VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN: Distribución de la armadura de tracción (III).

Para el caso habitual de vigas con armadura Grado 60 y un recubrimiento libre de 2 in. hasta la cara traccionada, y suponiendo fs = 0,6 × 60 = 36 ksi, la máxima separación de las barras es de 10 in. Usando el límite superior de la Ecuación (10-4), la máxima separación admisible, independientemente del recubrimiento, es de 12 in. para fs = 36 ksi. El límite de la separación no depende del tamaño de barra utilizado. Por lo tanto, para una determinada cantidad de armadura de flexión requerida, este enfoque alentará el uso de barras más pequeñas a fin de satisfacer el criterio de la Ecuación (10-4).

Aunque la Ecuación (10-4) se puede resolver de manera sencilla, igualmente resulta conveniente tener una tabla que ilustre la máxima separación de la armadura para diferentes espesores de recubrimiento libre (ver Tabla 9-1 a continuación).

VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN: Distribución de la armadura de tracción (II).

Intentando salvar algunas de las limitaciones del enfoque anterior, a partir del Código 1999 se ha adoptado una ecuación sencilla y más práctica, la cual limita la máxima separación de las armaduras de forma directa. El nuevo método intenta controlar la fisuración superficial a un ancho que, en forma general, sea aceptable en la práctica, pero que puede variar ampliamente dentro de una estructura dada. Por este motivo, el nuevo método no pretende predecir el ancho que tendrán las fisuras en la obra. De acuerdo con el nuevo método, la separación de la armadura más cercana a una superficie en tracción no deberá ser mayor que el valor dad por

 

donde s = separación entre los centros de las barras de la armadura traccionada por flexión más cercana a la cara más
traccionada, in. (si hay una única barra o alambre más cercano a la cara más traccionada, s es el ancho de la cara más traccionada).

fs = tensión en la armadura calculada para las cargas de servicio (ksi), determinada como el momento no mayorado dividido por el producto del área de acero por el brazo de palanca interno. Se permite adoptar fs igual a 60 por ciento de la tensión de fluencia especificada de la armadura no pretensada.

cc = espesor del recubrimiento libre, medido desde la superficie traccionada más cercana hasta la superficie de la armadura traccionada por flexión, in.

La Figura 9-2 compara la máxima separación de la armadura según la edición 1999 del Código con la de la edición de 1995 para losas con una sola capa de armadura. Observar que los requisitos de la edición 1999 relajan considerablemente el requisito de separación para el caso de grandes recubrimientos, de entre 2 in. y 4 in. Observar también que, al contrario del requisito de 1995, esta separación es independiente de las condiciones de exposición.

VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN: Distribución de la armadura de tracción (I).

Desde el inicio se identificaron tres motivos por los cuales es necesario limitar el ancho de las fisuras en el hormigón. Estos son la apariencia (estética), la corrosión y la impermeabilidad. Rara vez los tres motivos son relevantes para una misma estructura. La apariencia es importante en el caso del hormigón a la vista, tal como los paneles de los tabiques. La corrosión es importante en el caso del hormigón expuesto a ambientes agresivos. La impermeabilidad puede ser necesaria para las estructuras marítimas o sanitarias. La apariencia exige limitar el ancho de las fisuras en la superficie. Esto se puede asegurar ubicando la armadura tan cerca de la superficie como sea posible (usando poco recubrimiento) para impedir que las fisuras se ensanchen. Por el contrario, el control de la corrosión se obtiene usando hormigón de mejor calidad y aumentando el espesor del recubrimiento de hormigón. La impermeabilidad requiere una severa limitación del ancho de las fisuras, aplicable solamente a estructuras especializadas. Por lo tanto, se debería reconocer que es posible que un único requisito, tal como la Ecuación (10-4) de este código, puede no ser suficiente para cubrir los tres motivos mencionados, es decir, apariencia, corrosión e impermeabilidad.

Existe una fuerte correlación entre el ancho de las fisuras superficiales y el recubrimiento de hormigón, dc, como se ilustra en la Figura 9-1. Para una determinada deformación específica del acero, cuanto mayor sea el recubrimiento mayor será el ancho de las fisuras y mayor será la influencia sobre la apariencia. Entre 1971 y 1995, el código especificaba factores z limitantes en base al concepto de que era necesario limitar el ancho de las fisuras superficiales. Los valores especificados de z = 175 y 145 kips/in., para exposiciones interiores y exteriores, respectivamente, correspondían a fisuras de 0,016 y 0,013 in. de ancho (ver Apéndice 9A). Se asumía que limitando el ancho de las fisuras a estos valores se lograría protección contra la corrosión. Pero, para poder satisfacer
los valores límites de z especificados, el método básicamente alentaba la reducción del recubrimiento de hormigón, lo cual potencialmente podía perjudicar la protección contra la corrosión. Lo que es más, el método penalizaba fuertemente las estructuras con recubrimientos de más de 2 in. ya sea reduciendo la separación o las tensiones bajo cargas de servicio de la armadura.

La influencia de la fisuración en el proceso de corrosión de las armaduras es un tema controvertido. Las investigaciones [9.1 y 9.2] muestran que la corrosión no tiene una correlación clara con el ancho de las fisuras superficiales en el rango de tensiones que normalmente aparecen en la armadura bajo cargas de servicio. De hecho, está ligeramente relacionada con los límites para el ancho de las fisuras superficiales de 0,013 a 0,016 in. de los códigos anteriores. Además, se ha descubierto que el ancho real de las fisuras men las estructuras es altamente variable. Se ha observado una dispersión del orden de ±50%. Esto llevó a investigar alternativas para reemplazar los factores z límites para exposición exterior e interior, como figuraban en la edición anterior del código (ver Apéndice 9A).

Efecto de los Nuevos Factores de Carga.

El factor más importante en la determinación del ancho de las fisuras es la tensión en el acero bajo cargas de servicio. Como resultado de los nuevos factores de carga especificados en 9.2.1, el requisito de resistencia para los elementos controlados por tracción solicitados a flexión se reduce en aproximadamente 10 por ciento, como se ilustra en la Figura 6-16. Esto aumenta la tensión en el acero bajo cargas de servicio.

Para un elemento con una sobrecarga igual a un medio de la carga permanente, el factor de seguridad global utilizando ACI 318-99 es de 1,67; esto implica una tensión en el acero de 1/1,67 = 0,6 fy bajo cargas de servicio. En base a estas consideraciones es que se permite adoptar fs bajo cargas de servicio igual al 60 por ciento de fy (10.6.4).

Usando el nuevo código, para la misma relación entre sobrecarga y carga permanente, el factor de seguridad global es 1,48, lo cual implica una tensión en el acero bajo cargas de servicio de 1/1,48 = 0,67 fy. Sin embargo, la sección 10.6.4 aún permite utilizar fs = 0,6fy para controlar la fisuración. El resultado es que, usando el nuevo código, el ancho de las fisuras puede ser entre 12 y 13 por ciento mayor para los elementos controlados por tracción.

El ancho de las fisuras no se puede predecir con un margen de precisión de 12 a 13 por ciento, y el código 2002 permite ignorar este aumento. Es importante observar que usando el nuevo código (en promedio) las fisuras serán entre 12 y 13 por ciento más anchas.

Es posible que el diseñador desee limitar el ancho de las fisuras a los valores obtenidos usando el código anterior. Esto se puede lograr usando un valor "por defecto" para la tensión del acero de 0,67fy ó 40 ksi, en lugar de 0,6fy. Esta es una decisión personal del diseñador; no constituye un requisito del código.

Paso 1: Seleccionar un valor aproximado para la cuantía de tracción ρ menor o igual que ρt pero mayor que el mínimo(10.5.1), siendo la cuantía ρt igual a:

 Paso 3: Dimensionar el elemento de manera que el valor de bd2 provista sea mayor o igual que el valor de bd2 requerida. Paso 4: En base a bd2 provista, calcular un nuevo valor revisado de ρ aplicando uno de los métodos siguientes:

1. Usando la Ecuación (4) con Rn = Mu/bd2 (método exacto)

2. Usando curvas de resistencia como las ilustradas en las Figuras 7-2 y 7-3. Los valores de ρ para armadura Grado
60 se dan en términos de Rn = Mu/bd2.

3. Usando tablas de resistencia al momento tales como la Tabla 7-1. Los valores de ω = ρfy/f'c se dan en términos de
la resistencia al momento Mu /f'c bd2.

4. Por proporciones aproximadas

(original) (R n revisada)

(R n original)

Observar en la Figura 7-2 que la relación entre Rn y ρ es aproximadamente lineal.

Paso 5: Calcular As requerida:

As = (ρ revisada) (bd provista)

Si los valores de b y d están prefijados, As requerida se puede calcular directamente como: As = ρ (bd provista) para lo cual ρ se calcula usando uno de los métodos indicados en el Paso 4.

