Cap6-Albanileria_Armada_Parte1.pdf
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6.3 Diseño de muros de albañilería armada.
En esta sección se desarrolla el diseño de elementos de albañilería armada en el marco
conceptual del Método de Tensiones Admisibles por corresponder al método que actualmente
considera la norma chilena NCh1928.
6.3.1 Introducción
• Antecedentes
El caso del diseño estructural y construcción de edificios de albañilería armada en Chile
constituye un ejemplo más de adaptación de una tecnología usada en un país extranjero a las
condiciones locales de Chile.
El uso de las construcciones de albañilería armada en Chile data de mediados de la década
de los años sesenta del siglo XX, con la incorporación del empleo de bloques de hormigón y de
una técnica de construcción muy parecida a la usada en los Estados Unidos de Norteamérica.
Posteriormente, se empezaron a utilizar unidades de ladrillo cerámico, con características
diferentes a las unidades norteamericanas, y el sistema evolucionó tanto en el aspecto de su
construcción como en el del diseño estructural sin que existiera ninguna especificación técnica ni
norma nacional que regulara este proceso. Esta situación inquietó al Ministerio de Vivienda y
Urbanismo (MINVU), el que a fines de 1979 solicitó al Instituto Nacional de Normalización
(INN) la redacción de un conjunto de especificaciones técnicas para el diseño y la construcción
de edificios de albañilería armada.
Esta inquietud se justificaba plenamente, tal como quedó demostrado cinco años después al
observar los daños producidos por el sismo del 3 de marzo de 1985 en estos edificios, construidos
y diseñados sin respetar las disposiciones y limitaciones de las normas norteamericanas (Hidalgo
y Lüders, 1986).
La formación del comité correspondiente en el INN coincidió con la disponibilidad de los
2
resultados de programas de investigación experimentales realizados para estudiar el
comportamiento sísmico de muros de albañilería armada tanto en Estados Unidos como en Nueva
Zelanda. La labor de este comité rindió sus frutos en septiembre de 1981 con la publicación de la
primera edición de la Especificación Técnica 20/81, la cual experimentó sucesivas
modificaciones hasta su cuarta edición en 1983. En ese momento, el INN adoptó este documento
como el proyecto de la nueva norma para el diseño de estructuras de albañilería armada.
El comité de albañilería armada del INN decidió basar las disposiciones de la
Especificación Técnica 20/81 y de la norma NCh1928, en el capítulo 24 del Uniform Building
Code (UBC), el cual usaba el método de tensiones admisibles, vigente en esos años. Este proceso
de redacción de la norma NCh1928 demandó un significativo esfuerzo de investigación tanto
experimental como analítica, lo cual fue complementado por las lecciones obtenidas del
comportamiento observado en los edificios de albañilería armada durante el sismo del 3 de marzo
de 1985.
• Características de la norma chilena de albañilería armada
La norma NCh1928 consta del cuerpo de la norma propiamente tal, donde se establecen las
disposiciones y limitaciones para efectuar el diseño estructural de las construcciones de
albañilería armada, más anexos que forman parte de la norma. En estos anexos se entregan una
serie de disposiciones relativas a los materiales componentes de la albañilería y a la albañilería
misma, que principalmente reemplazan, complementan y llenan los vacíos existentes en las
normas de la época. Además en ellos se estipulan las condiciones para realizar el ensayo a
compresión del prisma de albañilería; se entregan algunas disposiciones de construcción
indispensables para la ejecución de una obra de albañilería armada y se especifican los requisitos
que deben cumplir la inspección especializada y las disposiciones de cómo efectuar el control de
la construcción de este tipo de albañilería.
Tanto el cuerpo de la norma como los anexos antes mencionados van acompañados de un
conjunto de comentarios los que hacen algunos alcances al origen y la forma de aplicar las
3
disposiciones de la norma.
Esta norma adoptó el método de diseño elástico o de tensiones admisibles que se usaba en la
norma UBC del año 1982, a pesar que se reconocen los inconvenientes que presenta este método
de diseño. Entre estos inconvenientes se pueden destacar la dispersión que presenta el módulo de
elasticidad de la albañilería (ver Capítulo 3), lo cual afecta la relación entre los módulos de
elasticidad de albañilería y de la armadura de refuerzo, relación que es fundamental en el diseño
elástico, y el hecho que este tipo de diseño no proporciona información acerca del
comportamiento de la estructura cuando las tensiones sobrepasan los valores admisibles. Este
último punto es particularmente sensible en el diseño debido a que no se puede predecir el modo
de falla de la estructura ante solicitaciones severas como es el caso de los terremotos.
A pesar de esto último, en la redacción de la norma NCh1928 se introdujeron varias
limitaciones de diseño destinadas a protegerse de algunos modos de falla frágiles. Un ejemplo de
ello es la limitación del uso de armadura longitudinal de acero del tipo A63-42H a albañilerías
construidas con inspección especializada y con una resistencia prismática igual o superior a 13
MPa, es decir en albañilerías construidas con bloques de hormigón con relleno total de huecos. El
propósito de estas limitaciones era protegerse contra las fallas por adherencia. Por otra parte, el
uso de la armadura electrosoldada (escalerillas) como refuerzo horizontal es permitido
considerando el buen comportamiento y la buena adherencia que este tipo de refuerzo mostró en
los ensayos de muros (Lüders e Hidalgo, 1984; Gavilán et al., 1985).
