Cirsoc 201-Hormigon.pdf

PROYECTO DE REGLAMENTO ARGENTINO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN

EDICIÓN NOVIEMBRE 2002

CIRSOC Balcarce 186 1° piso - Of. 138 (C1064AAD) Buenos Aires – República Argentina TELEFAX. (54 11) 4349-8520 / 4349-8524 E-mail: [email protected] [email protected] INTERNET: www.inti.gov.ar/cirsoc Primer Director Técnico (

1980): Ing. Luis María Machado

Directora Técnica: Inga. Marta S. Parmigiani Coordinadora Area Acciones: Inga. Alicia M. Aragno Area Estructuras de Hormigón: Ing. Daniel A. Ortega Area Administración, Finanzas y Promoción: Lic. Mónica B. Krotz Venta de Publicaciones: Carmelo J. Caniza

 2002 Editado por INTI INSTITUTO NACIONAL DE TECNOLOGIA INDUSTRIAL Av. Leandro N. Alem 1067 – 7° piso - Buenos Aires. Tel. 4313-3013 Queda hecho el depósito que fija la ley 11.723. Todos los derechos, reservados. Prohibida la reproducción parcial o total sin autorización escrita del editor. Impreso en la Argentina. Printed in Argentina.

CIRSOC ORGANISMOS PROMOTORES Secretaría de Obras Públicas de la Nación Subsecretaría de Vivienda de la Nación Instituto Nacional de Tecnología Industrial Instituto Nacional de Prevención Sísmica Cámara Argentina de la Construcción Centro Argentino de Ingenieros Consejo Profesional de Ingeniería Civil Asociación de Fabricantes de Cemento Pórtland Techint CPC S.A. Dirección Nacional de Vialidad Acindar Instituto Argentino de Siderurgia Instituto Argentino de Normalización Vialidad de la Provincia de Buenos Aires Consejo Interprovincial de Ministros de Obras Públicas Gobierno de la Ciudad de Buenos Aires Asociación Argentina de Hormigón Elaborado Cámara Argentina de Empresas de Fundaciones de Ingeniería civil Victorio Américo Gualtieri

MIEMBROS ADHERENTES Asociación Argentina de Tecnología del Hormigón Asociación Argentina de Hormigón Pretensado e Industrializado Asociación de Ingenieros Estructurales Telefónica de Argentina Ministerio de Economía, Obras y Servicios Públicos de la Provincia del Neuquén Transportadora Gas del Sur Sociedad Central de Arquitectos Sociedad Argentina de Ingeniería Geotécnica

Este Proyecto de Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón ha sido redactado por los siguientes profesionales:

Área Tecnología del Hormigón: Coordinador: Ing. Alberto Giovambattista

Integrantes: Ing. Daniel Bascoy Ing. Oscar Batic Ing. Héctor Bunge Ing. Juan C. Galuppo Inga. Marisa de Giusti Ing. Milan Klaric Ing. Luis Traversa

Área Estructuras: Coordinador: Ing. Tomás del Carril

Integrantes: Ing. Ing. Ing. Ing. Ing.

Raúl Bertero Javier Fazio Raúl Husni Aníbal Manzelli Juan C. Reimundín

Reconocimiento Especial

El CIRSOC agradece muy especialmente a las Autoridades del American Concrete Institute (ACI) por habernos permitido adoptar como base para el desarrollo de este Proyecto, la edición 2002 del documento “Building Code Requirements for Structural Concrete”, conocido como ACI 318-02

Agradecimientos

El Comité Ejecutivo del CIRSOC y su Dirección Técnica agradecen muy especialmente: Al Ing. José Bagg y al Ing. Héctor Massa por su valiosa colaboración y dedicación, y por los aportes técnicos realizados a este Proyecto. Al Ing. Jorge Amado y a los Sres. Hugo Pontoriero y Oscar Escudero del INPRES por el diseño de las portadas del Proyecto de Reglamento y de sus Comentarios, y por la ejecución de todos los dibujos contenidos en él.







Metodología para el envío de observaciones, comentarios y sugerencias al

Proyecto de Reglamento CIRSOC 201 "Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón” en Discusión Pública Nacional (1° de Diciembre 2002- 31 de Diciembre 2003)

Las observaciones, comentarios y sugerencias se deberán enviar a la Sede del CIRSOC, Balcarce 186 1º piso of. 138 (C1064AAD) Buenos Aires, hasta el 31 de diciembre de 2003, siguiendo la metodología que a continuación se describe: 1. Se deberá identificar claramente el proyecto de reglamento que se analiza, como así también el artículo y párrafo que se observa. 2. Las observaciones se deberán acompañar de su fundamentación y de una redacción alternativa con el fin de que el coordinador del proyecto observado comprenda claramente el espíritu de la observación. 3. Las observaciones, comentarios y sugerencias deberán presentarse por escrito, firmadas y con aclaración de firma, y deberán enviarse por correo o entregarse en mano. Se solicita detallar Dirección, Tel, Fax, e-mail con el fin de facilitar la comunicación. 4. No se aceptarán observaciones enviadas por fax o e-mail, dado que estos medios no permiten certificar la autencidad de la firma del autor de la observación. Confiamos en que este proyecto le interese y participe activamente.

Gracias.

PRÓLOGO

El nuevo Proyecto de Reglamento CIRSOC 201 “Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón” se enmarca dentro de la segunda generación de Reglamentos Nacionales de Seguridad Estructural impulsada por el nuevo Comité Ejecutivo del CIRSOC a partir de la decisión de actualizar todo el cuerpo reglamentario en vigencia legal, para adecuarlo a las exigencias y desafíos que impone un mercado altamente competitivo y globalizado, en el cual los códigos redactados sobre la base de lineamientos internacionales de reconocido prestigio facilitarán un fluido intercambio de servicios de ingeniería y construcción. El Proyecto ha sido desarrollado en base a la edición 2002 del Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-02) fundamentalmente los Capítulos 7 a 22. La puesta en vigencia de la primera generación de reglamentos de seguridad estructural (1982) se llevó a cabo en el marco de un país caracterizado por: una economía cerrada, una fuerte influencia histórica de la escuela alemana (normas DIN) tanto en sus universidades como en sus profesionales y técnicos, grandes comitentes de obras públicas (escuelas, hospitales, obras sanitarias, puentes, caminos, presas, etc.) que eran empresas del Estado (Agua y Energía Eléctrica, Hidronor, Yacyretá). y con variables inexistentes como: la globalización, la apertura económica, las privatizaciones y los acuerdos regionales Sin embargo hoy, casi veinte años después, nos encontramos frente a una realidad muy diferente, caracterizada por: Un mercado altamente competitivo y globalizado, Mayores exigencias de calidad, economía y rapidez de ejecución, Una acelerada integración regional y Una fuerte presencia de empresas extranjeras tanto a nivel de joint-venture para encarar proyectos de arquitectura e ingeniería puntuales como en el manejo de las empresas del estado que se privatizaron.