Resistencia a la flexión de secciones rectangulares sólo con armadura de tracción

La Figura 7-3 muestra el efecto del factor de reducción de la resistencia . En particular, muestra lo que ocurre cuando se sobrepasa el límite para secciones controladas por tracción con un igual a 0,9. Como se puede ver en la Figura 7-3, no se logra ningún beneficio diseñando un elemento solicitado a flexión por debajo del límite de deformación específica para secciones controladas por tracción de 0,005. Cualquier ganancia de resistencia que se pudiera obtener usando mayores cuantías de armadura
es anulada por la reducción del factor de reducción de resistencia que se debe aplicar para cuantías más elevadas. Por lo tanto, los elementos solicitados a flexión se deberían diseñar como secciones controladas por tracción.

Uno se podría preguntar "porqué se permiten cuantías más elevadas y menores deformaciones específicas netas de tracción si éstas
no representan ningún beneficio?" En muchos casos el acero provisto está por encima del valor óptimo en el límite correspondiente
a secciones controladas por tracción. La porción "horizontal" de la curva de la Figura 7-3 le permite al diseñador proveer armadura
en exceso de la requerida (considerando tamaños de barra discretos) sin ser penalizados por "superar un límite codificado."

Tabla-7

Aunque los elementos solicitados a flexión casi siempre se deberían diseñar como secciones controladas por tracción con εt ≥
0,005, a menudo ocurre que las columnas con carga axial pequeña y grandes momentos flectores se encuentran en la "región de
transición" con εt comprendida entre 0,002 y 0,005, y está comprendido entre el valor correspondiente a secciones controladas
por compresión y el valor correspondiente a secciones controladas por tracción.

Generalmente las columnas se diseñan usando gráficas de interacción o tablas. En los diagramas de interacción el "punto límite"
para el cual εt = 0,005 y = 0,9 puede estar por encima o por debajo de la línea de carga axial nula.

Factores de reducción de la resistencia (II)

El código permite que el valor de se incremente linealmente desde el valor dado para las secciones controladas por tracción hasta el valor dado para las secciones controladas por compresión. Para aquellas secciones en las cuales la deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado, para la resistencia nominal, está comprendida entre los límites establecidos para secciones controladas por compresión y por tracción, se permite incrementar linealmente desde el valor correspondiente a secciones controladas por compresión hasta 0,90 a medida que la deformación neta de tracción en el acero más traccionado, para la resistencia nominal, se incrementa desde el límite para secciones controladas por compresión hasta 0,005. Esto se ilustra en la Figura 5-2.

Factores de Reducción de la Resistencia del Hormigón (I).

En la Tabla 5-2 se listan los factores prescriptos en 9.3.2 para el hormigón estructural. Las razones para utilizar factores de reducción de la resistencia ya han sido discutidas en secciones anteriores.

Observar que paras las secciones controladas por compresión se utiliza un factor menor que el utilizado para las secciones controladas por tracción. Esto se debe a que por lo general las columnas poseen menos ductilidad y son más sensibles a las variaciones de la resistencia del hormigón. Además, las consecuencias de la falla de una columna habitualmente son más severas que las de la falla de una viga. Por último, a las columnas zunchadas se les asigna un factor f mayor que a las columnas con estribos ya que las primeras tienen mayor tenacidad y ductilidad.

Resistencia Nominal vs. Resistencia de Diseño.

La resistencia de diseño proporcionada por un elemento estructural, sus uniones con otros elementos y su sección transversal, en términos de flexión, carga axial, corte y torsión, es igual a la resistencia nominal calculada de acuerdo con los requisitos e hipótesis estipulados en el código, multiplicada por un factor de reducción de la resistencia , que es menor que la unidad. Las reglas para el cálculo de la resistencia nominal generalmente se basan en los estados límites elegidos de forma conservadora para tensión, deformación, fisuración o aplastamiento, y concuerdan con datos experimentales para cada tipo de acción estructural. Sólo revisando los antecedentes de los requisitos del código es posible comprender cabalmente todos los aspectos de las resistencias calculadas para las diferentes acciones.

Protección o Recubrimiento con Hormigón: Requisitos Minimos.

Esta sección especifica requisitos mínimos de protección o recubrimiento de hormigón para los elementos hormigonados a nivel del plano de fundación, para los elementos en contacto con el suelo o expuestos al aire libre, y para los elementos interiores no expuestos a la acción del clima. En el Código 2002 se reorganizaron los requisitos sobre recubrimiento mínimo para hormigón colocado en obra (pretensado). Ahora los requisitos para hormigón colocado en obra (pretensado) están ubicados inmediatamente a continuación de los requisitos para hormigón colocado en obra (no pretensado). Luego siguen los requisitos para hormigón prefabricado, elaborado en condiciones de control en planta. En algunos casos para el hormigón colocado en obra (pretensado) y para el hormigón prefabricado elaborado en condiciones de control en planta se permite una ligera reducción de la protección o recubrimiento con respecto a la permitida para el hormigón colocado en obra (no pretensado). La expresión "elaborado en condiciones de control en planta" no significa necesariamente que los elementos prefabricados deben ser fabricados en una planta. Un elemento estructural pretensado en obra (por ejemplo, los tabiques izados) también calificarán para el recubrimiento reducido si el control de las dimensiones de los encofrados, la colocación de la armadura, la calidad del hormigón y el procedimiento de curado son equivalentes a los utilizados habitualmente en una planta. Las barras de gran diámetro, los paquetes de barras y los cables de pretensado requieren un recubrimiento ligeramente mayor. También se pueden requerir recubrimientos de mayor espesor en los ambientes corrosivos y para proveer protección contra el fuego. La Sección 18.3.3, introducida por primera vez en el Código 2002, exige que los elementos pretensados solicitados a flexión se clasifiquen como Clase U (no fisurado), Clase C (fisurado) o Clase T (transición entre no fisurado y fisurado). La Sección 7.7.5.1, también incorporada por primera vez en el código 2002, establece que los valores de recubrimiento indicados en 7.7.2 se deben incrementar un 50% para los elementos pretensados de las Clases C o T si los elementos están expuestos a ambientes corrosivos u otras condiciones de exposición severas. Esta exigencia de incrementar el recubrimiento un 50% se puede obviar si se verifica que la zona de tracción precomprimida del elemento no resulta traccionada bajo la acción de las cargas sostenidas o de larga duración. El diseñador debe prestar particular atención a las recomendaciones del comentario (R7.7.5) que sugieren aumentar el recubrimiento si durante su vida de servicio el hormigón va a estar expuesto a fuentes externas de cloruros, tales como el agua de mar o las aguas salobres. Como se observa en R7.7, se pueden utilizar otros métodos alternativos para proteger las armaduras contra las acciones del clima, siempre que estos métodos proporcionen una protección equivalente al recubrimiento adicional de hormigón requerido en 7.7.1(b), 7.7.2(b) y 7.7.3.1(a) con respecto a 7.7.1(c), 7.7.2(c) y 7.7.3.1(b), respectivamente.

Cables y Vainas de Pretensado.

Antes del código 1999, las distancias entre los cables de pretensado se especificaban en términos de distancias libres mínimas. El Código 1999 especifica las distancias entre los cables de pretensado en términos de la separación mínima entre los centros de las barras o alambres, y requiere 4db para los cordones y 5db para los alambres. Si la resistencia a la compresión del hormigón en el momento de la transferencia del pretensado, f'ci, es mayor o igual que 4000 psi, la separación mínima entre los centros de los cables de pretensado se puede reducir a 1,25 in. si se trata de alambres de diámetro nominal menor o igual que 0,5 in., o a 2 in. si se trata de cordones de diámetro nominal de 0,6 in. Estos cambios fueron el resultado de investigaciones patrocinadas por la Federal Highway Administration. El motivo por el cual actualmente se especifican separaciones entre los centros de los cables es que así fue como se tomaron las mediciones en estas investigaciones. Además, convertir estas separaciones entre centros en separaciones libres es complejo e innecesario, ya que las plantillas usadas por los fabricantes de elementos prefabricados siempre se han confeccionado en base a dimensiones "entre centro y centro." En la zona central del tramo se permite adoptar para los cables una separación vertical menor, o disponerlos en paquetes, siempre y cuando el diseño y la fabricación se realicen cuidadosamente. Las vainas de postesado se pueden agrupar en paquetes siempre que se demuestre que el hormigón se puede colocar satisfactoriamente y que se adopten las medidas necesarias para evitar que las vainas se rompan al tesar los cables.

Paquetes de Barra: Ahorrar espacio y Reducir la Congestión.

Cuando se requiere una gran concentración de armadura el uso de paquetes de barras de tamaños estándares puede ahorrar espacio y reducir la congestión, con lo cual se simplifica la colocación y compactación del hormigón. Para las columnas, la práctica de formar paquetes de barras es una manera de optimizar la ubicación y orientación de la armadura y aumentar su capacidad. Otra ventaja que representa el uso de paquetes de barras es la reducción del número de estribos requeridos.