Por último, es necesario comentar el origen y los alcances contenidos en el anexo dedicado a
la inspección y control del proceso de construcción. La opinión de muchos investigadores e
ingenieros proyectistas fue coincidente en el sentido que uno de los problemas críticos de la
albañilería armada lo constituye la calidad de la construcción. Esto quedó en evidencia durante el
sismo del 3 de marzo de 1985 cuando edificios con diseños y planos prácticamente idénticos
ubicados en lugares con suelos de fundación parecidos sufrieron daños absolutamente diferentes
producto de la notable influencia que tiene la calidad de la construcción en su resistencia. Por
4
ello, la inspección especializada es tanto más importante en el caso de la albañilería armada que
en el caso de otros materiales, y eso se ve directamente reflejado en la norma NCh1928, en la
cual se establecen capacidades resistentes y procedimientos de control diferentes de acuerdo con
el tipo de inspección con que se ejecuta la obra. Además, en esta norma se especifican requisitos
para todos los materiales componentes y procedimientos de control en obra para el mortero de
junta, el hormigón de relleno y la albañilería propiamente tal, conjuntamente con los respectivos
criterios de aceptación o rechazo. Todos los criterios se basan en la aplicación de la norma
NCh1208 y se asocian a una fracción defectuosa máxima del 4%, lo que significa que la
resistencia a compresión de los materiales debe ser alcanzada por el 96% de la muestra.
• Requisitos para los materiales componentes y la albañilería
En lo que se refiere a las unidades de albañilería, la norma NCh1928 establece que las
unidades de ladrillo cerámico y de bloques de hormigón deben satisfacer los requisitos
estipulados en las normas chilenas NCh169 y NCh181, siendo destacables las disposiciones
relacionadas con los requisitos geométricos, tales como el área neta mínima de las unidades,
tamaño y dimensiones mínimas de los huecos y espesores mínimos de cáscaras y tabiques.
También se deben destacar los requisitos respecto a la absorción máxima y al contenido de
humedad máximo y a la resistencia mínima a la compresión que deben tener las unidades.
El problema del mortero que se usa para pegar las unidades resultó especialmente difícil
de discutir por la inexistencia en ese momento de una norma chilena que estableciera los
requisitos generales que deben cumplir los morteros de junta. En el anexo A de la norma
NCh1928 se estableció específicamente la granulometría que deben cumplir las arenas y se
especificaron una serie de disposiciones referentes al tipo de cal que puede usarse para otorgarle
la trabajabilidad necesaria a la pasta de mortero. La norma no condiciona el uso de materiales
sino que sólo establece para el mortero requisitos de resistencia a la compresión (10 MPa
mínimo) y de retención de agua (70% mínimo); sin embargo, acepta que estos requisitos no se
controlen si se usa una dosificación expresamente indicada, limitada al uso de cal aérea y con un
5
límite superior en la cantidad de agua. La elección de esta dosificación se ha basado en
numerosos antecedentes obtenidos de estudios experimentales (Soto, 1982; Rojas, 1982; 1984;
Moya; 1984; Véjar, 1984, Fernández, 1986), los cuales permiten asegurar que el mortero
recomendado cumplirá con los requisitos antes indicados.
En lo que se refiere al hormigón de relleno, también se establece la composición
granulométrica que deben cumplir los áridos, mientras que los requisitos exigidos para el
hormigón mismo son la resistencia a la compresión (17,5 MPa mínimo) y consistencia
(asentamiento de cono de 180 mm, mínimo). Este último requisito es especialmente importante
para asegurar un adecuado llenado de los huecos de las unidades.
Finalmente, se tratan la resistencia prismática y los módulos de elasticidad y de corte de
la albañilería. La resistencia prismática de la albañilería que se use en el diseño estructural puede
ser determinada experimentalmente por el proyectista en el caso que no se conozcan las
propiedades de los materiales componentes, o bien puede estimarse en base a la resistencia de las
unidades; éstas estimaciones son necesariamente conservadoras y se basan en resultados
experimentales realizados con materiales y mano de obra nacionales. Las expresiones indicadas
para calcular el módulo de elasticidad de la albañilería son distintas a las especificadas en el UBC
y se basan en los resultados experimentales de estudios locales (Hidalgo et al, 1982a; 1982b;
1982c). En la Figura 6.2 se muestran estos resultados.
Para el módulo de corte se tomó la expresión indicada en la norma mexicana (Instituto de
Ingeniería, 1977), (G = 0,3 E), la cual se obtuvo de los resultados de los ensayos de muretes de
albañilería sometidos a una fuerza de compresión diagonal. Una mención especial merecen los
estudios realizados en Chile respecto a la resistencia prismática de la albañilería (Hidalgo y
Lüders, 1982b; Parada et al, 1984); ellos han permitido determinar que la esbeltez del prisma
debe tener un valor igual o superior a 3, y han proporcionado los antecedentes necesarios para
normalizar la ejecución del ensayo a compresión del prisma en el Anexo B de la norma
NCh1928.
6
Figura 6.2. Relación entre el módulo de elasticidad y la resistencia prismática
• Tensiones admisibles
Los valores de las tensiones admisibles recomendados en la norma NCh1928
corresponden a los indicados en la Tabla 6.1. Estos valores pueden aumentarse en 33,3% en
aquellos muros que no tomen más del 45% de la solicitación total del piso cuando se use la
combinación de solicitaciones de peso propio y sobrecargas con la acción sísmica u otra
solicitación de tipo eventual, cualquiera sea el nivel de inspección. Por otro lado, se establece una
reducción a la mitad de estos valores en el caso que no se use una inspección especializada
durante la construcción; los requisitos de este tipo de inspección están establecidos en uno de los
anexos de la norma NCh1928.
