amerita la formulación de hipótesis, ya que

en esta se describen los hechos a partir de un criterio o modelo teórico definido

previamente. En este tipo de investigación se debe definir o visualizar que se

medirá y sobre qué o quiénes se recolectarán los datos.

Desde el punto de vista metodológico esta investigación fue de tipo

descriptiva, ya que el fenómeno a estudiar es el comportamiento estructural de

edificaciones utilizando columnas metálicas de perfil tubular cuadrado simple,

rellenas de concreto y con concreto armado embutido.

Para obtener los resultados de esta investigación se idealizó una estructura

con columnas metálicas de perfil tubular cuadrado y esta fue la variable, para así

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96

observar su comportamiento mediante los resultados arrojados por el programa de

cálculo estructural ETABS. Cabe destacar que las fórmulas matemáticas y las

condiciones utilizadas en el programa ya están establecidas.

3.2. Diseño de la investigación

El diseño de la investigación se refiere a un plan coherente de trabajo para

recabar y analizar los datos que servirán para dar las repuestas necesarias para

cumplir con cada uno de los objetivos planteados.

Según Hurtado (2010), el diseño de investigación hace explícitos los

aspectos operativos de la misma, y se define con base en el procedimiento, es

decir, se refiere a donde y cuando se recopila la información, así como la amplitud

de la información a recopilar, de modo que se pueda dar repuesta a la pregunta de

investigación de la forma más idónea posible.

Kerlinger y Lee, 2002 (citado por Hernández et al. 2006) señalan: “En la

investigación no experimental no es posible manipular las variables o asignar

aleatoriamente a los participantes o los tratamientos”. En un estudio no

experimental no se construye ninguna situación, sino que se observan situaciones

ya existentes para después analizarlas.

Por lo tanto, esta investigación es descriptiva no experimental, porque se

idealizó una estructura con columnas de perfiles metálicos tubulares con concreto

embutido armado para estudiar su comportamiento mediante el programa ETABS,

a pesar de que son estructuras idealizadas dicho programa simula que ya existen

y trabaja bajo condiciones reales y fórmulas matemáticas ya establecidas sin

modificar ninguna de ellas.

De esta manera se obtendrán los resultados para poder estudiar el

comportamiento en cuanto a su relación de esbeltez, resistencia a la compresión y

a la flexo-compresión.

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97

3.3 Población y muestra

Según Hernandez et al. (2006), “la población es el conjunto de todos los

casos que concuerdan con la serie de características que van a ser estudiadas y

sobre la cual se pretende generalizar los resultados a interpretar” (p.238), mientras

que la muestra es el subgrupo de la población del cual se recolectan los datos y

debe ser representativo de la población. (p.240). Se tiene entonces que la

población fueron las estructuras aporticadas de acero.

Tamayo y Tamayo (2003) define la muestra como el conjunto de

operaciones que se realizan para estudiar la distribución de determinados

caracteres en la totalidad de una población, inverso o colectivo, partiendo de la

observación de una fracción n de la población considerada

En esta investigación la muestra es no probabilística ya que Hernández et

al. (2006), señala “la elección de los elementos no depende de la probabilidad sino

de causas relacionadas con las características de la investigación o de quien hace

la muestra” (p.241). La muestra tomada para este trabajo de investigación fueron

seis (6) estructuras aporticadas de acero, de la cuales se tienen:

Tres (3) estructuras aporticadas de acero con tres (3) niveles con las siguientes

características en las columnas que las diferencian:

-Columnas tubulares cuadradas.

-Columnas tubulares cuadradas con concreto embutido.

-Columnas tubulares cuadradas con concreto embutido armado.

Tres (3) estructuras aporticadas de acero con seis (6) niveles con las siguientes

características en las columnas que las diferencian:

-Columnas tubulares cuadradas.

-Columnas tubulares cuadradas con concreto embutido.

DERECHOS RESERVADOS

98

-Columnas tubulares cuadradas con concreto embutido armado.

3.4 Técnicas e instrumentación de recolección de datos

La selección de técnicas que lleven a los investigadores a recolectar datos,

hará posible la solución del problema planteado.

La recopilación de datos es un proceso sistemático y racional que atiende a

un conjunto de pasos que van desde la organización del instrumento de medición

hasta la delimitación de las variables sujetas a investigar (Chávez, 1994).

Según el tipo de investigación a realizar se determina las técnicas que

conducirán al desarrollo de la solución de la investigación. La observación es un

medio en el cual se basa la técnica y se puede clasificar en 3 divisiones.

-Observación directa, simple o experimental.

-Observación documental o bibliográfica.

-Observación mediante encuesta: cuestionario, entrevista y escala de

actitudes.

Hernández et al. (2006), señala que “La revisión de literatura consiste en

detectar, obtener y consultar la bibliografía y otros materiales que pueden ser

útiles para los propósitos del estudio, de donde se deben extraer y recopilar la

información relevante y necesaria que atañe a nuestro problema de investigación”.

(p.55).

La investigación se desarrolló aplicando la observación documental o

bibliográfica. Bavaresco (2001), la define como la revisión de todo el material

escrito que guarde relación con los estudios realizados libros, folletos, manuales,

entre otros.

Según Arias (2006), explica que “Las técnicas de recolección de datos son

las distintas formas o maneras de obtener la información”. Son ejemplos de

DERECHOS RESERVADOS

99

técnicas; la observación directa, la encuesta en sus dos modalidades (entrevista o

cuestionario), el análisis documental, análisis de contenido, etc.”(p.45).

Aplicando las técnicas de investigación, se tienen como objetivos obtener la

información relevante a teoría y formulación para modelar una estructura de acero

con columnas tubulares cuadradas con concreto embutido armado y obtener su

comportamiento.

Ya definido estas técnicas, se tiene como resultado final que en la

investigación a realizar se hizo uso de la técnicas de observación tipo documental

y bibliográfico, debido a que la información en ella se sustenta en investigaciones

pasadas, libros, información de páginas web, encuestas, normas, manuales,

folletos, entre otros. La información bibliográfica abarca la mayoría de la

investigación en el presente trabajo de grado, entonces se tiene que el marco

teórico está basado en este concepto; conduciendo a la investigación a resultados

verídicos por la aplicación de normas y procedimientos descritos por los autores

del material observado.

Como material de investigación referente al presente trabajo de grado se

tienen las siguientes normas y libros, las cuales fueron la base de la observación

bibliográfica y documental:

- AISC 360-2010 (AMERICAN INSTITUTE OF STEEL CONSTRUCTION).

”Specifications for structural Steel Buildings”.

- AISC-LRFD 1994 (AMERICAN INSTITUTE OF STEEL CONSTRUCTION). ”

Manual of steel construction, load & resistance factor design. Segunda edición.

- Norma Venezolana COVENIN- MINDUR 1618-1998, “Estructuras de acero para

Edificaciones, Método de los Estados Límites”.