Los paquetes de barras (barras de armadura paralelas en contacto entre sí, el conjunto de las cuales se supone que actúa como una unidad) están permitidos, siempre y cuando estos paquetes estén contenidos por estribos o estribos cerrados que los envuelvan. El uso de paquetes de barras está sujeto a las siguientes limitaciones:

1. En las vigas no se permite agrupar en paquetes a las barras No. 14 o No. 18.

2. Cada una de las barras de un paquete que se interrumpe dentro de un tramo de una viga se debe interrumpir en una sección diferente, y estas secciones deben estar escalonadas como mínimo 40 veces el diámetro de las barras.

3. Un paquete de barras puede tener como máximo dos barras en un mismo plano (es decir, tres o cuatro barras adyacentes ubicadas en un mismo plano no constituyen un paquete de barras).

4. Para establecer la separación y el recubrimiento de hormigón requerido, un paquete de barras se debe considerar como una única barra que tiene un diámetro equivalente obtenido a partir del área total de las barras del paquete. La Tabla 3-7 lista los diámetros equivalentes para diferentes paquetes de barras.

5. Un paquete de barras puede estar compuesto por un máximo de cuatro barras (ver Figura 3-2).

6. Los paquetes de barras deben estar contenidos por estribos o por estribos cerrados que los envuelvan.

Inspecciones Continuas durante la Colocación de toda la Armadura.

Se requieren inspecciones continuas durante la colocación de toda la armadura y el hormigón de los pórticos de momento especiales (sistemas de vigas y columnas) que resistirán esfuerzos de origen sísmico ubicados en una región de peligrosidad sísmica elevada o en aquellos asignados a una categoría de comportamiento o diseño sismorresistente elevada. Los pórticos
de momento especiales hormigonados en obra deben satisfacer los requisitos de las Secciones 21.2 a 21.5. Los pórticos de momento especiales construidos con elementos de hormigón prefabricado deben satisfacer, además, los requisitos adicionales especificados en la Sección 21.6. La Tabla 1-3 muestra cómo los códigos modelo usados en Estados Unidos
asignan la peligrosidad o el riesgo sísmico. El Código estipula que las inspecciones deben ser realizadas por un inspector
calificado bajo la supervisión del ingeniero responsable por el diseño estructural o bajo la supervisión de un ingeniero que posee una capacidad comprobada en la inspección de pórticos de momento especiales resistentes a esfuerzos sísmicos ubicados en zonas de peligrosidad sísmica elevada o en estructuras asignadas a categorías de comportamiento o diseño sísmico elevadas. El artículo R.1.3.5* indica que la calificación de los inspectores debe ser aceptable para la jurisdicción que
ha adoptado el código general de construcción.

Este requisito se basa en requisitos similares contenidos en el NBC, el IBC, el SBC y el UBC; en estos documentos estas inspecciones se denominan como "inspecciones especiales." El inspector especialmente calificado debe "demostrar su competencia para realizar la inspección del tipo particular de construcción que motiva la inspección especial." La Sección
1.3 contiene información sobre programas de certificación voluntarios para los inspectores especiales. El inspector especial tiene los siguientes deberes y responsabilidades:
Observar el trabajo para verificar que cumpla con la documentación técnica aprobada.

2. Entregar informes de inspección a la autoridad competente, al ingeniero o arquitecto responsable, y a las demás personas designadas.

3. Presentar un informe de inspección final indicando si el trabajo cumple con la documentación técnica aprobada y si los métodos constructivos empleados son aceptables.

Hace tiempo que el requisito que exige la realización de inspecciones especiales por parte de un inspector especialmente calificado existe en el UBC; sin embargo, en el NBC y el SBC es un requisito relativamente nuevo. Con la adopción por parte del IBC, el NBC y el SBC de los requisitos sismorresistentes de NEHRP, estas inspecciones especiales cobran particular importancia. Una parte integral de los requisitos de NEHRP es la exigencia de contar con inspecciones especiales para los sistemas resistentes a los esfuerzos sísmicos de los edificios asignados a categorías de comportamiento o diseño sísmico elevadas.

Por definición, una inspección especial por parte de un inspector especial implica una inspección continua de la construcción. Para las construcciones de hormigón se requiere una inspección especial durante la colocación de todas las armaduras, durante la toma de muestras del hormigón usado para fabricar las probetas para los ensayos de resistencia, y durante las operaciones de colocación del hormigón. No es necesario que el inspector especial presencie todo el proceso de colocación
de las armaduras, siempre que antes de colocar el hormigón realice una inspección de la armadura ya colocada. Generalmente no se exigen inspecciones especiales en ciertas obras, cuando las autoridades determinan que la construcción
es de naturaleza menor y que no existe ningún riesgo para la seguridad pública. Tampoco se requieren inspecciones especiales para los elementos de hormigón prefabricado producidos bajo condiciones de control en planta, siempre que la planta haya sido autorizada previamente por la autoridad competente para realizar estos trabajos sin inspecciones especiales.

Otro requisito de "inspección" del IBC y el UBC que no forma parte del NBC ni del SBC es el relacionado con el concepto
de "observación de la estructura." De acuerdo con el UBC, se requiere la observación de la estructura para los edificios ubicados en regiones de peligrosidad sísmica elevada (Zona Sísmica 3 o 4). De acuerdo con el UBC, también se requiere para las estructuras de mayor importancia asignadas a las categorías de diseño sísmico D, E o F, o ubicadas en una región en
la cual la velocidad básica del viento es mayor que 110 millas por hora (velocidad de ráfagas de 3 segundos). De acuerdo con el UBC, el propietario debe contratar al ingeniero o arquitecto responsable por los trabajos de diseño estructural, o a otro ingeniero o arquitecto designado por el ingeniero o arquitecto responsable por el diseño estructural, para que realice una observación visual del sistema estructural en ciertas etapas significativas del proceso constructivo y después de su finalización, para verificar la conformidad general con los planos y especificaciones técnicas aprobados. De acuerdo con el IBC, se puede contratar a cualquier profesional del diseño matriculado calificado para que realice las observaciones de la estructura. Una vez completado el proyecto, y antes de emitir el certificado de finalización de obra, el ingeniero o arquitecto debe presentar a la autoridad competente una declaración por escrito indicando que se han realizado visitas a la obra, y describiendo cualquier deficiencia que no hubiera sido corregida.

En vista del creciente interés por inspeccionar las nuevas construcciones en Estados Unidos, particularmente aquellas ubicadas en regiones de peligrosidad sísmica elevada, se aconseja al diseñador que revise los requisitos de inspección especificados por el código general de construcción vigente, y que determine con exactitud cuál es la función del ingeniero

en las inspecciones a realizarse durante la etapa constructiva.

La Correcta Distribución de la Armadura de Tracción en Vigas y Losas Armadas.

Los requisitos de 10.6 exigen una correcta distribución de la armadura de tracción en vigas y losas armadas en una dirección a fin de controlar la fisuración por flexión. Las estructuras construidas en el pasado, usando métodos de Diseño por Tensiones de Trabajo y armadura con tensión de fluencia menor o igual que 40.000 psi, tenían bajas tensiones de tracción en las armaduras bajo cargas de servicio. Por lo tanto, en presencia de bajas tensiones de tracción en la armadura bajo cargas de servicio, estas estructuras no evidenciaban mayores problemas de fisuración por flexión.

Con la aparición de aceros de alta resistencia con tensiones de fluencia mayores o iguales que 60.000 psi, y con el uso de métodos de Diseño por Resistencia que permiten mayores tensiones en la armadura, el control de la fisuración por flexión ha cobrado mayor importancia. Por ejemplo, si una viga se diseñara usando el Método de Diseño por Tensiones de Trabajo y una tensión de fluencia de 40.000 psi, la tensión en la armadura bajo cargas de servicio sería de alrededor de 20.000 psi. Usando el Método de Diseño por Resistencia y una tensión de fluencia de 60.000 psi, la tensión bajo cargas de servicio podría ser de hasta 36.000 psi. Si de hecho la fisuración por flexión es proporcional a la tensión de tracción en el acero, es evidente que el proceso de diseño debe incluir criterios para controlar la fisuración.

Las primeras investigaciones del ancho de las fisuras en vigas y elementos solicitados a tracción axial indicaron que el ancho de las fisuras era proporcional a la tensión en el acero y al diámetro de las barras, pero inversamente proporcional a la cuantía de armadura. Investigaciones más recientes, realizadas usando barras conformadas, han confirmado que el ancho de las fisuras es

proporcional a la tensión en el acero. Sin embargo, se ha comprobado que hay otras variables importantes tales como la calidad del hormigón y el recubrimiento sobre las barras. Se debe recordar que el ancho de las fisuras es muy variable, aún en trabajos realizados en laboratorio bajo condiciones estrictamente controladas. Por este motivo, en el código sólo se presenta una expresión sencilla para controlar la fisuración, diseñada para obtener detalles de armado razonables que concuerden con estudios experimentales y experiencias anteriores.