7
De la Tabla 6.1 se observa que los valores de las tensiones admisibles de la norma
NCh1928, son los mismos que los especificados en el código UBC del año 82 con excepción de
las tensiones admisibles para el esfuerzo de corte en muros cuando no se considera la
contribución de la armadura al corte (armadura horizontal de los muros).
• Tensiones admisibles para el esfuerzo de corte en muros
Este es uno de los aspectos que ha merecido mayor atención durante la discusión de la
norma NCh1928, debido a que el comportamiento sísmico de los edificios de albañilería armada
construidos en Chile está controlado por el esfuerzo de corte, como quedó en evidencia durante
el terremoto del 3 de marzo de 1985 y como se muestra en la fotos de las Figuras 6.3, 6.4 y 6.5.
Figura. 6.3. Muro dañado durante el sismo de 1985 (a)
8
TABLA 6.1. TENSIONES ADMISIBLES EN ELEMENTOS DE ALBAÑILERÍA ARMADA
Tipo de esfuerzo NCh1928.Of 93 (INN, 1993) [MPa]
UBC (ICBCO, 1982) [MPa]
1) Compresión axial en muros ⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡⎟⎠⎞
⎜⎝⎛
⋅−
3
401'20,0
thf m
⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡⎟⎠⎞
⎜⎝⎛
⋅−
3
401'20,0
thf m
2) Compresión axial en columnas
( )⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡⎟⎠⎞
⎜⎝⎛
⋅−+
3
40165,0'18,0
thFf sgm ρ ( )
⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡⎟⎠⎞
⎜⎝⎛
⋅−+
3
40165,0'18,0
thFf sgm ρ
3) Compresión-flexión (3) 0,33 mf ' pero ≤ 6,3 0,33 mf ' pero ≤ 6,2 4) Esfuerzo de corte a) Sin considerar armadura de corte (τo) - Elementos en flexión 0,09 mf ' pero ≤ 0,35 0,09 mf ' pero ≤ 0,35 - Muros M/Vd ≥ 1 0,06 mf ' pero ≤ 0,19 0,07 mf ' pero ≤ 0,23
M/Vd = 0 0,13 mf ' pero ≤ 0,28 0,16 mf ' pero ≤ 0,34 b) Con armadura diseñada para resistir todo el corte (τ1) - Elementos en flexión 0,25 mf ' pero ≤ 1,05 0,25 mf ' pero ≤ 1,03 - Muros M/Vd ≥ 1 0,13 mf ' pero ≤ 0,52 0,12 mf ' pero ≤ 0,52
M/Vd = 0 0,17 mf ' pero ≤ 0,84 0,16 mf ' pero ≤ 0,83 (1) Tensiones admisibles con inspección especializada, para el caso sin inspección especializada las tensiones admisibles deben reducirse a la mitad. (2) El valor de f'm debe expresarse en MPa. (3) NCh1928: tensión admisible en la fibra extrema en compresión. UBC 82: tensión admisible de compresión por flexión
9
Figura 6.4 Muro dañado durante el sismo de 1985 (b)
Figura. 6.5. Muro dañado durante el sismo de 1985 (c)
En particular el UBC estable la forma para diseñar ante el esfuerzo de corte siguiendo el
10
método tradicionalmente usado en esa época para los elementos de hormigón armado; es decir si
la tensión de corte no supera un cierto valor límite (τo), se supone que la sección de albañilería
puede resistir la solicitación sin la contribución de la armadura de refuerzo; en cambio si la
tensión solicitante es mayor que el valor límite antes mencionado, la totalidad del esfuerzo de
corte debe ser resistido con la armadura de refuerzo, que en este caso está constituida
generalmente por barras o escalerillas de acero dispuestas horizontalmente en las juntas
horizontales de morteros o en huecos horizontales que permiten materializar las unidades.
Por otra parte, los resultados de ensayos de muros de albañilería cuyo comportamiento
está controlado por el esfuerzo de corte, muestran que la resistencia al corte puede
descomponerse en una parte aportada por la albañilería y otra proporcionada por la armadura de
refuerzo, tal como se acepta en el diseño a rotura de los elementos de hormigón armado. No
obstante lo anterior, un extenso programa de ensayos de muros realizado en la Universidad de
California, Berkeley, ha demostrado que las tensiones admisibles del código UBC (ICBCO,
1982) representan a una cierta escala la tensión de corte de rotura en muros, (Hidalgo, 1980), lo
cual indica que dichas tensiones admisibles consideran adecuadamente la influencia de la calidad
de la albañilería, de la geometría del elemento estructural y de la armadura de refuerzo en la
resistencia al esfuerzo de corte (Hidalgo y Lüders, 1986).
Una duda que surgió en la discusión de la norma NCh1928 fue si las tensiones admisibles
del UBC para el diseño al corte eran aplicables a las condiciones de materiales y mano de obra
imperantes en Chile. Para resolver esta duda, se desarrollo un programa de ensayos de muros de
albañilería armada sometidos a la acción de fuerzas horizontales cíclicas contenidas en el plano
del muro. En un principio los muros se ensayaron en voladizo, es decir empotrados en la base y
libres en su extremo superior, posteriormente el sistema de aplicación de la carga se modificó de
modo de representar más fielmente las condiciones de borde que se encuentran en un muro de un
edificio real.