- Estructuras de Acero, Conceptos, técnicas y Lenguaje; Andrade de Mattos Días,

L; Zigurate Editora- Ilafa; 2006.

DERECHOS RESERVADOS

100

3.5. Procedimiento metodológico

3.5.1 Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6) nivelesutilizando columnas de perfil tubular cuadrado

Se desarrolla una estructura aporticada tipo con el objetivo de poder

someterla a cargas de servicio iguales, con la finalidad, de aplicar los criterios,

procedimientos y bases técnicas que se seguirán para cumplir el objetivo de

obtener el comportamiento estructural de las columnas.

- Idealización de la estructura: El diseño se realizó para estructuras aporticadas

de acero con 4 ejes para ambas direcciones (X,Y), las luces en sus dos

direcciones son de 5m, en cuanto a la altura de la estructura de 3 niveles es de

9m y la de 6 niveles es de 18m como se muestra en las figuras 3.1 a 3.3.

Figura 3.1. Distribución de la planta tipo con sus vigas y correas

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101

Figura 3.2. Idealización de la estructura de 3 niveles

Figura 3.3. Idealización de la estructura de 6 niveles

DERECHOS RESERVADOS

102

3.5.1.1 Solicitaciones de carga

- Cargas

Para el diseño de la estructura se tomaron en cuenta varios tipos de cargas,

como son:

- Cargas permanentes o carga muerta. Para la carga muerta se tomó un valor

de 462 kg/m2, en entrepiso y techo, comprendida entre:

Entrepiso

Peso lámina losacero, mas loseta de 8cm concreto 250kg/cm2…………. 232 kg/m2

Paredes y divisiones internas …………………………………………………100 kg/m2

Acabado de piso(granito)………………………………………………………100 kg/m2

Cielo raso inferior……………………………………………………………….. 30 kg/m2

Total carga muerta entrepiso……….………………………………………… 462 kg/m2

Techo

Peso lámina losacero, mas loseta de 8cm concreto 250kg/cm2…………. 232 kg/m2

Cielo raso inferior……………………………………………………………….. 30 kg/m2

Sobre carga…………………………………………………………………….. 100 kg/m2

Total carga muerta entrepiso……….………………………………………… 362 kg/m2

- Carga variable o carga viva, Se utilizó en los niveles de entrepiso una

sobrecarga de 175 Kg/m2 (edificios de uso residencial) y en las áreas de la

cubierta 100 Kg/m2 que corresponde a una cubierta visitable, según la norma

COVENIN 2002-88 Criterios y acciones mínimas.

Se aplican los respectivos factores de mayoración de cargas 1.2 para

cargas permanentes (Cp) y 1.6 para cargas variables (Cv), y se obtienen los

valores mostrados en la tabla 3.1.

DERECHOS RESERVADOS

103

Tabla 3.1. Factores de mayoración de cargas solicitadas.

Cargas Cp (kg/m²) Cv (kg/m²) Wut (kg/m²)Entrepiso 554 280 834Techo 434 160 594

- Acciones accidentales o sismo

De acuerdo con la norma sísmica Venezolana COVENIN 1756-98

(estructuras sismoresistentes), el área de estudio tuvo las siguientes

características:

Zona sísmica (3, Edo. Zulia)

Factor de reducción de respuesta, igual a 6

Suelo tipo (S2 – buen suelo)

Nivel de diseño utilizado, ND3

Tipo de edificación (B2) – Tipo I

La aceleración máxima horizontal del terreno Ao = 0.20

La fórmula para el cálculo del espectro de diseño (Ad), viene dada por la

norma venezolana COVENIN 1756:2001, en la cual el espectro de diseño (Ad) se

encuentra en función del periodo (T). T < T+, como se muestra en la tabla 3.2.

Tabla 3.2. Calculo del espectro de diseño sísmico

103






características:











103






características:











DERECHOS RESERVADOS

104

- Combinaciones de cargas

En la definición de las edificaciones se utilizaron las siguientes

combinaciones de cargas presentadas a continuación, las solicitaciones

mayoradas más exigentes propuestas en la Norma COVENIN 1756-98.

- Cargas básicas

CP: Carga permanente.

CV: Carga variable entrepiso.

CVt: Carga variable en techo.

S: x,y,z: Sismo direccionbes X,Y,Z respectivamente.

- Combinaciones últimas o cargas mayoradas

1.4 CP

1.2 CP + 1.6CV

1.2 CP + 0.5 CV ± SX

1.2 CP + 0.5 CV ± SY

0.9 CP + 1 SX

0.9 CP + 1 SY

1 CP

1 CP + 1 CV

3.5.1.2. Predimensionamiento de elementos

- Diseño de elementos a flexión pura

Para el uso de los esfuerzos de flexión incrementados deben cumplirse, que

la sección sea compacta y que el elemento esté suficientemente arriostrado

lateralmente.

DERECHOS RESERVADOS

105

- Predimensionamiento de vigas

Para obtener las dimensiones de las vigas a emplear en la estructura, las

cargas son transmitidas a las losas y estas distribuyen estas solicitaciones a las

vigas, se procede a predimensionar, para ello se deben tener las cargas

mayoradas y momentos últimos para calcular el esfuerzo a flexión admisible según

la ecuación 2.3.

Ffadm = 0,6xFy

Con el esfuerzo admisible a la sección se obtiene un módulo de sección

requerido con la ecuación 2.8.

Sx-requerido = (Mumax (-) x 100/Ffadm)

- Predimensionamiento de correas

Para las correas, vigas principales, y columnas se utilizó el

dimensionamiento por el método de los estados límites. Las cargas de diseño para

las correas vienen dadas por la Norma COVENIN 2002 Acciones Mínimas

Correas.

- Separación de las correas

Fijadas la separación de correas de eje a eje, 1,50m para los edificios de 3

pisos y 6 pisos, se procedió a transformar las cargas por unidad de áreas muertas

y vivas en cargas uniformemente distribuidas por unidad de longitud de correa, a

través de las ecuaciones 2.5 y 2.6 respectivamente.

WD = Cp x L

WL = Cv x L

DERECHOS RESERVADOS

106

- Peso estimado de arranque de correa

Según las ecuaciones 2.7 y 2.8, se calculó el momento máximo actuante en

la correa, para posteriormente determinar el módulo de sección del elemento.

Mu max (-) = (1,2 x WD + WL 1,6) x L2 / 10

Sx-requerido = (Mumax (-) x 100/Ffadm)

Calculado el Sx- requerido se obtiene el perfil adecuado para las correas.

- Selección del perfil

Calculado el módulo de sección se obtiene el perfil adecuado para las vigas

de cargas principales y correas según la tabla 2.5 Propiedades del perfil

rectangular. Posteriormente se procede a los siguientes chequeos:

Chequeo módulo de sección

Es fundamental chequear el módulo de sección, lo cual tiene que cumplirse lo

siguiente:

- Sección compactada

Para que determinada sección sea compacta debe cumplirse:

b/t ≤ 16

h/d ≤ 70

- Sección suficientemente arriostrada lateralmente.