Diseño de Secciones Rectangulares que Solo Tienen Armadura de Tracción.

En el diseño de secciones rectangulares que sólo tienen armadura de tracción (Fig. 7-1), las condiciones de equilibrio son las siguientes:

1. Equilibrio de fuerzas:

 2. Equilibrio de momentos:

Flexion: Consideraciones Generales.

Para el diseño o la investigación de los elementos solicitados a flexión (vigas y losas), la resistencia nominal de la sección transversal (Mn) se debe reducir aplicando el factor de resistencia a fin de obtener la resistencia de diseño (Mn) de la sección. La resistencia de diseño (Mn) debe ser mayor o igual que la resistencia requerida (Mu). También se deben satisfacer los requisitos de comportamiento en servicio para limitar las flechas (9.5) y distribución de la armadura para limitar la fisuración (10.6).

Los Ejemplos 7.1 a 7.7 ilustran la correcta aplicación de los diversos requisitos del código que gobiernan el diseño de los elementos solicitados a flexión. Antes de los ejemplos de diseño se describen procedimientos paso a paso para el diseño de secciones rectangulares que sólo tienen armadura de tracción, secciones rectangulares con múltiples capas de armadura, secciones rectangulares con armadura de compresión, y secciones con alas que sólo tienen armadura de tracción.

Resistencia Promedio Requerida (II).

Otras consideraciones referidas a las combinaciones de carga:

1. Si en el diseño se considera la resistencia a los efectos de impacto, éstos se deberán incluir con la sobrecarga (9.2.2).

2. Las estimaciones de los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción, la expansión del hormigón de contracción compensada, y los cambios por temperatura se deberán basar en una evaluación realista de la ocurrencia de estos efectos mientras la estructura está en servicio (9.2.3).

3. Para las estructuras ubicadas en zonas inundables, se deberán usar la carga de inundación y las combinaciones de cargas de ASCE 7 (9.2.4).

4. Para el diseño de la zona de anclaje de los elementos postesados se deberá aplicar un factor de carga igual a 1,2 a la máxima fuerza del gato usado para tesar el acero (9.2.5).

Como se puede ver, las combinaciones de cargas son ahora más complejas que en las ediciones anteriores del código ACI. Para muchos elementos, las cargas a considerar son el preso propio, las sobrecargas, las cargas de viento y las cargas sísmicas. Una simplificación conservadora consiste en incluir la sobrecarga en las cubiertas Lr junto con la sobrecarga L, y aplicar en las ecuaciones el factor de carga más elevado correspondiente a L ó Lr. Cuando no se consideran las cargas F, H, R, S y T, las siete ecuaciones se simplifican, obteniéndose las ecuaciones indicadas a continuación en la Tabla 5-1.

Si se consideran cargas gravitatorias (permanentes y sobrecargas), un diseñador que utiliza los coeficientes de momento del código (coeficientes iguales para carga permanente y sobrecarga – 8.3.3) tiene tres opciones: (1) multiplicar las cargas por los factores de carga correspondientes, sumarlas para obtener la carga total mayorada y luego calcular las fuerzas y momentos debidos a la carga total, (2) calcular los efectos de la carga permanente mayorada y la sobrecarga mayorada de forma separada y luego superponer ambos efectos, o bien (3) calcular los efectos de la carga permanente no mayorada y la sobrecarga no mayorada de forma separada, multiplicar los efectos por los factores de carga correspondientes y finalmente superponerlos. De acuerdo con el principio de superposición, con todos estos procedimientos se obtendrá el mismo resultado. Los diseñadores que realizan un análisis más detallado usando coeficientes diferentes para las cargas permanentes y para las sobrecargas no tienen la opción (1). Si se consideran tanto cargas gravitatorias como cargas laterales, es obvio que las solicitaciones (debidas a cargas mayoradas o no mayoradas) se deberán calcular por separado antes de poder realizar cualquier superposición.

Al determinar la resistencia requerida para las diferentes combinaciones de cargas se deben considerar adecuadamente los signos (positivo o negativo), ya que un determinado tipo de carga puede producir efectos que se suman o contrarrestan los  efectos de otro tipo de carga diferente. Aún cuando las Ec. (9-6) y (9-7) tienen un signo positivo delante de las cargas de viento (W) o la carga sísmica (E), estas combinaciones se deben usar cuando las fuerzas o efectos de las cargas sísmicas o de viento se oponen a las cargas permanentes. Cuando los efectos de las cargas gravitatorias y las cargas de viento (W) o sísmicas (E) son aditivas se deben usar las Ec. (9-4), (9-5) y (9-6).

Para determinar la combinación de diseño más crítica se deben considerar adecuadamente las diferentes combinaciones de cargas. Esto es particularmente importante cuando la resistencia depende de más de un efecto de carga, como en el caso de la resistencia a flexión y carga axial combinadas o la resistencia al corte de elementos que soportan carga axial.

Resistencia Promedio Requerida (I).

Como ya se mencionó anteriormente, la resistencia requerida U se expresa en términos de cargas mayoradas, o de los momentos y fuerzas internas correspondientes. Las cargas mayoradas son las cargas de nivel de servicio especificadas en el código general de construcción, multiplicadas por los factores de carga apropiados indicados en 9.2. Es importante reconocer que las fuerzas sísmicas calculadas de acuerdo con las últimas ediciones de los códigos de construcción modelo vigentes en Estados Unidos son fuerzas de nivel de resistencia. Específicamente, las fuerzas sísmicas calculadas según las ediciones de 1993 y posteriores del BOCA National Building Code, las ediciones de 1994 y posteriores del Standard Building Code, y la edición 1997 del Uniform Building Code, son fuerzas de nivel de resistencia. Además, el International Building Code (IBC 2000) desarrollado por el International Code Council contiene requisitos sísmicos que corresponden a fuerzas de nivel de resistencia.

Este desarrollo ha aumentado la confusión existente dentro del ámbito de la ingeniería estructural, ya que al diseñar el hormigón se deben usar algunas combinaciones de cargas de ACI 318 y otras del código de construcción vigente. Para ayudarle al calculista a comprender las diferentes combinaciones de cargas y su correcta aplicación al diseño de elementos estructurales de hormigón gobernados por uno de estos códigos, la PCA recientemente publicó un nuevo documento. Este documento, Strength Design Load Combinations for Concrete Elements,5.3 contiene antecedentes sobre el uso de las
combinaciones de cargas mayoradas de ACI 318. Además, cita las combinaciones de cargas de la mayoría de los códigos modelo vigentes, incluyendo el IBC, que se deben usar para el diseño sísmico.

La Sección 9.2 prescribe factores de carga para combinaciones de cargas específicas. A continuación se listan estas combinaciones. El valor numérico del factor de carga asignado a cada tipo de carga depende del grado de precisión con la cual normalmente se pueden evaluar las cargas, la variabilidad de las cargas anticipada durante la vida de servicio de la estructura, y la probabilidad de ocurrencia simultánea de los diferentes tipos de cargas. Por lo tanto, debido a que generalmente se puede determinar con mayor precisión y tiende a ser menos variable, a la carga permanente se le asigna un factor de carga menor (1,2) que el asignado a la sobrecarga (1,6). También al peso y la presión de fluidos de densidades bien definidas y alturas máximas controlables se les asigna un factor de carga reducido igual a 1,2 ya que en este caso la probabilidad de exceso de carga es menor. Para las presiones laterales del suelo y las presiones del agua subterránea se requiere un factor de carga mayor (1,6), ya que su magnitud y recurrencia están sujetas a un elevado grado de incertidumbre. Observar que, aunque se incluyen la mayoría de las combinaciones de cargas más habituales, no se debe asumir que esta lista abarca todos los casos posibles. La Sección 9.2 contiene las siguientes combinaciones de cargas:

Observar que en las Ecuaciones (9-1) a (9-7) también se debe investigar el efecto de una o más cargas actuando simultáneamente.

Las excepciones a las combinaciones de cargas son las siguientes:

1. El factor de carga para L en las Ec. (9-3), (9-4) y (9-5) se podrá reducir a 0,5 excepto en el caso de garajes, zonas ocupadas por áreas destinadas a actividades públicas y todas aquellas áreas donde la sobrecarga L sea mayor que 100 lb/ft2.

2. Cuando la carga de viento W no ha sido reducida por un factor de direccionalidad, se permite utilizar 1,3W en lugar de 1,6W en las Ecuaciones (9-4) y (9-6). Observar que la ecuación para carga de viento en ASCE 7-98 e IBC 2000 incluyen un factor de direccionalidad del viento que para los edificios es igual a 0,85. El factor de carga para viento en las ecuaciones de las combinaciones de cargas fue aumentado de manera consecuente (1,3/0,85 = 1,53 redondeado a 1,6). El código permite usar el factor de carga anterior de 1,3 si la carga de viento de diseño se obtiene de otras fuentes que no incluyen el factor de direccionalidad del viento.