Frente a este cuadro de situación el Comité Ejecutivo del CIRSOC debió, en muy corto tiempo, evaluar el nuevo perfil de usuario que tendrían los reglamentos y cuáles serían las necesidades que habría que satisfacer para acompañar el proceso adecuadamente. En este contexto surgió que los Reglamentos CIRSOC actualmente vigentes, inspirados en la escuela alemana (con excepción del conjunto de reglamentos sismorresistentes INPRESCIRSOC 103, que reconocen su inspiración en la escuela norteamericana, para las acciones y en la escuela neocelandesa para las estructuras de hormigón) habían comenzado a quedar claramente distanciados de las tendencias internacionales actuales, resaltando el estado de aislamiento en que se encuentra nuestro país frente a las áreas con vigencia de códigos de seguridad estructural con base norteamericana o europea. El criterio general sustentado para desarrollar este nuevo CIRSOC 201-2002, ha sido el de mantener la mayor fidelidad al documento adoptado como base, dado que el mismo es el resultado de numerosos y calificados estudios, investigaciones y ensayos, y ha demostrado buenos resultados en los años de aplicación que lleva en los países donde se encuentra en vigencia. En la decisión de adoptar como modelo un documento internacional reconocido, fue decisivo considerar el acceso a la bibliografía y sobre todo la necesidad de que el Proyecto CIRSOC 201 se actualice frecuentemente siguiendo los avances propuestos por el documento base, dado que, de lo contrario, el esfuerzo de armonizar este proyecto con las tendencias internacionales podría resultar vano, si no se asegurara la continuidad de su actualización. Durante el período de discusión pública nacional, que se extenderá desde el 1° de diciembre de 2002 hasta el 31 de diciembre de 2003, el Comité Ejecutivo del CIRSOC, la Comisión Redactora y la Dirección Técnica, continuarán trabajando en el estudio de la documentación de apoyo para la aplicación efectiva del nuevo Proyecto. Por último, deseamos recordar y agradecer a todos los profesionales que colaboraron en el área Estructuras de Hormigón desde la creación del CIRSOC, ya que con su esfuerzo y dedicación hicieron posible que hoy podamos disponer de esta segunda generación de reglamentos de Seguridad Estructural. Confiamos en que este nuevo Proyecto, producto del consenso técnico y político de las instituciones que acompañaron la iniciativa, sea bien recibido por la comunidad en su conjunto, y que sus profesionales nos acompañen con buena predisposición y espíritu de colaboración, no sólo durante la etapa de discusión pública, sino también en el proceso de asimilación y aceptación que todo cambio conlleva. Ustedes, como usuarios, son los verdaderos destinatarios del esfuerzo encarado. Esperamos su opinión.

INGA. MARTA S. PARMIGIANI Directora Técnica

INDICE PARTE 1. REQUISITOS GENERALES CAPITULO 1. CAMPO DE VALIDEZ, DOCUMENTACIÓN TÉCNICA Y DEFINICIONES 1.1.

CAMPO DE VALIDEZ

1

1.1.1. 1.1.2. 1.1.3. 1.1.4.

Vigencia Aplicación Aplicación complementaria Materiales, elementos y sistemas constructivos no contemplados en el presente Reglamento

1 2 2

1.2.

REGLAMENTOS, RECOMENDACIONES Y NORMAS DE APLICACIÓN

2

1.2.1. 1.2.2. 1.2.3. 1.2.4.

Reglamentos Recomendaciones Normas Anexos y publicaciones auxiliares

2 2 3 9

1.3.

DOCUMENTACIÓN TÉCNICA

9

1.3.1. 1.3.2. 1.3.3. 1.3.4. 1.3.5. 1.3.6. 1.3.7.

Documentación Técnica Inicial Documentación Técnica de Obra Comienzo de la Obra Estructural Paralización de los trabajos Documentación Técnica Final o Conforme a Obra Documentación Técnica de Estructuras Existentes Sistema de calidad

9 12 15 15 15 16 17

1.4.

DEFINICIONES RELATIVAS AL PROYECTO ESTRUCTURAL

17

2

ANEXOS AL CAPITULO 1

PARTE 2.

ESPECIFICACIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES Y HORMIGONES

CAPÍTULO 2. ESPECIFICACIONES POR RESISTENCIA Y DURABILIDAD

Reglamento CIRSOC 201

I

2.0.

SIMBOLOGÍA

19

2.1.

REQUISITOS GENERALES

19

2.2.

REQUISITOS POR DURABILIDAD

19

2.2.1. 2.2.2. 2.2.3. 2.2.4. 2.2.5.

Requisitos Generales Requisitos de Proyecto Requisitos de ejecución Clasificación del medio ambiente Sustancias agresivas al hormigón contenidas en aguas y suelos en contacto con las estructuras 2.2.6. Contenido máximo de sulfatos en los agregados componentes del hormigón 2.2.7. Contenidos máximos de cloruros en el hormigón 2.2.8. Hormigón expuesto a temperaturas de congelación y deshielo 2.2.9. Reacción álcali - sílice 2.2.10. Medidas especiales de protección 2.2.11. Penetración de agua

19 20 21 22 22 23 23 24 24 28 28

2.3.

35

RESISTENCIA DE LOS HORMIGONES

2.3.1. Resistencia especificada 2.3.2. Clases de hormigón 2.3.3. Edades de diseño 2.4.

35 35 35

REQUISITOS DE LOS HORMIGONES CON CARACTERISTICAS ESPECIALES

36

CAPITULO 3. MATERIALES 3.0.

SIMBOLOGÍA

39

3.1.

CEMENTOS

39

3.1.1. Requisitos generales 3.1.2. Requisitos especiales 3.1.3. Provisión y almacenamiento del cemento

39 40 41

3.2.

41

AGREGADOS

3.2.1. Campo de validez 3.2.2. Requisitos generales 3.2.3. Agregado fino 3.2.4. Agregado grueso 3.2.5. Acopio y manipuleo de agregados

41 41 42 45 50

3.3.

50

AGUA PARA MORTEROS Y HORMIGONES

3.3.1. Requisitos

50

3.4.

50

ADITIVOS PARA HORMIGONES

Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

II

3.4.1. Requisitos generales 3.4.2. Acopio, identificación y manipuleo

50 50

3.5.

51

ADICIONES MINERALES PULVERULENTAS

3.5.1. Requisitos generales

51

3.6.

ACEROS

51

3.6.1. 3.6.2. 3.6.3. 3.6.4.

Barras y alambres de acero para armaduras Mallas de alambres de acero soldadas para armaduras Cordones, alambres y barras para estructuras de hormigón pretensado Acopio, identificación y manipuleo

51 54 54 54

PARTE 3. REQUISITOS CONSTRUCTIVOS CAPITULO 4. CRITERIOS Y CONTROL DE CONFORMIDAD DEL HORMIGÓN 4.0.

SIMBOLOGÍA

61

4.1.

REQUISITOS GENERALES

61

4.2.

CONFORMIDAD CON LA RESISTENCIA ESPECIFICADA

62

4.2.1. 4.2.2. 4.2.3. 4.2.4. 4.2.5.

Requisitos generales Dimensión de lotes y extracción de muestras Criterios de conformidad para el Modo 1 de Control Criterios de conformidad para el Modo 2 de Control Determinación del volumen de hormigón no conforme

62 63 64 66 67

4.3.