El estudio experimental contempló el ensayo de 12 muros de ladrillo cerámico y 12 muros
11
de bloques de hormigón, considerando dos tipos de unidades en cada uno de los casos. Cuatro de
los 12 muros de ladrillos cerámicos se diseñaron para obtener un modo de falla por flexión,
mientras que el resto de los ensayos se diseño para obtener fallas por esfuerzo de corte. Los
muros construidos con ladrillo cerámico no tenían refuerzo horizontal, en cambio los muros
construidos con bloques de hormigón consideraban esta armadura. En la mitad de los muros
construidos con bloques de hormigón se usó la alternativa de llenar todos los huecos de las
unidades con hormigón de relleno; en ningún caso se aplicó una fuerza vertical de compresión,
excepto la resultante del peso propio del muro más el peso de parte del marco de carga (Hidalgo
y Lüders, 1986).
Los resultados y antecedentes completos de este programa de ensayos se han publicado
por separado, (Lüders e Hidalgo, 1982; Lüders et al, 1985). En las Figuras 6.6 y 6.7 se muestra la
comparación entre los resultados de los ensayos realizados en Chile y los realizados en la
Universidad de California, Berkeley. En ambos gráficos, las resistencias últimas de los muros se
han dividido por νnr, término que representa la tensión admisible al esfuerzo de corte que el
código UBC especifica para los muros cuando no se considera la contribución de la armadura de
refuerzo (τo).
De las Figuras 6.6 y 6.7 puede observarse que los resultados obtenidos con materiales y
mano de obra chilenos son consecuentes con los obtenidos en el programa de investigación de
Berkeley, pero representan los menores valores de los datos. Esta situación permitió adoptar en
Chile las tensiones admisibles recomendadas por el UBC; sin embargo, los miembros del comité
de la norma NCh1928 estimaron demasiado bajo el coeficiente de seguridad frente a la rotura,
para el caso en que basta con la sección de albañilería para tomar el esfuerzo de corte (sin
considerar armadura de corte), y redujeron los valores especificados en el código UBC en
aproximadamente un 20% (Hidalgo y Lüders, 1986).
Durante la etapa de revisión final de la norma, se tuvo conocimiento de la edición 1985
del código UBC, la cual presentaba algunos cambios importantes en las tensiones admisibles por
12
esfuerzo de corte en muros, para el caso en que no se necesita recurrir a la armadura de refuerzo.
Sin embargo, el comité decidió no innovar respecto a los valores de la norma NCh1928 para el
rango de resistencias prismáticas más usual en nuestro país (Hidalgo y Lüders, 1986). En las
Figuras 6.8 y 6.9 se muestra una comparación de los valores de las tensiones admisibles
establecidas en las ediciones 1982 y 1985 del UBC y en la norma NCh1928.
Figura 6.6. Comparación entre la resistencia al esfuerzo de corte en muros de albañilería
de ladrillos cerámicos chilenos con resultados norteamericanos (muros sin refuerzo horizontal) (Hidalgo y Lüders, 1986)
13
Figura 6.7 Comparación entre la resistencia al esfuerzo de corte en muros de albañilería de
bloques de hormigón chilenos con resultados norteamericanos (Hidalgo y Lüders, 1986)
14
Figura 6.8. Tensiones admisibles cuando la albañilería toma todo el esfuerzo de corte
(Hidalgo y Lüders, 1986)
Figura 6.9. Tensiones admisibles cuando la armadura toma todo el esfuerzo de corte
(Hidalgo y Lüders, 1986)
6.3.2 Diseño de muros de albañilería armada sometidos a compresión axial.
El diseño de los muros de albañilería armada ante un esfuerzo axial de compresión se
efectúa aceptando que sólo la albañilería contribuye. De esta forma se debe cumplir que la
tensión normal solicitante debido a un esfuerzo axial NS, medida sobre el área de la sección
transversal efectiva del muro, es menor que la tensión admisible de compresión de la albañilería,
Fa:
FaAeNs
≤ Ec. 6.1
15
• Tensión admisible de compresión de la albañilería
La tensión admisible Fa se establece en función de la resistencia prismática de la
albañilería y la esbeltez del muro, caracterizada por la relación entre una de las dimensiones en
su plano y su espesor, considerando una reducción por efecto de esbeltez dada por:
] } h/40t { - 1 [ = Re 3
donde:
t : espesor del muro
h: es el menor valor entre la longitud de pandeo vertical y la distancia libre entre soportes
laterales.
En relación con la longitud de pandeo vertical, se recomienda usar los valores de ke de la
Tabla 6.2 para calcular la longitud de pandeo vertical con la ecuación:
ha* k = h e
donde:
ha = distancia entre los extremos del muro, altura del muro.
Tabla 6.2 Valores de ke
Caso a. Traslación impedida Rotación libre en ambos extremos: ke = 1,0
Caso b. Traslación impedida Rotación libre en un extremo e impedida en el otro: ke = 0,7
Caso c. Traslación libre de un extremo e impedido de rotar Rotación libre en el otro extremo: ke = 2,0
Caso d. Traslación libre de un extremo no impedido de rotar Rotación impedida en extremo opuesto: ke = 2,0
Cuando el muro está apoyado lateralmente no puede utilizarse directamente los valores
16
anteriores ya que debe considerarse la situación como un problema bidimensional y así la
longitud de pandeo es la menor entre la longitud de pandeo vertical y la longitud de pandeo
lateral. Para definir la longitud de pandeo lateral puede utilizarse en forma conservadora la
distancia entre los apoyos laterales verticales del muro, cuando éstos son sólo dos, o el 60% de la
distancia entre apoyos laterales verticales cuando éstos son más de dos, caso que se muestra en la
figura 6.10.