3. Cuando la carga sísmica E se basa en fuerzas sísmicas de nivel de servicio, en las Ecuaciones (9-5) y (9-7) se deberá usar 1,4E en lugar de 1,0E.

4. En las Ecuaciones (9-6) y (9-7) el factor de carga para H se debe fijar igual a cero si la acción estructural debida a H contrarresta la acción debida a W o a E. Cuando la presión lateral del suelo contribuye a resistir las acciones estructurales debidas a otras fuerzas, no es necesario incluirla en H pero sí es necesario incluirla en la resistencia de diseño.

Limites para la Separación de la Armadura: Separación Máxima.

En las losas y tabiques, exceptuando las losas nervuradas, la separación de la armadura principal de flexión debe ser menor o igual que tres veces el espesor del tabique o de la losa y menor o igual que 18 in.

Limites de Separación de la Armadura: Separación Minima.

La separación (distancia libre) entre las barras debe satisfacer los siguientes requisitos:

Separación mínima
En los elementos que tienen una sola capa de armadura, la separación libre mínima entre barras paralelas ubicadas debe ser como mínimo igual a un diámetro de barra, pero siempre mayor o igual que 1 in. En los elementos que tienen dos o más capas de de armadura, las barras de la capa superior se deben colocar directamente encima de las barras de la capa inferior;
la separación libre vertical mínima entre las diferentes capas debe ser como mínimo igual a 1 in. En los elementos solicitados a compresión armados con estribos cerrados o zunchos, la distancia libre entre las barras longitudinales debe como mínimo mayor o igual que 1,5 diámetros de las barras, pero siempre mayor o igual que 1,5 in. Estas separaciones mínimas también se aplican a la separación libre entre un empalme por yuxtaposición de una barra o paquete de barras y las barras o empalmes adyacentes. También pueden ser aplicables los requisitos de la Sección 3.3.2, los cuales se basan en el tamaño máximo de los agregados. La Tabla 3-6 resume las separaciones libres mínimas entre las barras de armadura.

Soldaduras de Punto.

Observar que el Código prohíbe la utilización de soldaduras como método de fijación de las barras de armadura que se cruzan, excepto cuando el ingeniero las autorice específicamente. Por definición, una soldadura de punto es una pequeña soldadura usada para facilitar la fabricación o la instalación de la armadura, y no una soldadura estructural. Las soldaduras de puntos pueden fragilizar localmente el acero, y nunca se debe utilizar este tipo de soldadura en la armadura requerida por el diseño. Como se observa en la sección 3.5.2, todas las soldaduras de las armaduras se deben realizar conforme a los procedimientos de soldadura controlada especificados en AWS D1.4, incluyendo un correcto precalentamiento (si fuera necesario) y el uso de electrodos que satisfagan los requisitos especificados para las soldaduras terminadas.

Inspección de las Construcciones de Hormigón.

El Código ACI requiere que las construcciones de hormigón sean inspeccionadas de acuerdo con lo exigido por el código de construcción general legalmente vigente. Si el código de construcción general vigente no contiene requisitos de inspección, o en regiones en las cuales no se ha adoptado ningún código de construcción, los requisitos de la Sección 1.3 pueden servir de guía para lograr un nivel de inspección aceptable. Si el código de construcción vigente no contiene requisitos de inspección o si no se ha adoptado ningún código, las construcciones de hormigón, como mínimo, deben ser inspeccionadas por un profesional matriculado, por una persona bajo la supervisión de un profesional matriculado, o por un inspector calificado. Si una persona dice estar calificado para realizar estas inspecciones, se le debería exigir que demuestre su competencia obteniendo una certificación apropiada. Diferentes organizaciones han establecido programas de certificación voluntarios para los inspectores de las construcciones de hormigón, entre ellas ACI, BOCA, ICBO y SBCCI. Es posible que existan otros programas de certificación similares.

Los cuatro códigos modelo adoptados en Estados Unidos para reglamentar el diseño y la construcción exigen diferentes grados de inspección. Sin embargo, estos requisitos de tipo administrativo generalmente son modificados o enmendados cuando la jurisdicción local decide adoptar el código. El ingeniero debe consultar los requisitos de inspección específicos indicados en el código de construcción general legalmente vigente en la jurisdicción donde se encuentra la obra.

Además de las inspecciones periódicas arriba mencionadas, es posible que se requieran inspecciones por parte de inspectores especiales (ver la discusión sobre el artículo 1.3.5). El ingeniero debe consultar al código de construcción local o bien a las autoridades locales para investigar si dentro de la jurisdicción donde se construirá la obra existen requisitos de inspección especiales. El grado de inspección y la responsabilidad por la inspección deben ser explicitados en la documentación técnica. Sin embargo, se debe observar que la mayoría de los códigos que exigen inspecciones especiales no permiten que el contratista de la obra contrate al inspector especial. Habitualmente especifican que el inspector especial debe ser contratado por el propietario. Por este motivo, si la frecuencia y el tipo de inspecciones se especifica en la documentación contractual del proyecto, se debe aclarar que los costos que ocasionarán estos servicios no están incluidos en la oferta del contratista general.

Documentacion Técnica.

Para que el diseño ideado por el ingeniero se pueda materializar adecuadamente es necesario que la documentación técnica contenga toda la información necesaria. Hace ya muchas ediciones que el Código incluye un listado de los ítems que deben figurar en la documentación técnica.

Información que debe incluir la documentación técnica

La información que debe incluir la documentación técnica prácticamente no ha variado con respecto al Código de 1999. Sin embargo, se ha agregado un ítem "e" que exige que los anclajes estén indicados en los planos de obra. Estos planos deben incluir toda la información de los anclajes necesaria para permitir su instalación con la profundidad de empotramiento y las distancias a los bordes que el ingeniero supuso para el diseño. Además, si en el diseño se utilizó "armadura suplementaria"
(ver la definición correspondiente en la Sección D.1), se debe indicar la ubicación de dicha armadura con respecto a los anclajes.

Resistencia y Comportamiento en Servicio (parte V).

Los factores de carga se requieren para considerar los posibles excesos de carga ya que:

a. Las magnitudes de las cargas pueden diferir de las supuestas. Las cargas permanentes pueden variar por:

• Las variaciones del tamaño de los elementos.
• Las variaciones de la densidad de los materiales.
• Las modificaciones estructurales y no estructurales.

Las sobrecargas varían considerablemente en función del tiempo y del edificio del cual se trate.

b. Existen incertidumbres en el cálculo de las solicitaciones – Las suposiciones de las rigideces, longitudes de tramo, etc.,
y las incertidumbres involucradas en el modelado de las estructuras tridimensionales hacen que haya diferencias entre
las tensiones que realmente ocurren en una construcción y aquellas estimadas en el análisis del diseñador.

3. También se requiere reducir la resistencia y mayorar las cargas para reflejar el hecho de que las consecuencias de una falla pueden ser graves. Se deberían considerar diferentes factores:

a. El tipo de falla, la presencia de señales que permitan anticipar la ocurrencia de una falla, y la existencia de recorridos
de carga alternativos.
b. Las potenciales pérdidas de vidas humanas.
c. Los costos sociales, en términos de tiempo, lucro cesante, o pérdidas materiales o de vidas humanas indirectas, provocadas por la falla.
d. La importancia del elemento estructural dentro de la estructura.
e. El costo de reemplazo de la estructura.

Como antecedente de los valores numéricos de los factores de carga y factores de reducción de la resistencia especificados
en el código, vale la pena reproducir el siguiente párrafo de la Ref. 5-2:

"Los requisitos de diseño … de ACI … se basan en la hipótesis de que si la probabilidad de que haya elementos de menor resistencia que la supuesta es de aproximadamente 1 en 100, y la probabilidad de que haya exceso de carga es de aproximadamente 1 en 1000, la probabilidad de que haya elementos con menor resistencia que la supuesta sujetos a exceso de carga es de aproximadamente 1 en 100.000. Los factores de carga fueron desarrollados para lograr esta probabilidad. Se calcularon las resistencias de varias secciones típicas en base a valores de resistencia del hormigón y del acero correspondientes a una probabilidad de menor resistencia de 1 en 100. La relación entre la resistencia basada en estos valores y la resistencia basada en las resistencias nominales de varias secciones típicas se ajustó arbitrariamente de manera de considerar las consecuencias de la falla y del modo de falla, y del modo de falla de un tipo particular de elemento, y para otras fuentes que pueden hacer variar la resistencia."

Un Apéndice de la Ref. 5.2 recorre la historia del desarrollo de los actuales factores de carga y reducción de la resistencia de ACI.

Resistencia y Comportamiento en Servicio (parte IV).