JUZGAMIENTO DE LA RESISTENCIA PARA VALORAR EL GRADO DE ENDURECIMIENTO DEL HORMIGÓN

67

4.3.1. Campo de validez 4.3.2. Ensayo de probetas moldeadas 4.4. 4.5.

67 68

VERIFICACIONES A REALIZAR CUANDO UN LOTE NO POSEE LA RESISTENCIA POTENCIAL ESPECIFICADA

68

CONFORMIDAD DE LOS REQUISITOS DE DURABILIDAD

70

4.5.1. Requisitos generales 4.5.2. Criterios de conformidad para la razón agua-cemento

70 70

4.6.

71

CONFORMIDAD DE LAS PROPIEDADES DEL HORMIGÓN FRESCO

4.6.1. Extracción de muestras de hormigón fresco Reglamento CIRSOC 201

71 III

4.6.2. 4.6.3. 4.6.4. 4.6.5. 4.6.6.

Metodología del control Criterios de conformidad para la consistencia del hormigón Criterios de conformidad para el contenido de aire en el hormigón Criterios de conformidad para la temperatura del hormigón fresco Criterios de conformidad para la masa de la unidad de volumen del hormigón fresco 4.6.7. Criterios de conformidad para el contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm 4.6.8. Criterio de conformidad para el requisito de exudación del hormigón 4.6.9. Criterios de conformidad para otras propiedades exigidas en los documentos del proyecto

CAPÍTULO 5.

72 72 72 73 73 74 74 75

HORMIGON FRESCO - PROPIEDADES, DOSIFICACIÓN Y PUESTA EN OBRA

5.0. SIMBOLOGIA

77

5.1. PROPIEDADES DEL HORMIGÓN FRESCO

77

5.1.1. 5.1.2. 5.1.3. 5.1.4 5.1.5. 5.1.6.

77 79 80 80 81 81

Consistencia del hormigón Aire intencionalmente incorporado Contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm Exudación del hormigón Contenido unitario de cemento Homogeneidad de una mezcla de hormigón

5.2. DOSIFICACIÓN DEL HORMIGÓN

81

5.2.1. 5.2.2. 5.2.3. 5.2.4. 5.2.5.

Requisitos generales Estimación de la resistencia de diseño de la mezcla Desviación estándar Elección de la razón agua/cemento Determinación de la composición del hormigón

81 82 83 85 86

5.3.

PRODUCCIÓN

88

5.3.1. Datos básicos de producción a disponer 5.3.2. Medición de los materiales componentes del hormigón 5.3.3. Mezclado del hormigón

88 89 90

5.4.

92

TRANSPORTE DEL HORMIGÓN A Y EN LA OBRA

5.4.1. Transporte en camiones sin dispositivos mezcladores ni de agitación 5.4.2. Transporte del hormigón mediante motohormigoneras o equipos agitadores

92 93

5.5.

94

MANIPULEO DEL HORMIGÓN EN OBRA

5.5.1. Generalidades 5.5.2. Utilización de canaletas 5.5.3. Transporte del hormigón mediante cintas Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

94 94 94 IV

5.5.4. Transporte del hormigón por bombeo 5.5.5. Utilización de tuberías verticales

95 96

5.6.

COLOCACIÓN

96

5.6.1. 5.6.2. 5.6.3. 5.6.4. 5.6.5. 5.6.6.

Aspectos generales Estructuras hormigonadas en contacto con el suelo Estructuras hormigonadas en contacto con el agua Estructuras hormigonadas en contacto con encofrados Disposiciones sobre colocación del hormigón Hormigonado de elementos típicos

96 97 97 97 98 99

5.7.

COMPACTACIÓN

100

5.7.1. 5.7.2. 5.7.3. 5.7.4.

Requisitos generales Compactación mediante vibradores de inmersión Compactación manual por varillado Compactación mediante vibradores de encofrados

100 100 101 102

5.8.

SUPERFICIES Y JUNTAS DE CONSTRUCCIÓN

102

5.8.1. 5.8.2. 5.8.3. 5.8.4.

Definición Ubicación Metodología de ejecución Tratamiento de las superficies y juntas de construcción

102 102 103 103

5.9.

JUNTAS DE CONTRACCIÓN Y DE DILATACIÓN

104

5.9.1. Ubicación 5.9.2. Metodología de ejecución

104 104

5.10. PROTECCIÓN Y CURADO DEL HORMIGÓN

104

5.10.1. Acciones que originan la necesidad de protección 5.10.2 Curado del hormigón 5.10.3. Curado con agua 5.10.4. Curado mediante compuestos líquidos capaces de formar membranas 5.10.5. Curado mediante membranas preformadas 5.10.6. Curado a vapor

104 105 107 107 108 109

5.11. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO FRÍO

110

5.11.1. Definición 5.11.2. Temperaturas de colocación del hormigón fresco 5.11.3. Temperaturas máximas de calentamiento de los materiales 5.11.4. Elaboración del hormigón 5.11.5. Colocación del hormigón 5.11.6. Protección y curado del hormigón

110 111 111 111 112 113

5.12. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO CALUROSO

115

5.12.1. Definición

115


V

5.12.2. Temperatura de colocación del hormigón fresco 5.12.3. Reducción de la temperatura del hormigón 5.12.4. Elaboración del hormigón 5.12.5. Colocación del hormigón 5.12.6. Protección y curado del hormigón

115 115 116 116 116

5.13. HORMIGÓN MASIVO ESTRUCTURAL

117

5.13.1. Definición, alcance y requisitos 5.13.2. Materiales componentes 5.13.3. Composición del hormigón 5.13.4. Propiedades del hormigón fresco 5.13.5. Resistencia potencial del hormigón masivo 5.13.6. Colocación y compactación del hormigón 5.13.7. Curado y protección del hormigón

117 118 118 118 119 120 121

CAPITULO 6. SISTEMAS DE ENCOFRADOS. CAÑERÍAS PARA CONDUCCIÓN DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LA ESTRUCTURA DE HORMIGÓN 6.0.

SIMBOLOGÍA

123

6.1.

ENCOFRADOS, PUNTALES, ARRIOSTRAMIENTOS Y OTROS ELEMENTOS DE SOSTÉN

123

6.1.1. Exigencias generales 6.1.2. Encofrados 6.1.3. Puntales, arriostramientos y accesorios de unión y sujeción 6.2.

123 124 125

REMOCION DE ENCOFRADOS, APUNTALAMIENTOS Y ARRIOSTRAMIENTOS. REAPUNTALAMIENTOS

126

6.2.1. Exigencias generales 6.2.2. Resistencia y plazos mínimos para remoción de los encofrados laterales, apuntalamientos, arriostramientos y demás elementos de sostén

126

6.3.

DISEÑO DEL SISTEMA DE ENCOFRADOS

130

6.3.1. 6.3.2. 6.3.3. 6.3.4. 6.3.5. 6.3.6.

Presión lateral originada por el hormigón fresco sobre los encofrados Cargas verticales Cargas horizontales Cargas especiales Tensiones unitarias Accesorios para los sistemas de encofrados

130 131 131 132 132 133

6.4.