En la Tabla 6.3 se entregan los valores del factor de reducción por esbeltez para diferentes
relaciones h / t y en la figura 6.11 se gráfica los valores de la tensión admisible Fa que resultan de
aplicar la norma NCh1928 para el caso en que se construya con inspección especializada. En esta
figura, la línea vertical trazada en h/t igual a 25 (Re = 0,756), delimita los casos posibles si se
considera la limitación de esbeltez que establece la norma NCh1928 para los muros (artículo
6.4.1.1.)
Figura 6.10 Longitud de pandeo lateral cuando hay más de dos apoyos
17
Tabla 6. 3 Factor de reducción por esbeltez Re según NCh1928
h/t Re
h/t
Re
h/t
Re
1 1,000 8 0,992 15 0,947 2 1,000 9 0,989 16 0,936 3 1,000 10 0,984 17 0,923 4 0,999 11 0,979 18 0,909 5 0,998 12 0,973 19 0,893 6 0,997 13 0,966 20 0,875 7 0,995 14 0,957 21 0,855
Figura 6.11 Tensiones admisibles según NCh1928.
18
6.3.3 Diseño de muros de albañilería armada sometidos a flexión
• Hipótesis de diseño
Las hipótesis básicas que rigen el diseño a la flexión de muros de albañilería armada
sometidos a flexión simple o compuesta son las siguientes:
i. La albañilería es un material que no resiste tracción.
ii. Las secciones transversales planas permanecen planas al deformarse el muro.
iii. Los módulos de elasticidad de los materiales permanecen constantes.
iv. Las tensiones son proporcionales a las deformaciones, comportamiento elástico lineal
v. El refuerzo de acero está totalmente embebido y adherido a la albañilería a través del
hormigón de relleno o mortero.
Con excepción de las hipótesis iii) y iv), el resto de las hipótesis también se aceptan
cuando se aplica el método de Diseño a la Rotura para determinar la resistencia a la flexión de
este tipo de elemento, junto con otras hipótesis relacionadas con el comportamiento del acero y
con el diagrama de tensiones en la zona comprimida de la sección cuando se alcanza el estado
último de deformación en la albañilería (εmu).
• Estado de flexión compuesta
La sección transversal de un muro de albañilería armada está sometida a este estado de
esfuerzo cuando en ella actúa un momento flector, Ms, y un esfuerzo axial, Ns. Este par de
esfuerzos se presentan normalmente junto con un esfuerzo de corte, Qs.
Este estado de esfuerzos de tres componentes, es el más frecuente de encontrar en las
secciones transversales de los muros de albañilería armada que forman parte de la estructura que
resiste las acciones de peso propio, sobrecarga y sismo simultáneamente. Desde el punto de vista
19
de los esfuerzos que actúan en la sección, es conveniente tener en cuenta que el esfuerzo axial
está determinado principalmente por las acciones de peso propio y sobrecarga, en cambio el
momento de flexión y el esfuerzo de corte por la acción del sismo.
Para establecer las ecuaciones de diseño se deben reconocer varios casos de acuerdo con
las tensiones normales que producen los esfuerzos Ms y Ns en los puntos de la sección
transversal, ellos son cualquiera de los cuatro casos siguientes:
• "Caso I y II ", corresponde a casos en que el esfuerzo axial de compresión es
predominante en el estado de tensiones normales de la sección. En ellos no se requiere de
armaduras para resistir el par (Ns, Ms) ya que ellas no están en tracción.
• "Caso III y IV ", corresponde a casos en que el esfuerzo axial de compresión no es
predominante en el estado de tensiones normales de la sección. En ellos se requieren de
armadura de refuerzo para resistir el par (Ns, Ms), ya que existe una zona importante de la
sección transversal del muro en tracción.
Para establecer las ecuaciones de diseño se debe tener en cuenta el estado de
deformaciones y de tensiones normales que se producen en la sección considerando que:
i. El acero ubicado en la zona comprimida de la sección transversal existe, es decir As´ es
distinto de cero, y contribuye en la capacidad resistente de la sección.
ii. Los esfuerzos solicitantes, Ms y Ns, están aplicados en el centro de gravedad de la
sección transversal.
iii. La sección transversal es rectangular de ancho b y altura h.
iv. La condición de equilibrio de momento se establece en torno del centro de gravedad de la
sección transversal.
20
6.3.3.1 Ecuaciones de diseño para el “Caso I”
En este caso la sección se encuentra totalmente comprimida, lo que se cumple mientras la
excentricidad, definida como la relación entre el momento aplicado y la carga axial, no sea mayor
a un sexto de la altura si la sección es rectangular. 6h
NsMse ≤=
Ecuación de diseño:
mba Fff ≤+
AeNsfa =
2
6bhMs
WeMsfb ==
me
Fhb
MsAeNs
≤+ 26
Ec. 6.2
6.3.3.2 Ecuaciones de diseño para el “Caso II”
En este caso la excentricidad es mayor que un sexto de la altura de la sección rectangular,
por lo que una parte de la sección está traccionada.