A continuación presentamos los motivos por los cuales en el diseño por resistencia se requieren factores de reducción de la resistencia y factores de carga:5.2

1. Las razones para utilizar factores de reducción de la resistencia son las siguientes:

a. Las resistencias de los materiales pueden diferir de las supuestas en el diseño por las siguientes razones:

• Variabilidad de las resistencias de los materiales – Tanto la resistencia a la compresión del hormigón como la resistencia a la fluencia y la resistencia última a la tracción de la armadura son variables.
• Efecto de la velocidad de ensayo – Tanto las resistencias del hormigón como las del acero se ven afectadas por la velocidad de aplicación de las cargas.
• Resistencia in situ vs. resistencia de una probeta – La resistencia del hormigón colocado en una estructura no es exactamente igual a la resistencia del mismo hormigón en una probeta de control.
• Efecto de la variabilidad de las tensiones de contracción o las tensiones residuales – La variabilidad de las tensiones residuales debidas a la contracción puede afectar la carga de fisuración de un elemento, y es
significativa si la fisuración constituye el estado límite crítico. De manera similar, en las columnas, la
transferencia de carga de compresión del hormigón al acero provocada por la fluencia lenta y contracción puede llevar a la fluencia prematura de la armadura y, en las columnas esbeltas con bajas cuantías de armadura, la posibilidad de fallas por inestabilidad.

b. Las dimensiones de los elementos pueden diferir de las supuestas, ya sea por errores constructivos o de fabricación. Los siguientes factores son significativos:

• Las tolerancias de fabricación y laminación de las barras de armadura.
• Los errores geométricos en la sección transversal y los errores en la colocación de las armaduras.

c. Las hipótesis y simplificaciones usadas en las ecuaciones de diseño – tales como el uso del bloque rectangular de tensiones y una máxima deformación utilizable del hormigón igual a 0,003 – introducen tanto errores sistemáticos como errores accidentales.

d. El uso de tamaños de barra discretos produce variaciones en la capacidad real de los elementos.

Tolerancias para la colocación de la armadura (II)

Para los extremos de las barras y la ubicación longitudinal de los ganchos la tolerancia es de ± 2 in., excepto en los extremos discontinuos de las ménsulas y cartelas donde la tolerancia es de ± 1/2 in. En los extremos discontinuos de otros elementos
se permite una tolerancia de + 1 in. También se aplica la tolerancia para el recubrimiento mínimo de hormigón especificada en el artículo 7.5.2.1. Estas tolerancias se ilustran en la Figura 3-1.

Observar que una tolerancia de signo positivo (+) aumenta la dimensión, mientras que una tolerancia de signo negativo (–)
la reduce. Cuando solamente se especifica una tolerancia de signo negativo es porque no hay ninguna limitación en el sentido positivo. El control de calidad durante la etapa constructiva debe considerar la más estricta de las tolerancias aplicables.

Además de las tolerancias para la colocación de la armadura especificadas en el Código, el ingeniero se debería familiarizar
con la norma ACI 117.3.5 La norma ACI 117 incluye tolerancias para todas las dimensiones, cantidades y propiedades del hormigón que se utilizan en la construcción. La intención es que el documento ACI 117 se adopte por referencia directa en
las especificaciones técnicas del proyecto, y por este motivo tiene el formato de una especificación.

El diseñador debe especificar e identificar claramente las tolerancias para el recubrimiento de hormigón de acuerdo con las necesidades del proyecto. Por ejemplo, si el hormigón estará expuesto a un ambiente muy agresivo, como por ejemplo el que provocan las sales anticongelantes, donde el espesor del recubrimiento de hormigón sobre las armaduras puede representar una consideración crítica desde el punto de vista de la durabilidad, el ingeniero puede especificar para este recubrimiento tolerancias menores que las permitidas por el Código o bien, por el contrario, especificar un mayor espesor para el recubrimiento para reconocer la variabilidad que se anticipa en la colocación de la armadura.

Tolerancias para la colocación de la armadura (I)

Las tolerancias especificadas en el Código se aplican simultáneamente al recubrimiento de hormigón y a la profundidad efectiva del elemento, d. Como la dimensión "d" es la más importante desde el punto de vista estructural, cualquier desviación de esta dimensión (especialmente en los elementos de menor profundidad) puede afectar la resistencia de la estructura terminada. La variación permitida respecto de la profundidad efectiva, d, toma en cuenta esta reducción de la resistencia, especificando tolerancias más bajas para los elementos de menor profundidad. También se establecen tolerancias admisibles para reflejar las técnicas y prácticas constructivas habituales. Las tolerancias críticas para la ubicación de la armadura longitudinal son las ilustradas en la Tabla 3-5, para las cuales hay dos excepciones:

1. La tolerancia para la distancia libre al intradós de un encofrado no debe ser menor que -1/4 in.

2. Las tolerancias para el recubrimiento de hormigón no deben ser mayores que -1/3 del mínimo recubrimiento libre de hormigón requerido en los planos y especificaciones técnicas. Ver el Ejemplo 3.1.

Nivel de Peligrosidad Sísmica especificado en el Código de Construcción General (III)

La edición 2000 del IBC,1.4 cuyos requisitos de diseño sismorresistente se basan en los Requisitos NEHRP 1997,1.8 expresan la peligrosidad sísmica de manera similar al NBC y al SBC, pero con una diferencia significativa. Para determinar el riesgo sísmico el IBC también considera los efectos de amplificación de los suelos blandos. El parámetro utilizado en el IBC para asignar el riesgo sísmico, para determinar los detalles de armado y otros requisitos es la Categoría de Diseño Sísmico. La Categoría de Diseño Sísmico de un edificio se determina de manera similar a la Categoría de Comportamiento Sísmico del NBC y el SBC. Primero el edificio se asigna a un Grupo de Uso Sísmico, que es igual al Grupo de Riesgo Sísmico del NBC y el SBC. A partir de este punto el procedimiento del IBC es más complejo. En vez de determinar un valor anticipado para el movimiento del terreno en base a una tabla, se determinan dos valores del espectro de aceleración de respuesta, uno para un período corto (0,2 segundos) y el otro para un período de 1 segundo. Luego estos factores se ajustan para considerar los efectos del tipo de suelo y se multiplican por dos tercios para obtener los valores de la aceleración de diseño. Conociendo elGrupo de Uso Sísmico y la aceleración de diseño, para determinar la Categoría de Diseño Sísmico en base a cada uno de los valores de diseño se ingresa a dos tablas diferentes. Si las Categorías de Diseño Sísmico obtenidas son diferentes, la determinante es la mayor.

A modo de guía, a los fines de determinar el campo de aplicación de los requisitos de diseño y los detalles de armado especiales, la Tabla 1-3 muestra la correlación entre las zonas sísmicas del UBC; las Categorías de Comportamiento Sísmico del NBC, el SBC y los Requisitos NEHRP 1991; y las Categorías de Diseño Sísmico del IBC 2000 y los Requisitos NEHRP 1997.

Tabla 1-3 – Comparación de los Niveles de Peligrosidad Sísmica de ACI 318 con los de otros códigos y normas

1. SPC = Categoría de Comportamiento Sísmico según lo definido por el código, la norma o el documento fuente.
2. SDC = Categoría de Diseño Sísmico según lo definido por el código, la norma o el documento fuente.
3. Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures.
4. NEHRP (National Earthquake Hazards Reduction Program) Recommended Provisions for Seismic Regulations for New
Buildings.
5. NEHRP (National Earthquake Hazards Reduction Program) Recommended Provisions for Seismic Regulations for New
Buildings and Other Structures.

Nivel de Peligrosidad Sísmica especificado en el Código de Construcción General (II)

Sin embargo, a partir de la adopción de los Requisitos NEHRP 1991 en el NBC y el SBC, el diseñador tendrá que consultar el código modelo vigente para determinar el nivel de peligrosidad sísmica y los correspondientes requisitos especiales para el diseño sismorresistente. El NBC, el SBC y los Requisitos NEHRP 1991, sobre los cuales se basan los requisitos de diseño sismorresistente de ambos códigos modelo, asignan una estructura a una Categoría de Comportamiento Sísmico determinada.

La Categoría de Comportamiento Sísmico expresa el riesgo en términos de la naturaleza y el destino del edificio, y del movimiento estimado de la roca en el sitio de emplazamiento. Para determinar la Categoría de Comportamiento Sísmico de una estructura primero es necesario determinar su Grupo de Riesgo Sísmico. Las instalaciones esenciales se asignan al Grupo III, los edificios utilizados para reuniones públicas y otras estructuras en las cuales habrá muchos ocupantes se asignan al Grupo II. Los edificios y demás estructuras no asignadas a los Grupos II o III se consideran parte del Grupo I (para una definición más precisa de estos Grupos de Riesgo Sísmico, ver el código vigente). El siguiente paso consiste en determinar el coeficiente de aceleración máxima relacionado con la velocidad, AV, que se obtiene de un mapa que forma parte del NBC y el SBC. Una vez que se tienen estos dos elementos se puede determinar la Categoría de Comportamiento Sísmico con ayuda de una tabla incluida en el código vigente que es similar a la Tabla 1-2, la cual se ha tomado de los Requisitos NEHRP.