CAÑERIAS PARA LA CONDUCCION DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LAS ESTRUCTURAS DE HORMIGON

134

127

6.4.1. Exigencias generales 6.4.2. Cañerías de acero para la conducción de fluidos Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

134 135 VI

6.5. 6.5.1. 6.5.2. 6.5.3. 6.5.4. 6.5.5. 6.5.6.

TOLERANCIAS CONSTRUCTIVAS DE ENCOFRADOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES TERMINADOS

Y

Exigencias generales Estructuras de hormigón armado construidas en el lugar Tolerancias en el acabado de superficies de losas Clases y tolerancias de terminación Estructuras de hormigón ejecutadas con encofrados deslizantes Tolerancias en juntas

136 136 136 138 139 140 140

CAPÍTULO 7. DETALLES DE ARMADO

7.0.

SIMBOLOGÍA

141

7.1.

GANCHOS NORMALES

141

7.2.

DIÁMETROS MÍNIMOS DEL MANDRIL DE DOBLADO

143

7.3.

DOBLADO DE LA ARMADURA

146

7.4.

ESTADO SUPERFICIAL DE LA ARMADURA

146

7.5.

COLOCACIÓN DE LA ARMADURA

147

7.6.

LÍMITES PARA LA SEPARACIÓN DE LA ARMADURA

148

7.6.6. Paquetes de barras 7.6.7. Cables y vainas de pretensado

150 151

7.7.

RECUBRIMIENTO DE HORMIGÓN

152

7.7.1. 7.7.2. 7.7.3. 7.7.4. 7.7.5. 7.7.6. 7.7.7.

Hormigón colocado en obra (no pretensado) Hormigón colocado en obra (pretensado) Hormigón prefabricado (elaborado en condiciones de control de planta) Paquetes de barras Clases de exposición ambiental Ampliaciones futuras Protección contra el fuego

153 154 156 157 157 157 157

7.8.

DETALLES ESPECIALES DE LA ARMADURA PARA COLUMNAS

157

7.8.1. Barras dobladas por cambio de sección 7.8.2. Núcleos de acero

157 159

7.9.

NUDOS

160

7.10.

ARMADURA TRANSVERSAL PARA LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN

160

7.10.4. Zunchos 7.10.5. Estribos de columnas Reglamento CIRSOC 201

160 163 VII

7.11. ARMADURA TRANSVERSAL PARA ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

167

7.12.

ARMADURA DE CONTRACCIÓN Y TEMPERATURA

168

7.13.

REQUISITOS PARA LA INTEGRIDAD ESTRUCTURAL

170

PARTE 4 – REQUISITOS GENERALES CAPITULO 8.

ANALISIS Y DISEÑO – CONSIDERACIONES GENERALES

8.0. SIMBOLOGÍA

175

8.1. MÉTODOS DE DISEÑO

176

8.2. CARGAS

176

8.3. MÉTODOS DE ANÁLISIS

176

8.4. REDISTRIBUCIÓN DE LOS MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

179

8.5. MÓDULO DE ELASTICIDAD

179

8.6. RIGIDEZ

179

8.7. LUZ DE CÁLCULO

180

8.8. COLUMNAS

180

8.9. DISPOSICIÓN DE LA SOBRECARGA

181

8.10. SISTEMAS DE VIGAS T

182

8.11. LOSAS NERVURADAS

184

8.12. TERMINACIÓN SUPERFICIAL DE LAS LOSAS

185

CAPÍTULO 9. REQUISITOS DE RESISTENCIA Y COMPORTAMIENTO EN SERVICIO

9.0. SIMBOLOGÍA

187

9.1. REQUISITOS GENERALES

190

9.2. RESISTENCIA REQUERIDA

190

9.3. RESISTENCIA DE DISEÑO

191

9.4. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LA ARMADURA

194

9.5. CONTROL DE LAS FLECHAS

194

9.5.2. Elementos armados en una dirección (no pretensado) 9.5.3. Elementos armados en dos direcciones (no pretensado) 9.5.4. Elementos de hormigón pretensado

194 197 202


VIII

9.5.5. Construcción en etapas 9.5.5.0. Campo de validez 9.5.5.1. Elementos apuntalados 9.5.5.2. Elementos sin apuntalar

203 203 203 203

9.6. REQUISITOS DE DURABILIDAD

204

CAPÍTULO 10. CARGAS AXIALES Y FLEXION 10.0. SIMBOLOGÍA

207

10.1. CAMPO DE VALIDEZ

210

10.2. HIPÓTESIS DE DISEÑO

210

10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES

212

10.4. DISTANCIA ENTRE LOS APOYOS LATERALES DE ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

214

10.5. ARMADURA MÍNIMA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

214

10.6. DISTRIBUCIÓN DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN EN VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN

215

10.7. VIGAS DE GRAN ALTURA

217

10.8. DIMENSIONES PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS

218

10.8.1. 10.8.2. 10.8.3. 10.8.4.

218 218 218 218

Elementos comprimidos aislados armados con múltiples zunchos Elementos comprimidos construidos monolíticamente con los tabiques Elementos comprimidos de sección circular equivalente Límites de la sección (área efectiva reducida)

10.9. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS

218

10.10. EFECTOS DE ESBELTEZ EN ELEMENTOS COMPRIMIDOS

219

10.11. MOMENTOS AMPLIFICADOS – CONCEPTOS GENERALES

220

10.12. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS INDESPLAZABLES

222

10.13. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS DESPLAZABLES

225

10.13.4. Determinación de δs Ms

225

10.14. ELEMENTOS CARGADOS AXIALMENTE QUE SOPORTAN SISTEMAS DE LOSAS

227

10.15. TRANSMISIÓN DE CARGAS DE LAS COLUMNAS EN LA UNIÓN CON LAS LOSAS DE ENTREPISOS

227

10.16. ELEMENTOS COMPUESTOS (MIXTOS) SOLICITADOS A COMPRESIÓN

228

10.16.6. Núcleo de hormigón confinado con acero estructural 10.16.7. Armadura con forma de zuncho alrededor de un núcleo de acero

229


IX

estructural 10.16.8. Estribos cerrados alrededor de un núcleo de acero estructural

229 230

10.17. RESISTENCIA AL APLASTAMIENTO

231

CAPITULO 11 - CORTE Y TORSION 11.0. SIMBOLOGÍA

233

11.1. RESISTENCIA AL CORTE

237

11.2. HORMIGÓN LIVIANO

240

11.3. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN LOS ELEMENTOS NO PRETENSADOS 241 11.4. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN ELEMENTOS PRETENSADOS

243

11.5. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR LA ARMADURA CORRESPONDIENTE

246

11.5.1. 11.5.4. 11.5.5. 11.5.6.

246 249 249 250

Tipos de armadura de corte Límites para la separación de la armadura de corte Armadura mínima de corte Determinación de la armadura de corte

11.6. DIMENSIONAMIENTO A TORSIÓN

251

11.6.1. 11.6.2. 11.6.3. 11.6.4. 11.6.5. 11.6.6.