Para que una sección este suficientemente arriostrada lateralmente debe

cumplir:

Lo/b≤ 13

Lo*h/Af ≤540

Af= b*t (Área del ala sometida a compresión).

DERECHOS RESERVADOS

107

Si la sección no es compacta pero cumple con las condiciones de

arriostramiento lateral el valor del esfuerzo admisible será calculado por la

ecuación 2.3:

Ffadm = 0,6 x Fy

Si la sección es compacta, pero no cumple con las condiciones de

arriostramiento lateral el esfuerzo admisible estará dado por la ecuación 2.10:

Ffadm= [(8,4E105xCb) / (lo x h/Af)] ≤0,6*Fy

Cb= Coeficiente en función de los momentos en los extremos de la viga, el cual

será dado por la ecuación 2.11:

Cb=1,75+1,05 M1M2

+ 0,3 M1M2

²

Cuando el valor del momento en el tramo del elemento sea mayor que

alguno de ellos se tomará Cb = 1.

Se chequea el módulo de sección, el cual debe ser menor al módulo de

sección del perfil dado en el predimensionamiento, si no lo es se escoge un perfil

con mayor sección o el inmediato superior.

- Chequeo por corte

Luego de ser chequeado el módulo de sección, se procede al cálculo del

esfuerzo de corte calculado como esfuerzo cortante promedio, el cual será dado

por la ecuación 2.12.

Vact= (Vuact/Área del alma)

La resistencia admisible al corte debe ser mayor al esfuerzo cortante

actuante, si no lo es se escoge otro perfil con mayor sección (inmediato superior).

DERECHOS RESERVADOS

108

Vact≤ Vadmcorte

- Chequeo de flecha actuante

El valor de la deformación permisible depende de las condiciones de trabajo

de los diferentes elementos a flexión. Las flechas permisibles básicas pueden ser

determinadas por:

Vact≤ Vadm

Ffadm (tramo)=L/360

Ffadm (volado)=L/200

La flecha actuante se calculó en cada caso según el tipo de apoyo y cargas

actuantes y debe ser inferior a la permisible.

- Predimensionamiento de las columnas

A continuación se exponen las diferencias entre las edificaciones, que

consta en el diseño de las columnas compuestas y las simples.

- Diseño de columnas de acero o elementos a compresión

Los miembros sometidos a compresión son las columnas las cuales se

diseñan con la cargas transmitidas por las vigas, estas descansan sobre las

columnas de igual forma están diseñadas para soportar cargas axiales. El tipo de

diseño de columna será a flexo-compresión. Debido a la condición de apoyo que

tienen las estructuras, se le seleccionó un valor de K de acuerdo a la Tabla 2.7

Factores de mayoración.

- Predimensionamiento

El esfuerzo de fluencia del perfil tubular esta de terminado por el valor,

Fy = 3515kg/cm2. De la ecuación 2.22 que determina la resistencia de un perfil en

relación de las cargas actuantes y el área de este (0,6*Fy=Pc/Ap), despejando Ap

de la ecuación se obtiene:

DERECHOS RESERVADOS

109

Ap=Pc/(0,6*Fy)

A través de la esbeltez del perfil determinada por la ecuación 2.17, se

despeja el radio de giro. El parámetro de esbeltez (λ) debe cumplir con lo

siguiente: 200 ≥λ

(Elementos principales)

rg= (k*long)/ λ

De la ecuación 2.8 la cual relaciona la resistencia del perfil con el momento

actuante según la inercia del perfil (0,6*Fy≥Mact/Sx), se despeja la inercia

requerida para que el perfil soporte el momento actuante.

Sx= Mact*100/0,6*Fy

-Obtenido los valores de Ap, rg y Sx, se selecciona de la tabla 2.5 un perfil que

cumpla con condiciones anteriores, posterior a esto se procede a realizar los

siguientes chequeos correspondientes a la norma:

- Esbeltez, a través de la ecuación 2.17.

λ =(K* long)/(rgmenor);

200 ג≤ (elementos principales)

-Determinación del esfuerzo permisible utilizando las ecuaciones 2.18 y 2.19:

Debe cumplirse que Padm≥Pact, Si (P/A)/Fc ≤ 0,15 se determina que el

resultado de la ecuación 2.22 sea menor o igual a 1, de lo contrario si (P/A)/Fc ≥

0,15 se determina que el resultado de la ecuación 2.24 sea menorr o igual a 1.

Si no hay momentos se asume Cm= 1/ + /≤ 1

DERECHOS RESERVADOS

110

/ + /≤ 1

; Fb (columnas): 0.66*Fy = 2320(tubular)

Si no hay momentos se asume Cm = 1

Si existen momentos se calcula según la ecuación 2.26.

Cm= 0,6 ± 0,4 ≥ 0,4

3.5.2. Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6)niveles utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concretoembutido

Siguiendo los pasos del procedimiento metodológico anterior, el cual incluye

la idealización de la estructura, solicitaciones de carga y diseño de elementos a

flexión pura, se procedió a lo que diferencia esta estructura de la anteriormente

planteada, es decir el diseño de columnas perfil tubular cuadrado con concreto

embutido.


La metodología para calcular los elementos compuestos está sustentada

por la norma Norteamericana AISC-LRFD

- Se asumen parámetros los cuales son meticulosamente seleccionados en base a

lo establecido en la norma LRFD que serán utilizados para el predimensionado de

la columna compuesta, estos son:

- Se trabajó con una cuantía de acero estructural (ρSS) de aproximadamente 12%

para columnas.

Considerando un radio de esbeltez (β) igual a 0.7.

Se utilizó un factor de minoración de la resistencia teórica ( c) igual a 0.85.

DERECHOS RESERVADOS

111

- Cálculo del área bruta requerida, sin considerar el acero de refuerzo según la

ecuación 2.36.

Ag = Poϕc ∗ β ∗ [ρss ∗ Fy + 0,85 ∗ c(1 − ρss)]- Se seleccionó un perfil con una sección igual o mayor obtenida en el paso

anterior y así obtener las características del perfil según la tabla 2.5.

- Según la norma AISC una sección es compuesta siempre y cuando:

As > 0,040 x Ag

- Chequeo del pandeo local para perfiles rectangulares según las ecuaciones 2.51.

t ≥ b “No hay Pandeo Local”

- Coeficientes numéricos para perfiles tubulares rellenos de concreto los cuales

están establecidos según la AISC en:

C1=1

C2=0.85

C3= (0,4; 0,6+2* )

- Cálculo de la fluencia modificada, sin el término de acero refuerzo según la

ecuación 2.38.