Nivel de Peligrosidad Sísmica especificado en el Código de Construcción General (I)

Tradicionalmente este código ha diferenciado entre peligrosidad sísmica "baja," "moderada" o "elevada." La definición exacta de los niveles de peligrosidad sísmica está bajo la jurisdicción del código de construcción general y se asignan por zonas (que dependen de la intensidad del movimiento del terreno). Los códigos modelo especifican cuáles secciones del Capítulo 21 se deben satisfacer en función del nivel de peligrosidad sísmica. A modo de guía, en ausencia de requisitos específicos en el código de construcción general, los niveles de peligrosidad sísmica se correlacionan con las zonas sísmicas de la siguiente manera:

Esta correlación de los niveles de peligrosidad sísmica y las zonas sísmicas se refiere al UBC.1.3

Resistencia y Comportamiento en Servicio (parte II).

Aumenta la resistencia requerida usando cargas mayoradas o los momentos y fuerzas internas mayoradas. Las cargas mayoradas se definen en 2.1 como las cargas de servicio multiplicadas por los factores de carga apropiados. Las cargas a utilizar se describen en 8.2. Por lo tanto, la resistencia a la flexión requerida de la sección ilustrada en la Fig. 5-1 para carga permanente y sobrecargas es:

Resistencia y Comportamiento en Servicio (parte I).

Disminuye la resistencia multiplicando la resistencia nominal por el factor de reducción de la resistencia adecuado, que siempre es menor que la unidad. La resistencia nominal se calcula mediante los procedimientos del código asumiendo que el elemento o la sección tendrá exactamente las dimensiones y propiedades de los materiales supuestas en los cálculos. Por ejemplo, la resistencia nominal al momento flector para la sección ilustrada en la Fig. 5-1 es:

Colocacion de las Armaduras (parte II)

El ingeniero debe especificar el tipo de protección requerida en las especificaciones técnicas del proyecto. Se debe observar que el sistema de soportes usado para las armaduras generalmente se detalla en el plano de armaduras preparado por el fabricante de las armaduras. El ingeniero debe revisar el sistema de soportes, incluyendo el tipo de protección especificado,
ya que las dimensiones de estos soportes también afectan los requisitos de recubrimiento de hormigón sobre las armaduras.

Cuando se especifican barras con revestimiento epoxi, los soportes de las barras deberán estar fabricados de materiales dieléctricos, o bien los soportes se deberán recubrir con un material dieléctrico tal como la resina epoxi o el vinilo, los cuales son compatibles con el hormigón. Ver la discusión sobre el artículo 3.5.3.7 en el Capítulo 2 de este documento, donde se especifican accesorios y métodos de manipuleo especiales específicamente desarrollados para minimizar los daños del revestimiento epoxi durante el transporte, manipuleo y colocación de las barras revestidas.

El artículo R7.5.1 del Comentario enfatiza la importancia de fijar rígidamente los estribos de las vigas a los encofrados, y no solamente a la armadura principal. Si los estribos no se fijan a los encofrados es posible que el tránsito de los operarios durante la colocación del hormigón pueda hundir la armadura y disminuir el recubrimiento de hormigón con el consecuente aumento del potencial de corrosión. Se debe observar que el Manual CRSI,3.2 documento frecuentemente referenciado en la documentación técnica correspondiente a la colocación de la armadura, no se ocupa específicamente de este tema. Los planos de armado, habitualmente preparados por el fabricante de las barras, debe ilustrar secciones típicas o detalles para aclarar este requisito y asegurar que los operarios lo tengan en cuenta.

Ahora unas palabras de advertencia referidas a el desplazamiento de las armaduras durante las operaciones de colocación del hormigón. Si el hormigón es bombeado, es fundamental que las tuberías y el sistema de apoyo de las tuberías estén firmemente asegurados a elementos independientes de la armadura. Esto se puede lograr usando silletas u otros medios. No debe haber ningún tipo de contacto directo o indirecto con la armadura colocada en sus soportes, ya que si lo hay las ondas provocadas por las tuberías podrían correr las armaduras y provocar que no queden correctamente ubicadas. Este problema potencial es particularmente grave en los elementos relativamente delgados como las losas, en especial si contienen cables
de pretensado, ya que en estos elementos la ubicación vertical de la armadura es especialmente crítica. Las especificaciones técnicas deberían tratar este tema de forma específica.

Colocacion de las Armaduras: Soportes.

Los soportes para la armadura, incluyendo los soportes para los cables y vainas de postesado, son necesarios para asegurar que la armadura no se moverá durante la colocación del hormigón. La Referencia 3.2 contiene una discusión detallada de los tipos y las dimensiones de los soportes típicamente utilizados. En la Tabla 3-4 se ilustran los tipos y las dimensiones típicas
de los soportes de alambre. Además de los soportes de alambre también se consiguen soportes de hormigón prefabricado, de materiales cementicios reforzados con fibras y de todo tipo de plásticos. Si durante la vida de servicio de la estructura la superficie de hormigón estará expuesta se deberá considerar la importancia del aspecto de la superficie de hormigón y el ambiente al cual estará expuesta. Por ejemplo, si la superficie de hormigón estará expuesta directamente a los agentes climáticos o a un ambiente húmedo, es probable que eventualmente aparezcan manchas de herrumbre si se utilizan soportes
de acero sin ningún tratamiento. Tal como se describe en el Manual CRSI, se pueden conseguir soportes para barras con tres clases de protección diferentes, dependiendo del tipo de condiciones de exposición anticipadas y de la cantidad de protección contra la corrosión requerida. En base a las prácticas habituales de la industria, las clases de protección disponibles son las siguientes:

Clase 1 Máxima protección
Soportes protegidos con revestimientos plásticos; se utilizan en aplicaciones en las cuales las condiciones de exposición son de moderadas a severas y/o en aquellas en las cuales la superficie de hormigón se ha de someter
a un pulido ligero o a un tratamiento con chorro de arena (sandblasting).

Clase 1A Máxima protección (Para barras con revestimiento de resina epoxi)
Soportes de alambre revestidos con resina epoxi, vinilo o plástico; se utilizan en aplicaciones en las cuales las condiciones de exposición son de moderadas a muy severas en las cuales la superficie de hormigón no se pulirá ni se tratará con chorro de arena. Generalmente este tipo de protección se utiliza cuando se requieren barras de armadura con revestimiento epoxi.

Clase 2 Protección moderada
Soportes de alambre de acero protegidos con acero inoxidable; se utilizan en aplicaciones en las cuales las condiciones de exposición son moderadas y/o en aquellas en las cuales la superficie de hormigón se ha de someter a un pulido ligero o a un tratamiento con chorro de arena (sandblasting). La parte inferior de cada una de las patas se protege con una pieza o tapón de acero inoxidable.

Clase 3 Sin protección
Soportes de alambre sin ningún tipo de protección contra la corrosión. Este tipo de soporte se utiliza en aplicaciones en las cuales la aparición de manchas superficiales no constituye un problema, o cuando los soportes no están en contacto con una superficie de hormigón que estará expuesta.

2º Estructuras para las cuales el riesgo sísmico es moderado o elevado.

Se han agregado dos nuevos tipos de tabiques estructurales prefabricados: los tabiques estructurales prefabricados intermedios y los tabiques estructurales prefabricados especiales. Los tabiques estructurales prefabricados intermedios deben satisfacer los requisitos de los Capítulos 1 a 18, además de los requisitos de la Sección 21.13. La Sección 21.13 no se ocupa del tabique en sí, sino de las uniones entre los paneles individuales y de las uniones entre los paneles y la fundación. Si se utilizan paneles de tabique prefabricados para resistir esfuerzos sísmicos horizontales en regiones de peligrosidad sísmica moderada o en estructuras para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente intermedio, éstos deben satisfacer ya sea los requisitos para tabiques estructurales prefabricados intermedios o bien los requisitos para

tabiques estructurales prefabricados especiales. Un tabique formado por elementos prefabricados diseñado de acuerdo con
los requisitos de los Capítulos 1 a 18 pero que no satisface ninguno de estos conjuntos de requisitos solamente se puede utilizar en estructuras ubicadas en regiones de peligrosidad sísmica baja o en estructuras para las cuales se requiere un nivel
de comportamiento o diseño sismorresistente bajo.

Los tabiques estructurales prefabricados especiales deben satisfacer los requisitos de los Capítulos 1 a 18, además de los de las Secciones 21.2, 21.7, 21.13.2 y 21.13.3. Si se utilizan paneles de tabique prefabricados para resistir esfuerzos sísmicos horizontales en regiones de peligrosidad sísmica elevada o en estructuras para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente elevado, éstos deben satisfacer los requisitos para tabiques estructurales prefabricados especiales.

En la Tabla 1-1 se resumen los requisitos de dimensionamiento y los detalles de armado especificados en ACI 318 para los sistemas estructurales de hormigón armado que resisten esfuerzos laterales.

1º Estructuras para las cuales el riesgo sísmico es moderado o elevado.