251 254 256 261 263 263

Torsión crítica Determinación del momento torsor mayorado Tu Resistencia al momento torsor Detalles de la armadura de torsión Armadura mínima de torsión Separación de la armadura de torsión

11.7. CORTE POR FRICCIÓN

264

11.7.4. Método de diseño para corte por fricción

265

11.8. VIGAS DE GRAN ALTURA

269

11.9. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA MÉNSULAS CORTAS

272

11.10. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA TABIQUES

276

11.10.9. Diseño de la armadura de corte para tabiques

278

11.11. TRANSMISIÓN DE LOS MOMENTOS A LAS COLUMNAS

279

11.12. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA LOSAS Y ZAPATAS

279

11.12.5. Aberturas en losas 11.12.6. Transferencia de momentos en las uniones de losas y columnas

289 290


X

CAPÍTULO 12. LONGITUDES DE ANCLAJE Y DE EMPALME DE LA ARMADURA 12.0. SIMBOLOGÍA

293

12.1. ANCLAJE DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES

295

12.2. ANCLAJE DE BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

295

12.2.5. Armadura en exceso

298

12.3. ANCLAJE DE LAS BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN

298

12.4. ANCLAJE DE LOS PAQUETES DE BARRAS

299

12.5. ANCLAJE DE LAS BARRAS O ALAMBRES TRACCIONADOS CON GANCHOS NORMALES

299

12.6. ANCLAJE MECÁNICO

303

12.7. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

304

12.8. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

305

12.9. ANCLAJE DE LOS CORDONES DE PRETENSADO

306

12.10. ANCLAJE DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN – REQUISITOS GENERALES

307

12.11. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO POSITIVO

310

12.12. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO NEGATIVO

311

12.13. ANCLAJE DE LA ARMADURA DEL ALMA

313

12.14. EMPALMES DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES

316

12.14.3. Empalmes mecánicos y soldados

316

12.15. EMPALMES DE BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

317

12.16. EMPALMES DE BARRAS CONFORMADAS SOLICITADAS A COMPRESIÓN

318

12.16.4. Empalmes por contacto a tope

319

12.17. REQUISITOS ESPECIALES PARA EMPALMES EN LAS COLUMNAS

319

12.17.2. Empalmes en las columnas 12.17.3. Empalmes mecánicos o soldados en las columnas 12.17.4. Empalmes por contacto a tope en las columnas

320 320 320


XI

12.18. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

321

12.19. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN 322

PARTE 5. SISTEMAS O ELEMENTOS ESTRUCTURALES CAPITULO 13. SISTEMAS DE LOSAS QUE TRABAJAN EN DOS DIRECCIONES 13.0. SIMBOLOGÍA

325

13.1 . CAMPO DE VALIDEZ

327

13.2. DEFINICIONES

327

13.2.1. Franja de columna 13.2.2. Franja intermedia 13.2.3. Panel de losa

327 327 328

13.3. ARMADURA DE LA LOSA

329

13.3.8. Detalles de la armadura en las losas sin vigas

332

13.4. ABERTURAS EN LOS SISTEMAS DE LOSAS

335

13.5. PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO

335

13.6. MÉTODO DE DISEÑO DIRECTO

337

13.6.2. 13.6.3. 13.6.4. 13.6.5. 13.6.6. 13.6.7. 13.6.8. 13.6.9.

338 339 342 343 343 343 344 345

Momento mayorado total para un tramo Momentos mayorados negativos y positivos Momentos mayorados en las franjas de columna Momentos mayorados en las vigas Momentos mayorados en las franjas intermedias Modificación de los momentos mayorados Esfuerzos de corte mayorados en los sistemas de losas con vigas Momentos mayorados en las columnas y en los tabiques

13.7. MÉTODO DEL PÓRTICO EQUIVALENTE

345

13.7.1. 13.7.2. 13.7.3. 13.7.4. 13.7.5. 13.7.6. 13.7.7.

345 345 349 349 350 351 352

Hipótesis Definición del método Vigas placa Columnas Elementos torsionales Ubicación de la sobrecarga Momentos mayorados


XII

CAPÍTULO 14. TABIQUES 14.0. SIMBOLOGÍA

353


355


356

14.3. ARMADURA MÍNIMA

356

14.4. TABIQUES DISEÑADOS COMO ELEMENTOS COMPRIMIDOS

358

14.5. MÉTODO DE DISEÑO EMPÍRICO

358

14.6. TABIQUES NO PORTANTES

359

14.7. TABIQUES UTILIZADOS COMO VIGAS DE FUNDACIÓN

360

14.8. DISEÑO ALTERNATIVO PARA TABIQUES ESBELTOS

360

CAPÍTULO 15. ZAPATAS Y CABEZALES DE PILOTES 15.0. SIMBOLOGÍA

365


365

15.2. CARGAS Y REACCIONES

365

15.3. ZAPATAS Y CABEZALES QUE SOPORTAN COLUMNAS O PEDESTALES DE SECCIÓN TRANSVERSAL CIRCULAR O CON FORMA DE POLÍGONO REGULAR

366

15.4. MOMENTOS EN ZAPATAS Y CABEZALES

366

15.5. ESFUERZO DE CORTE EN ZAPATAS Y CABEZALES

367

15.6. ANCLAJE DE LA ARMADURA EN ZAPATAS Y CABEZALES

368

15.7. ALTURA MÍNIMA DE LAS ZAPATAS Y CABEZALES

369

15.8. TRANSMISIÓN DE ESFUERZOS EN LA BASE DE COLUMNAS, TABIQUES, Ó PEDESTALES ARMADOS

369

15.9. ZAPATAS CON PENDIENTE O ESCALONADAS

371

15.10. ZAPATAS COMBINADAS Y PLATEAS

371

CAPÍTULO 16. ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN PREFABRICADO 16.0. SIMBOLOGÍA

373


373


374

16.3. DISTRIBUCIÓN DE ESFUERZOS ENTRE LOS ELEMENTOS

374


XIII

16.4. DISEÑO DE LOS ELEMENTOS

374

16.5. INTEGRIDAD ESTRUCTURAL

376

16.6. DISEÑO DE LAS UNIONES Y DE LOS APOYOS

377

16.7. ELEMENTOS INCORPORADOS AL HORMIGÓN DESPUÉS DE SU COLOCACIÓN

379

16.8. MARCAS DE IDENTIFICACIÓN

379

16.9. MANIPULACIÓN

379

16.10. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE LAS ESTRUCTURAS

379

CAPITULO 17. ELEMENTOS DE HORMIGÓN, CONSTRUÍDOS EN ETAPAS, SOLICITADOS A FLEXION 17.0. SIMBOLOGÍA

381


381


382

17.3. APUNTALAMIENTO

382

17.4. RESISTENCIA AL CORTE VERTICAL

382

17.5. RESISTENCIA AL CORTE HORIZONTAL

383

17.6. ESTRIBOS PARA CORTE HORIZONTAL

384

CAPÍTULO 18. HORMIGÓN PRETENSADO 18.0. SIMBOLOGÍA

387


390


390

18.3. HIPÓTESIS DE DISEÑO

391

18.4. REQUISITOS PARA LAS CONDICIONES DE SERVICIO – ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

393

18.5. TENSIONES ADMISIBLES EN EL ACERO DE PRETENSADO

395

18.6. PÉRDIDAS DE PRETENSADO

395

18.6.2. Pérdidas por fricción en los cables de postesado

395

18.7. RESISTENCIA A FLEXIÓN

396

18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

397

18.9.