Fmy= Fy +C2*f’c*(Ac/As)

- Cálculo del Módulo de Elasticidad modificado, a través de la ecuación 2.39.

Em=Es+C3*Ec*(Ac/As)

- Cálculo de la esbeltez de la columna compuesta, según ecuación 2.42.

DERECHOS RESERVADOS

112

λc =

- Calculó de la carga crítica elástica de Euler, mediante la ecuación 2.46.

Ne = (As x Fmy) / λc2

-Obtención de la resistencia de diseño por compresión de la columna, si λc ≤1,5 se

determina Fcr con la ecuación 2.43, de lo contrario Fcr se determina con la

ecuación 2.44.

Fcr = [0,658λc2]xFmy

Fcr =0,877λc2

x Fmy

‐Cálculo de la resistencia teórica la cual será el producto del área de acero del

perfil por la resistencia de diseño por compresión de la columna.

- Cálculo de la resistencia de diseño a la flexión y compresión.

Como se aclaró previamente según la norma AISC360-05, la resistencia

nominal a la flexión se calculó en base a la distribución de tensiones plásticas en

la sección compuesta. Para esto se procedió a calcular diferentes puntos a través

del procedimiento mostrado en la figura 2.15 con el fin de construir el diagrama de

interacción para la sección seleccionada.

- Cálculo del Factor de Magnificación de Momentos a través de la ecuación 2.52:

B1=Cm/ [1−(Nu/Ne)] ≥1

El coeficiente aplicado al término de flexión Cm será 0.8 ya que se tomó

una carga puntual.

B1=Cm

1-(nuNe)

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113

- Para el diseño de columnas compuestas solicitadas por carga axial y flexión se

debe cumplir con las ecuaciones 2.53, 2.54:

Nu c x Nt≥0,2

- Comprobación del perfil seleccionado a flexo-compresión.

Si la ecuación del paso anterior cumple, quiere decir que el perfil satisface

los requerimientos exigidos ya que está trabajando a menos de su capacidad, de

lo contrario si esto no ocurre así quiere decir que el perfil no soporta las cargas

actuantes y este colapsará, por lo tanto se debe utilizar un perfil de mayores

dimensiones.

3.5.3. Diseño de estructuras aporticadas de acero de tres (3) y seis (6)niveles utilizando columnas de perfil tubular cuadrado con concretoembutido armado


La metodología para calcular los elementos compuestos está sustentada

por la norma Norteamericana AISC-LRFD

- Se asumen parámetros los cuales son meticulosamente seleccionados en base a

lo establecido en la norma LRFD que serán utilizados para el predimensionado de

la columna compuesta armadas, se utiliza la metodología de columnas

compuestas con la inclusión de los términos de acero de refuerzo en las fórmulas

que se muestran a continuación:

- Se trabajó con una cuantía de acero estructural (ρSS) de aproximadamente 12%

para columnas.

- Se trabajó con una cuantía de acero de refuerzo (ρSS) de aproximadamente 4%

del área total bruta Ag.

- Considerando un radio de esbeltez (β) igual a 0.7.

DERECHOS RESERVADOS

114

Se utilizó un factor de minoración de la resistencia teórica ( c) igual a 0.85.

- Cálculo del área bruta requerida, considerando el acero de refuerzo según la

ecuación 2.36.

Ag = Poϕc ∗ β ∗ [ρss ∗ Fy + ρss ∗ Fyr + 0,85 ∗ c(1 − ρss)]- Se seleccionó un perfil con una sección igual o mayor obtenida en el paso

anterior y así obtener las características del perfil según la tabla 2.5.

- Para calcular la fluencia modificada, se utiliza la el término de acero refuerzo

según la ecuación 2.38.

Fmy= Fy + C1*Fyr(Asr/As) + C2*f’c*(Ac/As).

3.5.4. Análisis de los resultados del comportamiento de las columnasobtenidas, según la norma norteamericana AISC-LRFD (American Institute ofSteel Construction), en cuanto al diseño de columnas tubulares cuadradas,columnas tubulares con concreto embutido y el diseño de columnastubulares con concreto embutido armado.

Existe una serie de factores a considerar para analizar los resultados

obtenidos, los cuales se comparan para determinar los resultados del estudio.

- Dimensiones de perfil obtenido

- Módulo de elasticidad en los tres casos (E), Según ecuación

- Para columnas embutidas armadas: Em= E + C3 (Ac/As)

- Para columnas embutidas: Em= E + C3 (Ac/As)

- Para columnas simples: 2.100.000 kg/cm2.

Fluencia en los tres casos (Fy). Según ecuación

DERECHOS RESERVADOS

115

- Para columnas embutidas armadas: Fmy= Fy + C1Fyr(Asr/Ac) + C2f`c (Ac/As)

- Para columnas embutidas: Fmy= Fy + C2f`c (Ac/As)

- Para columnas simples: 3.515 kg/cm2

Resistencia a la compresión en los tres casos

Con la aplicación de la norma COVENIN 1756-2001 se procedió a comparar los

resultados obtenidos en cuanto a los ratios de las columnas, las derivas y los

desplazamientos de los nodos en la estructuras para obtener el comportamiento

de las diferente

DERECHOS RESERVADOS

CAPITULO IV

ANÁLISIS DE LOS RESULTADOS

El siguiente capítulo muestra los resultados obtenidos en la investigación,

el análisis e interpretación de los indicadores que se estudiaron.

4.1. Cálculo del espectro de diseño sísmico

Se muestra el espectro de diseño inelástico y espectro de respuesta

correspondiente al área y estructura sujeta al estudio calculado en la tabla 4.2 y

figura 4.1.

Tabla 4.1. Calculo de espectro de respuesta sísmico

Tabla de valoresEspectro de Respuesta Espectro de Diseño

Periodo T Ad Respuesta Periodo T Ad Diseño0,0000 0,1600 0,0000 0,16000,0500 0,2331 0,0500 0,13860,1000 0,3063 0,1000 0,11760,1500 0,3794 0,1500 0,10270,2000 0,4160 0,2000 0,09210,2500 0,4160 0,2500 0,08420,3000 0,4160 0,3000 0,07810,3500 0,4160 0,3500 0,07330,4000 0,4160 0,4000 0,06930,4500 0,4160 0,4500 0,06930,5000 0,4160 0,5000 0,06930,5500 0,4160 0,5500 0,06930,6000 0,4160 0,6000 0,06930,6500 0,4160 0,6500 0,06930,7000 0,4160 0,7000 0,06930,7500 0,3883 0,7500 0,06470,8000 0,3640 0,8000 0,06070,8500 0,3426 0,8500 0,05710,9000 0,3236 0,9000 0,05390,9500 0,3065 0,9500 0,05111,0000 0,2912 1,0000 0,04851,0500 0,2773 1,0500 0,04621,1000 0,2647 1,1000 0,04411,1500 0,2532 1,1500 0,0422