– Para las estructuras de hormigón ubicadas en regiones de peligrosidad sísmica moderada, o para aquellas para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente intermedio (riesgo de daños moderado), la Sección 21.12 incluye ciertos detalles de armado que se suman a los indicados en los Capítulos 1 a 18 y que son aplicables a los pórticos de momento de hormigón armado (sistemas aporticados) que deben resistir solicitaciones sísmicas. Para reflejar la terminología que se utiliza en los códigos modelo desde hace al menos diez años, los pórticos detallados de acuerdo con la Sección 21.12 ahora se denominan
Pórticos de Momento Intermedios. Estos detalles de armado "intermedios" servirán para lograr un nivel de comportamiento inelástico adecuado si el pórtico es solicitado por un sismo de una magnitud tal que exija su comportamiento inelástico. No hay otros requisitos de diseño ni detalles de armado aparte de los indicados en los Capítulos 1 a 18 para otros componentes estructurales de las estructuras para las cuales el riesgo sísmico es moderado (incluyendo los tabiques estructurales o muros
de cortante), ya sea que se consideren parte del sistema resistente a las solicitaciones sísmicas o no. Se considera que los tabiques estructurales dimensionados en base a los requisitos generales del Código tienen un nivel de tenacidad suficiente para los desplazamientos laterales que se anticipan en las regiones de sismicidad moderada.

El tipo de sistema estructural resistente a las cargas sísmicas provisto en una estructura para la cual el riesgo sísmico es moderado determinará si es necesario incorporar algún tipo de detalle de armado especial.

Si el sistema resistente a las cargas laterales está compuesto por pórticos de momento, se deben utilizar los requisitos de la Sección 21.12 correspondientes a Pórticos de Momento Intermedios y también los del artículo 21.2.2.3. Observar que aún cuando una combinación de cargas que incluye los efectos del viento (ver 9.2.1), y no una que incluye los efectos sísmicos, determina el diseño, igualmente se deben respetar los detalles de armado intermedios para asegurar que los pórticos resistentes al momento tengan un cierto nivel de tenacidad. Ya sea que los esfuerzos sísmicos especificados determinen el diseño o no, los pórticos constituyen la única defensa contra los efectos provocados por un movimiento sísmico.

Para el caso de un sistema estructural en el cual se combinan pórticos y tabiques estructurales, la inclusión de los detalles intermedios dependerá de cómo las cargas sísmicas se "asignan" a los tabiques y pórticos. Si la totalidad de los esfuerzos sísmicos se asignan a los tabiques estructurales, para los pórticos no se requieren los detalles de armado indicados en 21.12.
Si en el análisis se considera la interacción pórtico-tabique, es decir si parte de los esfuerzos sísmicos han de ser resistidos por los pórticos, entonces los detalles indicados en 21.12 son necesarios para rigidizar los pórticos del sistema dual. Tradicionalmente los códigos modelo han considerado que un sistema es dual cuando los pórticos de momento pueden resistir como mínimo el 25% de los esfuerzos laterales de diseño. Si los tabiques estructurales resisten la totalidad de los efectos de las cargas gravitatorias y laterales no es necesario considerar los detalles intermedios; se deben aplicar los
requisitos generales del Código.

En las estructuras de hormigón ubicadas en regiones de peligrosidad sísmica elevada, o en aquellas para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente elevado (riesgo de daños elevado), todos los elementos estructurales deben satisfacer los requisitos de dimensionamiento y detalles especiales indicados en el Capítulo 21 (excepto
la Sección 21.12). Aunque para los fines del diseño algunos de los elementos del pórtico no se consideran parte del sistema resistente a los esfuerzos laterales, igualmente se deben respetar ciertas consideraciones especiales para el dimensionamiento y los detalles de estos elementos (ver 21.11). La intención de los requisitos especiales para el diseño sismorresistente del
Capítulo 21 es lograr estructuras de hormigón armado monolíticas que tengan una tenacidad adecuada para responder de manera inelástica frente a movimientos sísmicos severos.

A diferencia de las ediciones anteriores del Código, la edición 2002 trata específicamente los sistemas de hormigón prefabricado que se utilizarán en regiones de peligrosidad sísmica moderada o elevada, o en estructuras para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente intermedio o elevado. Los pórticos de momento especiales pueden ser hormigonados en obra o construidos de elementos prefabricados. Los pórticos de momento especiales de elementos de hormigón prefabricado deben satisfacer todos los requisitos para los pórticos hormigonados en obra (21.2 a 21.5) más los requisitos los indicados en 21.6. Además, deben satisfacer los requisitos para pórticos de momento ordinarios (Capítulos 1 a 18). Como no hay ningún requisito específico para los pórticos de momento intermedios construidos de elementos prefabricados, los pórticos que forman parte de una estructura ubicada en una región de peligrosidad sísmica moderada o para la cual se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente intermedio deben ser pórticos de momento especiales o bien deben ser evaluados conforme a los requisitos de comportamiento del artículo 21.2.1.5. En el Código 2002 se revisó la definición correspondiente a "pórtico de momento ordinario" para aclarar que estos pórticos pueden ser hormigonados en obra o construidos de elementos prefabricados, y que en cualquiera de estos casos deben satisfacer los requisitos de los Capítulos 1 a 18.

Estructuras para las cuales el Riesgo Sísmico es Bajo.

Para las estructuras de hormigón ubicadas en regiones de peligrosidad sísmica baja, o para aquellas para las cuales se requiere un nivel de comportamiento o diseño sismorresistente bajo (riesgo de daños bajo o inexistente), no hay requisitos de diseño ni detalles de armado especiales; por lo tanto se deben aplicar los requisitos generales del Código, excepto los del Capítulo 21. Se considera que las estructuras de hormigón dimensionadas en base a los requisitos generales del Código tienen un nivel de tenacidad adecuado para movimientos sísmicos de baja intensidad.

El diseñador siempre debe tener en cuenta que los requisitos generales del Código incluyen algunos requisitos que específicamente pretenden mejorar la tenacidad, con el objetivo de aumentar la resistencia de las estructuras de hormigón solicitadas por cargas sísmicas u otras cargas catastróficas o extraordinarias. Por ejemplo, cuando una viga forma parte del sistema resistente a los esfuerzos laterales de una estructura, una parte de la armadura para momento positivo se debe anclar en los apoyos de manera tal que desarrolle su tensión de fluencia (ver 12.11.2). De manera similar, en ciertos tipos de nudos viga-columna se debe proveer armadura transversal (ver 11.11.2). Otros requisitos de diseño introducidos después de la publicación del Código de 1971, tales como los requisitos de armadura mínima de corte (ver 11.5.5) y los detalles para el anclaje y empalme de las armaduras (Capítulo 12), también aumentan la tenacidad y la capacidad de una estructura de hormigón para soportar las cargas reversibles provocadas por los movimientos sísmicos. A partir de la edición 1989 del Código se agregaron requisitos sobre la armadura especial requerida para lograr integridad estructural (ver 7.13), cuyo objetivo es mejorar la integridad global de una estructura de hormigón en caso que se produzcan daños en un elemento estructural principal o que la estructura sea solicitada por cargas estraordinarias.

Anclaje de Barras Traccionadas: Ejemplo 2.

Calcular la longitud de anclaje en tracción requerida para las barras No. 8 (barras cortas alternadas) de la losa armada en una dirección de hormigón de "agregados livianos y arena" ilustrada a continuación.

Datos para el diseño:
f 'c= 4000 psi
fy = 60.000 psi
Barras sin revestimiento epoxi

Anclaje de Barras Traccionadas: Ejemplo 1.

En una  viga perimetral de una estructura hay 7 barras superiores No. 9 sobre el apoyo. Los requisitos para integridad estructural requieren que al menos un sexto de la armadura de tracción sea continua, pero la armadura continua no puede consistir en menos de 2 barras (7.13.2.2). Las barras se van a empalmar con empalmes Clase A en la mitad de la luz. Determinar la longitud requerida para el empalme Clase A para los dos casos siguientes:

Caso A – Longitud de anclaje determinada de acuerdo con 12.2.2
Caso B – Longitud de anclaje determinada de acuerdo con 12.2.3

Datos para el diseño:
 
Hormigón livianoRecubrimiento libre para los estribos = 2,5 in. Barras con revestimiento epoxi 'c f = 4000 psi fy = 60.000 psi b = 30 in. La armadura se distribuye como se ilustra en la figura.

Empalmes de las Mallas de Acero Soldadas de Alambres Lisos.

La longitud mínima de empalme por yuxtaposición para las mallas de acero soldadas de alambres lisos solicitadas a tracción depende de la relación entre el área de armadura provista y el área de armadura requerida por cálculo. La longitud de empalme se mide entre los alambres transversales más alejados de cada panel de malla. Las longitudes requeridas para los anclajes por yuxtaposición se ilustran en la Figura 4-24.

 Figura 4-24 – Longitud de un empalme por yuxtaposición para mallas de acero de alambres lisos