398

ARMADURA ADHERENTE MÍNIMA


XIV

18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS

400

18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en los elementos pretensados continuos, solicitados a flexión

401

18.11. ELEMENTOS COMPRIMIDOS . COMBINACIÓN DE CARGAS AXIALES Y DE FLEXIÓN

401

18.12. SISTEMAS DE LOSAS

402

18.13. ZONAS DE ANCLAJE DE LOS CABLES POSTESADOS

403

18.13.1. Zona de anclaje 18.13.2. Zona local 18.13.3. Zona general 18.13.4. Resistencias nominales de los materiales 18.13.5. Métodos de diseño 18.13.6. Detalles de armado

403 404 404 406 406 408

18.14. DISEÑO DE LAS ZONAS DE ANCLAJE PARA MONOCORDONES O CABLES DE UNA ÚNICA BARRA DE 16mm DE DIÁMETRO

408

18.14.1. Determinación de la zona local de anclaje 18.14.2. Determinación de la zona general de anclaje para los cables de losas 18.14.3. Diseño de la zona general de anclaje para grupos de cables monocordón en vigas principales y secundarias

408 408

18.15. DISEÑO DE LA ZONAS DE ANCLAJE PARA CABLES MULTICORDÓN

410

18.15.1. Diseño de la zona local 18.15.2. Utilización de dispositivos especiales de anclaje 18.15.3. Diseño de la zona general de anclaje

410 410 410

18.16. PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN DE LOS CORDONES NO ADHERENTES

410

18.17. VAINAS PARA POSTESADO

411

18.18. MEZCLA DE INYECCIÓN PARA CABLES ADHERENTES

411

18.18.3. Selección para la dosificación de la mezcla de inyección

413

18.19. PROTECCIÓN DEL ACERO DE PRETENSADO

414

18.20. APLICACIÓN Y MEDICIÓN DE LA FUERZA DE TESADO

414

18.21. DISPOSITIVOS DE ANCLAJE Y ACOPLAMIENTO PARA POSTESADO

415

18.22. POSTESADO EXTERNO

415

410

CAPÍTULO 19. CÁSCARAS Y PLACAS PLEGADAS 19.0. SIMBOLOGÍA Reglamento CIRSOC 201

417 XV

19.1. CAMPO DE VALIDEZ Y DEFINICIONES

417

19.1.3. 19.1.4. 19.1.5. 19.1.6. 19.1.7. 19.1.8. 19.1.9.

417 417 418 418 418 418 418

Cáscaras delgadas Placas plegadas Cáscaras nervuradas Elementos auxiliares Análisis elástico Análisis inelástico Análisis experimental

19.2. ANÁLISIS Y DISEÑO

418

19.3. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LOS MATERIALES

421

19.4. ARMADURA DE LA CÁSCARA

421

19.5. CONSTRUCCIÓN

423

PARTE 6. CONSIDERACIONES ESPECIALES CAPITULO 20. EVALUACION DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS EXISTENTES 20.0. SIMBOLOGÍA

425

20.1. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA – REQUISITOS GENERALES

425

20.2. DETERMINACIÓN DE LAS DIMENSIONES REQUERIDAS Y DE LAS PROPIEDADES DE LOS MATERIALES DE LA ESTRUCTURA

426

20.3. PROCEDIMIENTO PARA REALIZAR LA PRUEBA DE CARGA

427

20.3.1. Distribución de la carga 20.3.2. Intensidad de la carga

427 427

20.4. CRITERIO DE CARGA

428

20.5. CRITERIOS DE ACEPTACIÓN

429

20.6. APROBACIÓN DE LA ESTRUCTURA PARA CARGAS DE SERVICIO DISMINUIDAS

430

20.7. SEGURIDAD

430

CAPÍTULO 21. ESPECIFICACIONES ESPECIALES PARA EL DISEÑO SISMORRESISTENTE

431

PARTE 7. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE


XVI

CAPÍTULO 22. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE 22.0. SIMBOLOGÍA

433


434

22.2. LIMITACIONES

434

22.3. JUNTAS

435

22.4. MÉTODO DE DISEÑO

435

22.5. DISEÑO POR RESISTENCIA

436

22.5.6. Hormigón liviano

438

22.6. TABIQUES

439

22.6.5. Método de diseño empírico 22.6.6. Limitaciones

439 439

22.7. ZAPATAS

440

22.7.6. Corte en zapatas de hormigón estructural simple

441

22.8. PEDESTALES

442

22.9. ELEMENTOS PREFABRICADOS

442

CAPITULO 23. APROBACIÓN Y RECEPCIÓN DE ESTRUCTURAS NUEVAS, TERMINADAS 23.1.

EXIGENCIAS GENERALES

443

23.2. CONDICIONES PARA LA RECEPCIÓN DE ESTRUCTURAS NUEVAS

443

23.3. RECEPCIÓN DE LA ESTRUCTURA TERMINADA

446

23.4. DOCUMENTACIÓN

446

23.5. CRITERIOS PARA LA EVALUACIÓN Y CORRECCIÓN DE LAS NO CONFORMIDADES

448

23.6. ESTUDIOS COMPLEMENTARIOS PARA VERIFICAR CONDICIONES DE SEGURIDAD DE LA ESTRUCTURA

450

LAS

23.7. ADOPCIÓN DE DECISIONES EN BASE A LOS RESULTADOS DE LOS ESTUDIOS COMPLEMENTARIOS

450

23.8. DISPOSICIONES CORRESPONDIENTES A LA DEMOLICIÓN DE ELEMENTOS O ESTRUCTURAS

451

23.9. REPARACIÓN DE DEFECTOS DE TERMINACIÓN SUPERFICIAL

451


XVII

APÉNDICE A. MODELO DE BIELAS

A-1

A.0.

SIMBOLOGÍA

A-1

A.1.

DEFINICIONES

A-3

A.2.

PROCEDIMIENTO DE DISEÑO PARA UN MODELO DE BIELAS

A-3

A.3.

RESISTENCIA DE LOS PUNTALES

A-4

A.4.

RESISTENCIA DE LOS TENSORES

A-5

A.5.

RESISTENCIA DE LAS ZONAS NODALES

A-6

APÉNDICE B. ESPECIFICACIONES ALTERNATIVAS PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS DE HORMIGÓN ARMADO Y PRETENSADO SOLICITADOS A FLEXIÓN Y A COMPRESIÓN B-1 B.0.

SIMBOLOGÍA

B-1

B.1.