DERECHOS RESERVADOS

117


Tabla de valoresEspectro de Respuesta Espectro de Diseño

Periodo T Ad Respuesta Periodo T Ad Diseño1,2000 0,2427 1,2000 0,04041,2500 0,2330 1,2500 0,03881,3000 0,2240 1,3000 0,03731,3500 0,2157 1,3500 0,03601,4000 0,2080 1,4000 0,03471,4500 0,2008 1,4500 0,03351,5000 0,1941 1,5000 0,03241,5500 0,1879 1,5500 0,03131,6000 0,1820 1,6000 0,03031,6500 0,1765 1,6500 0,02941,7000 0,1713 1,7000 0,02851,7500 0,1664 1,7500 0,02771,8000 0,1618 1,8000 0,02701,8500 0,1574 1,8500 0,02621,9000 0,1533 1,9000 0,02551,9500 0,1493 1,9500 0,02492,0000 0,1456 2,0000 0,02432,0500 0,1420 2,0500 0,02372,1000 0,1387 2,1000 0,02312,1500 0,1354 2,1500 0,02262,2000 0,1324 2,2000 0,02212,2500 0,1294 2,2500 0,02162,3000 0,1266 2,3000 0,02112,3500 0,1239 2,3500 0,02072,4000 0,1213 2,4000 0,02022,4500 0,1189 2,4500 0,01982,5000 0,1165 2,5000 0,0194

DERECHOS RESERVADOS

118

Figura 4.1. Espectro de respuesta elástico y espectro de diseñó inelástico.

4.2. Predimensionamiento de elementos estructurales

4.2.1 Elementos a flexión pura

Las vigas principales de techo están ubicadas en los pórticos 1, 2, 3 y 4 con

un perfil IPN360 para la estructura de 3 niveles e IPN 400 para la de 6 niveles

tanto para techo como para entrepiso. En las vigas secundarias se usó un perfil

IPN320 para ambas estructuras ubicadas en los pórticos A, B, C y D.

Por último las correas utilizadas fueron perfiles tubulares rectangulares con

dimensiones de 120x60x2,50 paralelas al eje “y”, 220x90x4,50 paralelas al eje “x”

en ambas estructuras. En la tabla 4.2 se muestran los perfiles utilizados en la

planta de todas las estructuras.

0,0000

0,0500

0,1000

0,1500

0,2000

0,2500

0,3000

0,3500

0,4000

0,4500

0,0000 0,5000 1,0000 1,5000 2,0000 2,5000

Ad

T (seg)

ESPECTROS

ESPECTRO DE RESPUESTA…ESPECTRO DE DISEÑO

DERECHOS RESERVADOS

119

Tabla 4.2. Predimensionamiento de elementos a flexión pura enedificaciones de tres (3) y seis (6) niveles.

Para techo yentrepiso de la

estructura

Estructura de 3 niveles

Viga principal Viga secundaria Correas

IPN 360 IPN 320

120x60x2,50(paralelas eje y)

220x90x4,50(paralelas eje x)

Estructura de 6 niveles

Viga principal Viga secundaria Correas

IPN 400 IPN 320

120x60x2,50(paralelas eje y)

220x90x4,50(paralelas eje x)

4.2.2 Cargas axiales y momentos flectores actuantes

Figura 4.2. Columna con mayor carga axial.

DERECHOS RESERVADOS

120

Se escogió para el estudio las cargas actuantes de la columna 3-B, la cual

resultó la más desfavorable como se muestra en la figura 4.2. obteniendo un

momento flector de 1301,23 kg*m y carga axial 54715,4kg para la estructura de

tres (3) niveles y un momento flector de 2280,34kg*m y carga axial de

112627,44 kg para la estructura de seis (6) niveles mostrado en la tabla 4.3.

Tabla 4.3. Carga axial y momento flector en estructuras de tres (3) y seis (6)niveles.

4.2.3. Elementos a flexo-compresión

4.2.3.1. Predimensionamiento de columnas de acero estructural enestructura de tres (3) niveles

Realizado el cálculo del área de acero para las columnas de la estructura

de tres (3) niveles se obtuvo un valor de 25,94 cm2, después se procede a escoger

un perfil con sección de acero igual o mayor al valor obtenido según la tabla 2.4. El

perfil de acero a utilizar es un tubular cuadrado de175x175x5.5, con radio de giro

de 6,87 cm, un área de acero de 36,25 cm2, módulo de sección 195,34 cm3 y

esfuerzo de fluencia de 3515 kg/cm2, posteriormente para el diseño de la

estructura según la norma AISC se deben cumplir los siguientes chequeos a

continuación:

ESTRUCTURA CARGA AXIAL(KG)

MOMENTOFLECTOR (KG.M)

3 NIVELES 54715,4 1301,23

6 NIVELES 112627,44 2280,34

DERECHOS RESERVADOS

121

- Chequeo de esbeltez:

El parámetro de esbeltez debe cumplir con lo siguiente:

200 ≥λ.

La esbeltez obtenida dió un valor de 43,67, entonces este valor cumple con

la condición de esbeltez para elementos principales.

- Esfuerzo permisible a la compresión

Debe cumplirse que Padm ≥ Pact, el esfuerzo permisible a la compresión

dió 64678,34 kg.

64678,34 ≥ Pact= 54715,4.

El valor obtenido a flexo-compresión es igual a 0,86 el cual es menor a 1, lo

que indica que cumple la condición, por lo cual el perfil soportará las

solicitaciones de diseño.

4.2.3.2. Predimensionamiento de columnas de acero estructural enestructura de seis (6) niveles

- Área de acero calculada = 53.40 cm2

- Radio de giro calculado = 1,5 cm

- Modulo de sección= 108,12 cm3

Realizado el cálculo del área de acero para las columnas de la estructura

de seis (6) niveles, después se procede a escoger un perfil con sección de acero

igual o mayor al valor obtenido según la tabla 2.4. El perfil de acero a utilizar es un

tubular cuadrado de 220x220x9,00, con radio de giro de 8,52 cm, un área de

acero de 73,18 cm2, módulo de sección 483,39 cm3 y esfuerzo de fluencia de

DERECHOS RESERVADOS

122

3515 kg/cm2, posteriormente para el diseño de la estructura según la norma AISC

se deben cumplir los siguientes chequeos a continuación:

- Chequeo de esbeltez:

El parámetro de esbeltez debe cumplir con lo siguiente:

200 ≥ λ.

La esbeltez obtenida dió un valor de 35,21, entonces este valor cumple con

la condición de esbeltez para elementos principales.

- Esfuerzo permisible a la compresión

Debe cumplirse que Padm ≥ Pact , el esfuerzo permisible a la compresión

dió 136878,07 kg

136878,06 ≥ Pact= 112627,44

El valor obtenido a flexo-compresión es igual a 0,83 el cual es menor a 1, lo

que indica que cumple la condición, por lo cual el perfil soportará las

solicitaciones de diseño.