6h
NsMse >=
Si se considera que no hay armadura de refuerzo en la zona en tracción o se desprecia su
presencia, se debe cumplir:
21
mm Fbeh
Nsf ≤⎟⎠⎞
⎜⎝⎛ −
=
223 Ec. 6.3
6.3.3.3 Ecuaciones de diseño para los casos III y Caso IV
En estos dos casos la profundidad de la zona comprimida, c, es menor que la distancia de
la armadura más traccionada al borde más comprimido, d.
De esta forma, las ecuaciones básicas de diseño deben tener en cuenta que se produce
tracción en las armaduras y que se debe cumplir:
a. Por compatibilidad del estado de deformación.
kddkd
s
m
−=
εε
'' dkd
kdd
s
s
−−
=εε
Considerando que el comportamiento de los materiales es elástico lineal, estas ecuaciones
se pueden expresar en función de las tensiones, resultando:
kd)-(d* n
kd = fsfm
Ec. 6.4
22
kd) - (d
)d - (kd = fssf ′′
Ec. 6.5
Figura 6.12 Representación de los términos usados en las ecuaciones (εm=em, εs=es, εs´=es´).
b. Por equilibrio de las fuerzas internas, en la sección transversal se deben cumplir las
siguientes ecuaciones cuando están sometida a Ms y Ns, considerando que el esfuerzo
axial es positivo cuando es una fuerza de compresión:
Ns = Ts - Cs + Cm i) Ec.6.6
Ms= h/2)-(d* Ts + )d-(h/2* Cs+kd/3)-(h/2*Cm ii) ′ Ec. 6.7
A partir de estas cuatro ecuaciones básicas, se establecen las ecuaciones de diseño para
tres casos en que las armaduras están traccionadas.
• Condición de balance.
Esta situación se muestra en la figura 6.12, y corresponde a una situación muy particular
en la que tanto la tensión en el borde más comprimido como la tensión en la armadura mas
traccionada alcanzan simultáneamente la tensión admisible Fm y Fs, respectivamente,
cumpliéndose:
23
fs = Fs
fm = Fm
f´s ≤ Fs
Figura 6.12 Estado de tensiones y fuerzas para la “condición de balance”
(En la figura P = Ns, M = Ms).
i. Profundidad de la zona comprimida , kbd:
De la ecuación 6.4 se obtiene esta profundidad reemplazando los valores de fs=Fs y
fm=Fm, resultando:
Fs/Fm+nn = kb Ec. 6.8
donde:
n = Es/Em, relación modular
ii. Tensión en la armadura comprimida.
De la ecuación 6.5 se obtiene:
24
Fs )k-(1
/d)d-k(*Fs = sfb
b ≤′
′
iii. Armadura de acero As requerida para lograr esta condición.
De la ecuación de equilibrio de fuerzas axiales, Ec. 6.6, se obtiene:
Ns = Fs*As - )k-(1
/d)d-k(*Fs*sA + 2
b*dk*Fmb
bb ′′
Si As = A´s, resulta:
/d)d-1 - k*(2*Fs)k-(1b/2)**dk*Fm - (Ns = )(As
b
bbb ′
iv. Momento que es capaz de resistir la sección en la condición balanceada, Mb.
Este momento se obtiene de la ecuación 6.7 usando los valores de kb, f´s y (As)b
calculados en los pasos anteriores.
• “Caso IV” Controla la tensión admisible de la armadura de acero ubicada en la
zona traccionada de la sección transversal, k ≤ kb .
En este caso el estado de tensiones de la sección transversal se caracteriza por:
fm < Fm
fs = Fs
f´s ≤ Fs
En la figura 6.13 se muestran las tensiones y las fuerzas internas que se producen en la
25
sección transversal para este caso.
Figura 6.13 Estado de tensiones y fuerzas para Caso IV.
Para determinar las ecuaciones de diseño basta con reemplazar en las ecuaciones 6.6 y
6.7 los valores de fm y f´s obtenidos de las ecuaciones 6.4 y 6.5 respectivamente, considerando
que fs = Fs y h = d+d´, resultando:
Fs*As - kd) - (d
)d-(kd*Fs*sA + kd)-(d*n*2
b* )(kd* Fs = Ns i.2 ′′
h/2)-(d*Fs*As + kd)-(d
)d-(h/2*)d-(kd*Fs*sA+k)-(1*n*2
kd/3)-b(h/2*dk*Fs = Msii.2 ′′′
:obtiene sed*bsA = uy
d*bAs =u definiendo
′′
u*n - k)-(1/d)d-(k* u*n +
k)-(1*2k =
d*b*Fsn*Ns i.
2 ′′ Ec. 6.9
2/d)d-(1*n*u+
k)-(1/d)d-(k*u+k/3-
2/d)d+(1*
k)-(1*2k =
d*b*Fsn*Ms ii.
2
2
′⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡ ′′⎥⎦⎤
⎢⎣⎡ ′
Ec. 6.10
Si u = u´ se obtiene:
26
⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡ ′1-
k)-(1/d)d-(k*u*n +
k)-(1*2k =
d*b*Fsn*Ns i.
2
Ec. 6.11
k)-(1*2)/dd-(1*u*n+k/3-
2/d)d+(1
k)-2(1k =
d*b*Fsn*Ms ii.
22
2
′⎥⎦⎤
⎢⎣⎡ ′
Ec. 6.12
Las ecuaciones 6.9 y 6.10 ó 6.11 y 6.12 permiten determinar k y u para un valor dado de
Ms y Ns cuando se conocen: n, b, d, Fs, d` y la relación entre u´y u. El resultado que resulte de k
debe verificar que sea menor o igual que kb, además debe cumplirse que f´s ≤ Fs.