CAMPO DE VALIDEZ

B-2

B.8.4. REDISTRIBUCIÓN DE MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS NO PRETENSADOS, CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

B-2

B.10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES

B-4

B.18.1. CAMPO DE VALIDEZ

B-4

B.18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

B-4

B.18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS

B-5

B.18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en elementos pretensados, continuos, solicitados a flexión

B-6

APÉNDICE C. COMBINACIÓN ALTERNATIVA PARA LOS FACTORES DE C-1 CARGA Y REDUCCIÓN DE RESISTENCIA C.1. REQUISITOS GENERALES

C-1

C.2. RESISTENCIA REQUERIDA

C-1

C.3. RESISTENCIA DE DISEÑO

C-2


XVIII

APÉNDICE D. ANCLAJE EN HORMIGÓN

D-1

D.0. SIMBOLOGÍA

D-1

D.1. DEFINICIONES

D-4

D.2. CAMPO DE VALIDEZ

D-6

D.3. REQUISITOS GENERALES

D-7

D.4. REQUISITOS GENERALES PARA LA RESISTENCIA DE LOS ANCLAJES

D-7

D.5. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE TRACCIÓN

D-12

D.6. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE CORTE

D-15

D.7. INTERACCIÓN DE LOS ESFUERZOS DE TRACCIÓN Y CORTE

D-18

D.8. DISTANCIAS A LOS BORDES, SEPARACIONES Y ESPESORES REQUERIDOS PARA IMPEDIR LA FALLA POR HENDIMIENTO D-18 D.9. INCORPORACIÓN AL HORMIGÓN DE LOS ANCLAJES

D-19


XIX




Gracias.

GLOSARIO

Este Glosario se incorpora a los Comentarios al Proyecto de Reglamento CIRSOC 2012002, con el fin de contribuir, durante la etapa de discusión pública, a clarificar el significado de los términos empleados. Cuando el Proyecto de Reglamento se transforme en un documento con vigencia legal este Glosario formará parte de una publicación específica del CIRSOC sobre “Terminología utilizada en las construcciones de hormigón”

A Absorción de agua de un agregado: Es la masa de agua necesaria para que el agregado pase de su estado seco a masa constante a saturado y con la superficie seca. Se expresa en % de la masa seca del agregado. Aceite para encofrado: Un líquido aceitoso que se aplica a la superficie interior de los encofrados para mejorar y facilitar el desencofrado del hormigón. Acero de alta resistencia: Acero con tensión de fluencia o tensión convencional de fluencia igual o mayor que 420 MPa. Acero para pretensado: Acero de alta resistencia usado para hormigón pretensado. Se usa en forma de alambres, barras y cordones de dos, de tres o de siete alambres. Adherencia: Propiedad por la cual dos superficies se mantienen unidas por efectos interfaciales, los que pueden consistir en fuerzas de atracción molecular o trabazón mecánica. Adición mineral pulverulenta para cemento: Material que es molido en conjunto o mezclado en cantidades limitadas con un cemento hidráulico durante su manufactura, ya sea como una "adición para el proceso" para ayudar en la manufactura y manipulación del cemento o como una "adición funcional" para modificar las propiedades de uso del producto terminado. Adición mineral pulverulenta para hormigón: Material constituido por partículas inorgánicas de pequeño tamaño, que se agregan para modificar o para lograr ciertas propiedades del hormigón, y que deben ser tenidas en cuenta como constituyentes volumétricos. Hay dos tipos de adiciones minerales: adiciones con propiedades hidráulicas o activas y adiciones casi inertes. Aditivo: Material diferente del cemento, agua, agregados, adiciones o fibras para refuerzo, que se puede incorporar al pastón inmediatamente antes o durante su mezclado como un componente más del hormigón o mortero, con el objeto de modificar alguna de sus propiedades. Aditivo acelerador de resistencia: Un aditivo que incrementa la velocidad de desarrollo de resistencia de un cemento hidráulico. Aditivo acelerador del tiempo de fraguado: Un aditivo que produce un incremento en la velocidad de hidratación del cemento hidráulico y que acorta su tiempo de fraguado. Aditivo de doble efecto: Aditivo que modifica dos propiedades del hormigón, prevaleciendo la modificación de una propiedad sobre la restante. Aditivo de simple efecto: Aditivo que modifica una única propiedad del hormigón.


Glosario - 1

Aditivo fluidificante e incorporador de aire: Aditivo de doble efecto, que reúne las condiciones definidas para los aditivos fluidificante de fraguado normal e incorporador de aire. Aditivo fluidificante y acelerador de fraguado: Aditivo de doble efecto, que reúne las condiciones definidas para los aditivos fluidificante de fraguado normal y acelerador del tiempo de fraguado del hormigón. Aditivo fluidificante y acelerador de resistencia: Aditivo de doble efecto, que reúne las condiciones definidas para los aditivos fluidificante de fraguado normal y acelerador de resistencia del hormigón. Aditivo fluidificante y retardador del tiempo de fraguado: Aditivo de doble efecto, que reúne las condiciones definidas para los aditivos fluidificante de fraguado normal y retardador del tiempo de fraguado. Aditivo fluidificante, de fraguado normal: Aditivo cuyo efecto proviene de otros factores que los del aire incorporado, que incrementa el asentamiento del hormigón o mortero fresco sin incremento de su contenido de agua de mezclado, o que mantiene su asentamiento con una reducción de su contenido de agua de mezclado. Aditivo incorporador de aire: Un aditivo que durante el mezclado del hormigón, mortero o pasta de cemento, permite el desarrollo de un sistema de burbujas de aire microscópicas esferoidales, no coalescentes, uniformemente distribuidas en su masa. Aditivo retardador del tiempo de fraguado: Un aditivo que provoca una disminución en la velocidad de hidratación del cemento hidráulico y alarga su tiempo de fraguado Aditivo superfluidificante y retardador del tiempo de fraguado: Aditivo de doble efecto, que reúne las condiciones definidas para los aditivos superfluidificante de fraguado normal y retardador del tiempo de fraguado. Aditivo superfluidificante, de fraguado normal: Aditivo reductor de agua capaz de producir una elevada reducción del agua de mezclado o permitir la obtención de un hormigón o mortero de consistencia muy fluida, sin causar segregación de las fases componentes del hormigón o mortero fresco. No provoca retardo del tiempo de fraguado ni incorporación de aire en la masa del hormigón o mortero. Aditivos químicos: Ver aditivo. Agregado: Componentes del hormigón constituidos por partículas de minerales naturales, procedentes de la desintegración natural o de la trituración de rocas, con forma, tamaño y distribución de tamaños apropiados. Agregado bien graduado: Agregado cuya distribución de tamaño de partículas es tal que producen una máxima densidad, o lo que es lo mismo, un mínimo contenido de vacíos Agregado de graduación discontinua: Agregado en cuya graduación hay ausencia sustancial de ciertos tamaños intermedios. Agregado elongado: Partícula de agregado para la cual la relación de la longitud al ancho de un prisma rectangular que lo inscribe es mayor que un valor especificado. Agregado fino: Agregado que en su totalidad pasa el tamiz IRAM 9,5 mm (3/8"), que casi en su totalidad pasa el tamiz IRAM 4,75 mm (Nº4) y que es retenido predominantemente en el tamiz IRAM 75 micrones (Nº200). Agregado grueso: Agregado predominantemente retenido en el tamiz IRAM 4,75 mm. Agregado húmedo superficialmente ( h.s. ): Agregados que han colmado sus posibilidades de absorber agua, y tienen su superficie húmeda. Agregado lajoso: Partícula de agregado en la cual la relación del ancho al espesor de un prisma rectangular que lo inscribe es mayor que un valor especificado. Agregado mezcla: Mezcla de dos o más fracciones de agregados para producir un conjunto diferente de propiedades. Generalmente, aunque no exclusivamente, para mejorar su granulometría. Agregado monogranular: Agregado en el cual la mayor porción de sus partículas están comprendidas entre dos tamices sucesivos de la serie IRAM.