4.2.3.3. Predimensionamiento de columnas de perfil tubular con concretoembutido en estructuras de tres (3) niveles

Para el diseño de las columnas se asumen parámetros en base a lo

establecido en la norma AISC. Se trabaja con una cuantía de acero estructural de

aproximadamente de 12% para las columnas, un radio de esbeltez igual a 0,7, y

un factor de minoración de la resistencia teórica igual a 0,85.

- Cálculo del área bruta, el valor obtenido es de 151,05 cm2. Por lo tanto con la

cuantía de acero del 12% se obtiene un área requerida de 18,12 cm2.

DERECHOS RESERVADOS

123

Posterior a esto se selecciona un perfil con un área igual o mayor en la

tabla 2.4. El cual es un perfil tubular cuadrado 175x175x5,5 con las características

que se exponen a continuación:

- Espesor = 0,55 cm

- Área de acero = 36,25 cm2

- Área de concreto = 270 cm2

- La sección es compuesta según la norma AISC siempre y cuando el área de

acero del perfil sea mayor al 4% de la sección bruta de la columna.

36,25 cm2 > 6,04 cm2

Cumple con la condición, es decir, que la sección es compuesta.

- Chequeo del pandeo local, cumplió con la siguiente condición establecida

0,55 ≥ 0,41- Calculo de la fluencia modificada.

Fmy = 5097,76 kg/ cm2

- Calculo del módulo de elasticidad modificado

Em = 3593763,98 kg/ cm2

- Calculo de la esbeltez de la columna compuesta.

λc = 0,52

- Cálculo de la carga crítica elástica de Euler.

Ne = 683409,02 kg

- Resistencia de diseño por compresión.

Fcr = 4552,27 kg/ cm2

DERECHOS RESERVADOS

124

- Cálculo de la resistencia teórica y resistencia de diseño, la cual será el producto

del área de acero de refuerzo del perfil por la resistencia de diseño por

compresión de la columna.

Nt = 165019,66 kg

Nd = 140266,71 kg

- Cálculo de resistencia de diseño a la flexión, como se aclaró anteriormente

según la norma AISC 360-05, la resistencia nominal a la flexión se calculará en

base a la distribución de las tensiones plásticas en la sección compuesta. Para

lograr esto se procederá a calcular a través del procedimiento mostrado en la

figura 2.15 con el fin de construir el diagrama de interacción para la sección

seleccionada.

Pa = 184793,75 kg

Pd = 28697,5 kg

Zc = 1102,62 cm3

Md =803773,48 kg-cm

Hn= 2,56 cm

Zsn = 7,21 cm3

Zcn = 107,48 cm3

Mb = 767010,58 kg-cm

Pb = 0

- Comprobación del perfil seleccionado a flexo-compresión, el valor debe ser

menor o igual a 1.

0,54 ≤ 1 OK

DERECHOS RESERVADOS

125

4.2.3.4. Predimensionamiento de columnas de perfil tubular con concretoembutido en estructuras de seis (6) niveles



aproximadamente de 12% para las columnas, un radio de esbeltez igual a 0,7, y

un factor de minoración de la resistencia teórica igual a 0,85.




tabla 2.4. El cual es un perfil tubular cuadrado 200x200x7,00 con las

características que se exponen a continuación:

- Espesor = 0,7 cm


- Área de concreto = 347,64 cm2



52,36 cm2 > 11,78 cm2


- Chequeo del pandeo local, cumplió con la siguiente condición establecida.


Fmy = 4925,88 kg/ cm2

- Calculo del módulo de elasticidad modificado.

DERECHOS RESERVADOS

126

Em = 3463249 kg/ cm2


λc = 0,46


Ne = 1218899 kg


Fcr = 4508,37 kg/ cm2




Nt = 236058,25 kg

Nd = 200649,52 kg






seleccionada.

Pa = 257918,9 kg

Pd = 36936,75 kg

Zc = 1608,5 cm3

Md =1239629 kg-cm

Hn= 2,68 cm

DERECHOS RESERVADOS

127

Zsn = 10,06 cm3

Zcn = 133,59 cm3

Mb = 12440,74 kg-cm

Pb = 0


menor o igual a 1.

0,73 ≤ 1 OK

4.2.3.5. Predimensionamiento de columnas de perfil tubular con concretoembutido armado en estructuras de tres (3) niveles



aproximadamente de 12% para las columnas, cuantía de acero de refuerzo de un

4% aproximadamente, un radio de esbeltez igual a 0,7, y un factor de minoración

de la resistencia teórica igual a 0,85.

- Cálculo del área bruta según, el valor obtenido es de 114,85 cm2. Por lo tanto

con la cuantía de acero del 12% se obtiene un área requerida de 13,78 cm2.




- Espesor = 0,7 cm


- Área de acero de refuerzo= 9,04 cm2


DERECHOS RESERVADOS

128



26,39 cm2 > 4,59 cm2


-Chequeo del pandeo local, deben cumplir con la siguiente condición establecida.


Fmy = 6888,29 kg/ cm2


Em = 3619475,34 kg/ cm2


λc = 0,68


Ne = 393127,10 kg


Fcr = 5676,22 kg/ cm2




Nt = 149765 kg

Nd = 127326,08 kg

DERECHOS RESERVADOS

129






seleccionada.

Pa = 136285,1 kg

Pd = 21762,13 kg

Zc = 777,97 cm3

Md = 528255,86 kg-cm

Hn= 2,3 cm

Zsn = 4,76 cm3

Zcn = 77,23 cm3

Mb = 503317,91 kg-cm

Pb = 0


menor o igual a 1.

0,68 ≤ 1 OK

4.2.3.6. Predimensionamiento de columnas de perfil tubular con concretoembutido armado en estructuras de seis (6) niveles



aproximadamente de 12% para las columnas, cuantía de acero de refuerzo de un

DERECHOS RESERVADOS

130

4% aproximadamente, un radio de esbeltez igual a 0,7, y un factor de minoración

de la resistencia teórica igual a 0,85.






- Espesor = 0,55 cm


- Área de acero de refuerzo= 14,42 cm2




41,75 cm2 > 9,85 cm2


-Chequeo del pandeo local, cumplió con la siguiente condición establecida.


Fmy = 6715,66 kg/ cm2


Em = 3712308,28 kg/ cm2

- Calculo de la esbeltez de la columna compuesta..

DERECHOS RESERVADOS

131

λc = 0,51


Ne = 1077965 kg


Fcr = 6022,95 kg/ cm2




Nt = 251458 kg

Nd = 213739,44 kg






seleccionada.

Pa = 219815,13 kg

Pd = 73063,88 kg

Zc = 1687,71 cm3

Md = 1092410,73 kg-cm

Hn= 3,10 cm

Zsn = 10,57 cm3

Zcn = 181,63 cm3

DERECHOS RESERVADOS

132

Mb = 1035958,9 kg-cm

Pb = 0


menor o igual a 1.