• “Caso III” Controla la tensión admisible en la albañilería, 1 > k > kb.
En este caso el estado de tensiones de la sección transversal se caracteriza por:
fm = Fm
fs < Fs
f´s ≤ Fs
En la figura 6.14 se muestra la distribución de tensiones normales y las fuerzas axiales
internas que se producen en la sección transversal para este caso.
Figura 6.14 Estado de tensiones y fuerzas para Caso III.
27
Para determinar las ecuaciones de diseño basta con reemplazar en las ecuaciones 6.6 y 6.7
los valores de fs y f´s obtenidos de las ecuaciones 6.4 y 6.5 en función de Fm, resultando:
kd
kd)-(d* n*Fm*As - kd
)d-(kd* n*Fm*sA+kd/2*b*Fm=Ns i.′
′
h/2)]-(dkd)*-(d*As+)d-(h/2)*d-(kd*sA[kdFm*n+kd/3)/2-(h/2*kd*b*Fm= Msii. ′′′
d*bsA = uy
d*bAs =u definiendo
′′ se obtiene:
kkun
kddkunk
dbFmNsi )1(**)/''*(*
2**. −
−−
+= Ec. 6.13
/d)]d-(1k)*-(1*u+/d)d-(1/d)*d-(k*u[* k*2
n + 3k -
2/d)d+(1*
2k =
d*b*FmMs ii.
2′′′′⎥⎦
⎤⎢⎣⎡ ′
Ec. 6.14
Si u' = u, se obtiene:
k
1]-/d)d(-[2k* u*n + 2k =
d*b*FmNs i.
′ Ec. 6.15
k
)/dd-(1* 2
u*n + 3k -
2/d)d+(1*
2k =
d*b*FmMs ii.
2
2
′⎥⎦⎤
⎢⎣⎡ ′
Ec. 6.16
Las ecuaciones 6.13 y 6.14 ó las 6.15 y 6.16 permiten determinar k y u para un par de
valores Ms y Ns cuando se conocen: n, b, d, Fm, d´y la relación entre u´ y u. El resultado que se
obtenga de k debe verificar que sea mayor que kb y menor que 1, además debe cumplirse que f´s
≤ Fs.
28
Comentarios.
1. En los casos que no hay armadura comprimida, por ejemplo en muros sometidos a
acciones perpendiculares a su plano o en aquellos casos que se adopta como hipótesis de diseño
que la armadura comprimida no contribuye en la resistencia a la flexión, las ecuaciones de diseño
se obtienen de las ecuaciones 6.9 y 6.10 o 6.13 y 6.14 haciendo u´= 0.
2. En el caso que el estado de tensiones corresponda a una flexión pura (Ns=0), basta con
incorporar este valor en las ecuaciones 6.9 y 6.13 para obtener las ecuaciones de diseño para este
estado de esfuerzo.
6.3.3.4 Comentarios generales
a. Tensiones admisibles
De acuerdo con la norma NCh1928. el cálculo de los muros sometidos a flexión
debe realizarse considerando las siguientes tensiones admisibles:
- Compresión por flexión en la albañilería:
Fm = 0.33 f´m < 63 kg/cm2, con inspección especializada.
Fm = 0.166 f´m < 32 kg/cm2, sin inspección especializada.
- Tracción en las armaduras de acero:
A 44-28 H
- Estático Fs = 1400 kg/cm2
- Dinámico Fs = 1850 "
A 63-42 H
- Estático Fs = 1700 kg/cm2
29
- Dinámico Fs = 2200 "
Las tensiones admisibles de compresión por flexión de la albañilería se pueden
aumentar en un 33,3% para las combinaciones de carga donde interviene una acción
eventual, por ej. Sismo.
Los elementos sometidos a flexo-compresión deben satisfacer además que el
esfuerzo axial de compresión no deba superar el esfuerzo axial admisible para muros.
b. Cuantías mínimas.
La armadura de borde mínima en un muro de albañilería armada debe ser un fierro
de 12 mm de diámetro. Además la cuantía de armadura vertical distribuida a lo largo del
muro, no debe ser inferior a un 0,06 %, en este recuento se considera tanto las armaduras
de borde como la armadura vertical distribuida en el interior del paño de albañilería.
La armadura distribuida en el interior del paño de albañilería, debe ser de 8 mm de
diámetro y la distancia entre estas armaduras no debe ser mayor que 120 cm o 6t, la
menor de las dos dimensiones.
c. Propiedades geométricas de la sección para el diseño a la flexión.
El ancho b que se debe usar al aplicar las ecuaciones de diseño cuando la flexión
se produce en el plano del muro, depende de: el tipo de unidad con que se construye la
albañilería, la forma como se esparce el mortero en la junta horizontal y el relleno que se
haga de los huecos. Así se tiene:
c.1. Muros construidos con ladrillos cerámicos del tipo rejilla con o sin huecos rellenos
cuando el mortero se esparce en toda la cara de asiento de las unidades, ó construidos con
30
bloques huecos de hormigón con relleno total de huecos.
b = t (espesor del muro)
c.2. Muros construidos con bloques huecos de hormigón o unidades de geometría similar
sin relleno total de huecos, o construidos con ladrillos cerámicos del tipo rejilla con o sin
huecos rellenos cuando el mortero no se esparce en toda la cara de asiento de las unidades
b = be (espesor efectivo)
El espesor efectivo se obtiene dividiendo el área de contacto entre hiladas
horizontales del muro por el largo del muro. El área de contacto dependerá de la forma
que se materializa la junta horizontal de mortero y de la separación entre los huecos con
hormigón de relleno.
d. Relación modular.