0,74 ≤ 1 OK

Los perfiles utilizados para las columnas de acero, las columnas tubulares

con concreto embutido y las columnas tubulares con concreto embutido armado

se indican en la tabla 4.4.

Tabla 4.4. Dimensiones de perfiles obtenidos en estructuras de tres (3) y seis(6) niveles.

ESTRUCTURA 3 NIVELES

Estructura con columnasde perfil tubular

cuadrado.

175 x 175 x 5,5 mmAs= 36,25 cm²


cuadrado con concretoembutido

175 x 175 x 5,5 mmAs= 36,25 cm²Ac= 270 cm²


cuadrado con concretoembutido armado.

155 x 155 x 4,5 mmAs= 26,39 cm²Asr= 9,04 cm²

Ac= 204,82 cm²

DERECHOS RESERVADOS

133


ESTRUCTURA 6 NIVELES


cuadrado.

220 x 220 x 9 mmAs= 73,18 cm²


cuadrado con concretoembutido

200 x 200 x 7 mmAs= 52,36 cm²

Ac= 347,64 cm²


cuadrado con concretoembutido armado.

200 x 200 x 5,5 mmAs= 41,75 cm²Asr= 14,42 cm²

Ac= 343,83 cm²

4.3 Análisis estructural de estructuras de tres (3) y seis (6) niveles

4.3.1 Resistencia a la compresión Vs área de acero

Para las estructuras de tres (3) niveles, en la figura 4.3 se evidencia la

ventaja de resistencia a la compresión por parte de las columnas con concreto

embutido con una resistencia de 165019,66 kg en comparación de los 64678,35

kg de las columnas tubulares, ambas columnas con las mismas dimensiones y un

área de acero de 36,25 cm2 obteniendo un aumento a la resistencia del 60%. En

cuanto a las columnas con concreto embutido armado se observa que la

resistencia a la compresión es de 149795 kg, un 9% por debajo de la resistencia a

compresión de las columnas con concreto, es evidente el aporte del acero de

refuerzo ya que el área de acero se redujo en un 26%, siendo una columna más

DERECHOS RESERVADOS

134

esbelta y con capacidad de resistir solicitaciones de cargas elevadas como la

columna tubular con concreto.

Figura 4.3 Resistencia a la compresión frente a cargas axiales Vs. Área deacero en estructuras de tres (3) niveles.

En la figura 4.4 se muestra la resistencia a compresión vs áreas de acero

de las estructuras de seis (6) niveles obteniendo una resistencia a la compresión

para las columnas tubulares de 136878,06 kg y para las columnas tubulares con

concreto de 236058,25 kg , por lo cual existe un aumento del 42% de la

resistencia frente a cargas axiales, en cuanto a las áreas de acero utilizadas que

son de 73,18 cm2 para las columnas tubulares y 52,36 cm2 para columnas con

concreto, resulta una disminución de 28% de área de acero. En esta estructura las

columnas tubulares con concreto embutido armado presenta una resistencia a la

compresión de 251458,16 kg y área de acero de 41,75 cm2 presentando asi un

aumento de la resistencia a la compresión de 6% utilizando un área de acero

menor que se reduce en 20 % con respecto a la columna tubular con concreto.

36,250

20000400006000080000

100000120000140000160000180000

Resis

tenc

ia a

la c

ompr

esió

n (k

g)

Área de acero (cm²)

Resistencia a la compresión vs. Area de aceroEstructura de 3 Niveles

134















36,25 26,3936,25Área de acero (cm²)


Perfil tubular cuadrado

Perfil tubular cuadrado conconcreto embutido

Perfil tubular cuadrado conconcreto embutido armado.

134


















Perfil tubular cuadrado conconcreto embutido armado.DERECHOS RESERVADOS

135


4.3.2. Relación demanda capacidad (ratio) en columnas de estructuras detres (3) y seis (6) niveles

La demanda capacidad (ratio) de las columnas va relacionada a las

especificaciones de esfuerzos de fluencia y módulos de elasticidad de las

diferentes columnas para cada tipo de estructura.

Como se observa en la siguiente tabla 4.5. los esfuerzos de fluencia y

módulos de elasticidad para las columnas en ambas estructuras de tres (3) y seis

(6) niveles se expresa que las columnas tubulares con concreto embutido armado

presenta mayores esfuerzos admisibles que las columnas tubulares con concreto

y esta última que las columnas tubulares, por lo tanto las columnas tubulares con

concreto embutido y acero de refuerzo presentan valores de demanda capacidad

(ratio) óptimos para la estructura.

73,180

50000

100000

150000

200000

250000

300000

Resis

tenc

ia a

la c

ompr

esió

n (k

g)

Área de acero (cm²)


135













73,18 41,7552,36Área de acero (cm²)





135

















DERECHOS RESERVADOS

136

Tabla 4.5. Esfuerzos de fluencia y módulos de elasticidad de estructuras detres (3) y seis (6) niveles

Estructura 3 Niveles 6 Niveles

Columnas tubulares(mm) 175x175x5,5 220x220x9,0

Fy ( kg/cm²) 3515 3515

E ( kg/cm²) 2100000 2100000Columnas tubulares

con concretoembutido (mm)

175x175x5,5 200x200x7

Fym ( kg/cm²) 5097,76 4925,88

Em ( kg/cm²) 3593763,98 3463249Columnas tubulares

con concretoembutido armado

(mm)155x155x4,5 200x200x5,5

Fym ( kg/cm²) 6888,29 6715,66

Fyr ( kg/cm²) 4200 4200

Em ( kg/cm²) 3619475,74 3712308,28

En la tabla 4.6. se muestran los ratios por nivel para las estructuras de tres

(3) niveles. Se observa que los valores de ratios en columnas tubulares con

concreto embutido disminuyeron un 7% en comparación de columnas tubulares,

manteniendo valores de ratio favorables para la estructura. En cuanto a las

columnas tubulares con concreto embutido armado presentan valores de ratio

mayor que las que no tienen acero de refuerzo pero los valores de ratios están

por debajo del ratio límite igual a uno (1), considerando que es un perfil de

dimensiones menores en ancho y espesor su comportamiento sigue siendo

óptimo.

DERECHOS RESERVADOS

137

Tabla 4.6. Valores de ratio en estructura de tres (3) niveles

Nivel Ratio columnastubulares

Ratio columnascon concreto

embutido


embutido armado

1 0,876 0,799 0,891

2 0,641 0,596 0,635

3 0,263 0,255 0,307

Los valores de ratio ilustrados en la tabla 4.7. para la estructura de seis (6)

niveles expresa que las columnas tubulares con concreto embutido con perfiles de

dimensiones ancho y espesor menores que las utilizadas para columnas tubulares

presenta valores de ratio admisibles por debajo del valor límite uno (1), siendo

óptimas para el uso de esta estructura. En cuanto a las columnas tubulares con

concreto embutido armado se observa en los valores de ratio una disminución en

promedio del 10 % en comparación de las columnas tubulares con concreto

embutido que utilizan un perfil mayor, por lo tanto esto indica el aporte del acero

de refuerzo hacia un mejor comportamiento estructural.

Tabla 4.7. Valores de ratio en estructura de seis (6) niveles

Nivel Ratio columnastubulares


embutido


embutido armado

1 0,638 0,924 0,814

2 0,552 0,813 0,726

3 0,458 0,661 0,599

4 0,294 0,513 0,428

5 0,212 0,303 0,310

6 0,117 0,153 0,164

DERECHOS RESERVADOS

138

4.3.3. Análisis de desplazamientos máximos y derivas en estructuras de tres(3) y seis (6) niveles.

Tabla 4.10. Desplazamientos máximos y derivas en estructura de tres (3)niveles

ESTRUCTURA DE 3NIVELES

Columnas deperfil tubular

cuadrado.

Columnas deperfil tubularcuadrado con

concretoembutido


concretoembutido armado.

175x175x5,5 mm 175x175x5,5 mm 155x155x4,5 mm

X Y X Y X Y

Max. Despl. (cm) 2,3 2,2 1,6 1,5 2,7 2,6

Max. deriva elástica 0,00298 0,00283 0,00207 0,00192 0,00351 0,00335

Relación de derivainelástica 0,0143 0,0136 0,0099 0,0092 0,0168 0,0161

Según la tabla 4.8. Se tiene que tanto los desplazamientos como las derivas

de la estructura con perfiles rellenos de concreto son menores con respecto a la

de las otras estructuras, esto se debe a que se mantiene el mismo perfil de

175x175x5,5 mm pero con concreto embutido lo que le aporta mayor rigidez y por

lo tanto menores desplazamientos, en cuanto a la estructura con perfiles rellenos

de concreto armado los desplazamientos y las derivas aumentan, a pesar de que

tiene acero de refuerzo debido a que las dimensiones del perfil se reducen a

155x155x4,5 mm. Todos los valores cumplen con los desplazamientos laterales

exigidos por la norma COVENIN 1756-2001, la cual indica que la relación de

deriva inelástica debe ser menor que 0,018, como se observa en la tabla 4.8.

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139

Tabla 4.9. Desplazamientos máximos y derivas en estructura de seis (6)niveles

ESTRUCTURA DE 6NIVELES

Columnas de perfiltubular cuadrado.


concretoembutido


concretoembutido armado.

220x220x9 mm 200x200x7 mm 200x200x5,5

X Y X Y X Y

Max. Despl. (cm) 2,6 2,3 3,1 2,6 3,8 3,4

Max. deriva elástica 0,00215 0,00183 0,00251 0,00213 0,00307 0,00269

Relación de derivainelástica 0,0103 0,0088 0,012 0,0102 0,0148 0,0129

En la tabla 4.9. Se observa que los desplazamientos y las derivas van

aumentando debido a que se reducen las dimensiones del perfil, y todos los

valores cumplen con los desplazamientos laterales exigidos por la norma

COVENIN 1756-2001, la cual indica que la relación de deriva inelástica debe ser

menor que 0,018.

DERECHOS RESERVADOS

CONCLUSIONES

- Los esfuerzos de fluencia y módulos de elasticidad obtenidos en el

predimensionamiento de las columnas tubulares con concreto embutido armado,

en las estructuras de 3 y 6 niveles dieron como resultado valores mayores de 26%

y 7% respectivamente, en comparación con las columnas de perfil tubular con

concreto embutido, permitiendo resistir las solicitaciones de carga de forma

eficiente y cumpliendo la Norma sismorresitente Covenin 1756- 2001, logrando

disminuir las dimensiones de los perfiles tubulares en las columnas.

- En cuanto a la sección de acero se observó la disminución de las dimensiones

en las columnas de perfil tubular con concreto embutido armado, que con respecto

a las columnas de perfil tubular con concreto embutido se reduce en un 20% y con

respecto las columnas de perfil tubular hubo un 43% de reducción, esto para las

estructuras de 6 niveles. En las de 3 niveles se calculó una reducción de 26% de

la columna de perfil tubular con concreto embutido armado con respecto a la de

perfil tubular con contero embutido, esta última mantiene las mismas dimensiones

que las de perfil tubular pero su resistencia aumenta significativamente.

- Las columnas tubulares con la inclusión del concreto y posteriormente del acero

de refuerzo dieron como resultado menores áreas de acero estructural y mayor

resistencia a la compresión frente a las mismas acciones de carga.

- Para el análisis de la demanda capacidad de las columnas, ratio en el ámbito

estructural, todos los valores calculados en el estudio dieron como resultado

menores a 1, que es limite propuesto para los elementos estructurales sometidos

a flexo-compresión. Siendo objetivo, los valores de ratio obtenidos de las

columnas con concreto embutido armado fueron de 0,891 y para la estructura de

columnas con concreto embutido fue de 0,799 para el primer nivel en la estructura

de tres (3) niveles, el cual es menor pero se utiliza un perfil de mayores

DERECHOS RESERVADOS

dimensiones. En cuanto a las estructuras de seis (6) niveles, en el primer nivel

para la estructura de columnas con concreto embutido armado se observa un ratio

de 0,814 y para la estructura con columnas tubulares con concreto embutido un

ratio de 0,924, lo que determina que el ratio en columnas tubulares con concreto

embutido armado es menor utilizando un perfil menor y resultando optimo en

comparación de la otra columna utilizada lo cual explica el beneficio de la inclusión

del acero de refuerzo en la sección de la columna.

- Las derivas y los desplazamientos nodales fueron aumentando, ya que se

reducían las dimensiones del perfil en las columnas, excepto en la estructura de 3

niveles usando columnas de perfil tubular con concreto embutido donde se

mantuvieron las mismas dimensiones de las columnas de perfil tubular cuadrado,

en este caso las derivas y los desplazamientos se reducen en un 30%

aproximadamente debido al aporte del concreto, esto se debe a que la columna se

hace más rígida . Los resultados de este objetivo obtenidos en todas las

estructuras fueron óptimos y cumplieron con la norma COVENIN 1756-2001.

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RECOMENDACIONES

- Realizar estructuras con columnas compuestas en edificaciones de más de 10

niveles.

- Analizar las estructuras con diferente distribución en planta en cuanto a la

geometría.

- Comparar el comportamiento estructural de los perfiles tubulares con concreto

embutido armado con perfiles laminares embebidos en concreto.

- Analizar el comportamiento estructural utilizando perfiles tubulares en las vigas

principales en lugar de perfiles laminares.

- Sustituir el concreto por otro material disponible en el mercado de la

construcción que sea beneficioso desde el punto de vista estructural.

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