Para efecto del diseño, el módulo de elasticidad de la albañilería se calcula con las
ecuaciones siguientes, según la norma NCh1928.
Em = 700 f´m para las albañilerías de ladrillos cerámicos del tipo rejilla con
huecos y de bloques huecos con relleno parcial.
Em = 800 f´m para las albañilerías de bloques huecos con relleno total.
e. Resistencia prismática.
Tanto para calcular las tensiones admisibles de la albañilería como para
determinar el módulo de elasticidad de la albañilería con las ecuaciones del punto d, el
31
valor de f´m está referido al área bruta del prisma cuando la albañilería se construye con
ladrillos cerámicos del tipo rejilla con huecos ó con bloques huecos con relleno total y al
área de contacto del prisma cuando la albañilería se construye con bloques huecos con
relleno parcial de los huecos.
f. Diseño ante acciones perpendiculares al plano del muro (Abrams, 1991).
Para el diseño a la flexión ante acciones perpendiculares al plano del muro, se
debe considerar que el ancho b corresponde a la distancia entre armaduras verticales, “a”.
Para el caso en que no se llenen todos los huecos de un muro de albañilería
construido con bloques huecos de hormigón, la sección de cálculo corresponde a la
sección T indicada en la figura 6.15.
Figura 6.15 Sección de cálculo para flexión debido a acciones perpendiculares al
plano del muro.
En muros de albañilería construidos con unidades cerámicas del tipo rejilla con o
sin huecos y con o sin relleno de los huecos ó con bloques huecos de hormigón con
relleno total de huecos, la sección de cálculo es una sección rectangular de ancho b y
altura t.
32
En el diseño de una sección T sólo se pueden usar las ecuaciones de una sección
rectangular de ancho “a”, cuando la profundidad del bloque de compresión es menor o
igual al espesor del ala (tf), ver figura 6.16.
Figura 6.16 Caso en que “c” ≤ tf
Cuando la profundidad del bloque de compresión es mayor que tf, parte del alma
de la sección T estará comprimida contribuyendo en la capacidad resistente de la sección,
lo que obliga a replantear las ecuaciones de diseño considerando esta contribución. En la
figura 6.17 se muestra la distribución de tensiones y las fuerzas internas que resultan para
este último caso, descomponiéndose la compresión en la albañilería en dos términos:
Figura 6.17 Caso en que “c” > tf
Cm = Cf + Cw
33
Teniendo en cuenta que las fuerzas internas son: Ts, Cf y Cw, las ecuaciones de diseño se
establecen a partir de las condiciones de equilibrio que deben cumplirse en la sección.
Para el caso de flexión pura ( Ns = 0 ), se tiene:
i. Cf + Cw = Ts
ii. Ms = Cf * jfd + Cw * jwd
donde:
jfd : brazo de la fuerza de compresión Cf con respecto del centro de gravedad de la
armadura ubicada en la zona traccionada de la sección transversal.
jwd : brazo de la fuerza de compresión Cw con respecto del centro de gravedad de la
armadura ubicada en la zona traccionada de la sección transversal.
Expresando estas ecuaciones en función de las tensiones, resulta:
fs* As = b*2
tf)-(kd*fm + a*tf*2
fm+ fm i. 11
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
Ms= dj*b* 2
tf)-(kd*fm + dj*a*tf* 2
fm + fm ii. w
1f
1⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
Aprovechando las ecuaciones de compatibilidad de deformaciones y aceptando el
cumplimiento de la hipótesis de Bernoulli, se tiene que la tensión de compresión en las
fibras inferiores del ala es:
kd
tf)-(kd*fm = fm1
Además se tiene:
34
tf) - kd (2* 3tf) 2 - (3kd*tf - d = d j f
En forma aproximada se puede sustituir por la expresión:
tf/2 - d = d j f
3kd) + (2tf - d = tf)/3 - (kd - tf - d = djw
Reemplazando en las ecuaciones i e ii, se obtiene:
fs*As = d*bk*2
)tf/d-(k*fm + d*a(tf/d)*k*2(tf/d)-k*2*fm i.
2
⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡⎥⎦⎤
⎢⎣⎡ Ec. 6.17
[ ]d*b*
3k)+(2(tf/d)-1*
kdtfk*fm+d*a*
2(tf/d)-1*(tf/d)*
k*2(tf/d)-k*2*fm= Msii. 22
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡−
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡
*2)/( 2
Ec. 6.18
Las ecuaciones 6.17 y 6.18 constituyen las ecuaciones de diseño para este tipo de
sección, para su aplicación sólo se debe identificar los tres casos destacados para
secciones rectangulares.
Para simplificar las ecuaciones de diseño, se recomienda usar un método
aproximado en el que se desprecia la contribución del alma. Las ecuaciones se reducen a:
fs*As = a*tf* k*2(tf/d)-k*2*fm i. ⎥⎦
⎤⎢⎣⎡ Ec.6.19
ii. Ms = fm* [ (2*k-(tf/d)) / (2*k)] * (tf/d)* ( 1 - (tf/d) / 2)*a*d2 Ec.
6.20
35
Referencias
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