Glosario - 2

Agregado potencialmente reactivo: Agregado que contiene sustancias capaces de reaccionar químicamente bajo condiciones normales de exposición con los productos de solución o hidratación del cemento en hormigón o mortero, dando como resultado expansiones perjudiciales, fisuración o manchado. Agregado saturado y con la superficie seca ( s.s.s.): Es el agregado que está saturado y con la superficie seca. Ver Saturado y con la superficie seca. Agregado seco a masa constante ( s.p.c. ): Agregados cuyas partículas han sido secadas a 105Cº ± 5 ºC, hasta masa constante. Ver Seco a masa constante. Agregados de masa específica ( densidad relativa ) normal: Agregados cuya masa específica ( densidad relativa ), determinada según las normas IRAM 1520 o 1533, se encuentra entre 2.000 kg/m3 y 3.000 kg/m3. Agregados livianos: Agregados naturales o artificiales compuestos por partículas con una estructura porosa, cuya masa específica (densidad relativa), determinada según las normas IRAM 1520 o 1533, es menor de 2.000 kg/m3. Agregados pesados: Agregados cuya masa específica (densidad relativa), determinada según las normas IRAM 1520 o 1533, es mayor de 3.000 kg/m3. Agua de mezclado: Es el agua que realmente se agrega al hormigón en la hormigonera. Agua para lavado: Agua transportada en el tanque de reserva de una motohormigonera que, posteriormente a la descarga del hormigón, permite limpiar el interior del tambor de mezclado con un chorro de agua a presión. Agua potable: Agua que proviene de una red de abastecimiento para consumo humano. Aire intencionalmente incorporado al hormigón: Burbujas esféricas microscópicas de aire intencionalmente incorporadas a la masa de un hormigón o un mortero durante el mezclado mediante un aditivo tenso activo, cuyos diámetros varían corrientemente entre 10 micrones y 1 mm. Aire naturalmente atrapado en el hormigón: Burbujas de aire en la masa del hormigón no intencionalmente incorporadas, de un tamaño significativo (1 mm o más), y de ninguna utilidad para los efectos que produce el aire intencionalmente incorporado. Aislante para encofrado: Material aislante que se aplica a la parte exterior de los encofrados entre los tirantes de rigidización y sobre su parte superior, con suficiente espesor y sin cámara de aire, de modo de conservar el calor de hidratación para lograr en tiempo frío mantener en el hormigón una temperatura especificada. Alambre autodesenrrollante: Alambre para pretensado, suministrado en rollos, que al desenrrollarse no presentan una flecha mayor que la admisible, establecida en la norma IRAM-IAS U 500-517. Alambre conformado: Producto final obtenido por trefilación y posterior conformación en frío o por laminación en frío, utilizado como armadura en estructuras de hormigón; su superficie presenta salientes (nervios), uniformemente distribuidos en su periferia con el objeto de aumentar su adherencia en el hormigón. Alambre liso: Alambre de sección transversal circular y superficie lisa. Alambre nervurado: Alambre conformado con salientes ( nervios ), de igual forma y medidas, distribuidos uniformemente sobre su periferia en dos o más filas longitudinales. Alambre trefilado en frío: Alambre, obtenido de un alambrón laminado en caliente , y luego estirado en frío a través de una trefila. Alargamiento característico de rotura : Es el valor estadístico del alargamiento de rotura que corresponde a la probabilidad que el noventa y cinco (95 %) de todos los resultados de ensayos de la población supere dicho valor. Alargamiento de rotura : En un ensayo a tracción de una probeta de acero, es la diferencia entre la longitud final a rotura y la longitud inicial establecida como base de medida, referida a la longitud inicial. Se expresa en porcentaje. Las Normas IRAM-IAS establecen la longitud inicial de medida para cada tipo de acero .


Glosario - 3

Álcalis: Óxidos de los metales alcalinos, principalmente sodio y potasio. Específicamente el sodio y el potasio aparece en los constituyentes de un mortero y de un hormigón y usualmente en los análisis químicos se los expresa como los óxidos de sodio y potasio (Na2 O y K2 O). Altura de los nervios de una barra conformada: Distancia entre el punto más alto de los nervios y el núcleo de la barra, medida en un plano normal a la dirección de los nervios. Ancho de malla de acero : Longitud de los alambres transversales, incluyendo los extremos salientes. Apuntalamiento: Puntales para soportar el encofrado de un elemento estructural o sector de estructura. Arena: Agregado fino. Armadura: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Armadura de piel: Armaduras diseñadas para soportar las tensiones de coacción que se producen superficialmente en el hormigón. Armadura de tracción: Armadura diseñada para soportar tensiones de tracción, tales como aquellas que se producen en la parte inferior de una viga simplemente apoyada. Aro de calibración: Instrumento que permite calibrar el dinamómetro de una máquina de ensayo. Consiste en un aro elástico y un mecanismo o instrumento para indicar la magnitud de la deformación bajo carga. Arpillera: Tela tejida fabricada de yute, cáñamo o comúnmente con lino, la cual se usa húmeda como cubierta para el curado de las superficies de hormigón. Arriostramiento diagonal: Elemento suplementario de un apuntalamiento o reapuntalamiento diseñado para resistir cargas horizontales. Arriostramiento horizontal: Elemento horizontal unido a los puntales para reducir su longitud de pandeo, los cuales a su vez incrementan la capacidad portante de los puntales. Aseguramiento de calidad: Acciones que toma un propietario o su representante para asegurar que los suministros y lo que se está ejecutando cumple con las especificaciones y normas de aplicación y con las prácticas correctas de ejecución. Asentamiento: Medida de la consistencia de una mezcla de hormigón fresco, realizada con el cono de Abrams. Se mide el descenso de la masa de hormigón al quedar libra del cono de Abrams en que fue moldeada, con relación a la altura del cono metálico. Se expresa con aproximación de 5 mm. Asentamiento plástico: Asiento de las partículas sólidas de un mortero u hormigón fresco, después de ser colocado y antes de que se produzca su fraguado inicial. Produce una reducción en el volumen del hormigón. Ataque por sulfatos: Una reacción física o química, o ambas a la vez, entre los sulfatos solubles contenidos en el suelo o en aguas subterráneas y el hormigón o el mortero de cemento. La reacción primaria se produce con el aluminato tricálcico hidratado, contenido en la matriz de la pasta de cemento, y que en general produce deterioros en el hormigón. Autoridad Fiscalizadora: Es el organismo que en la jurisdicción nacional, provincial o municipal en que se encuentra la obra, ejerce el poder de fiscalizar la seguridad de la construcción.

B Barra: Elemento de acero, con un área nominal uniforme de su sección transversal, usado en hormigón armado y pretensado. Barra conformada: Barra cuya superficie presenta salientes con el fin de aumentar su adherencia al hormigón.


Glosario - 4

Barra lisa: Producto final de sección transversal circular, de periferia continua que tiene la superficie lisa, propia de la laminación en caliente, sin resaltes o nervios especiales. Barra revestida: Barra que ha sido recubierta con una capa de otro material, generalmente para aumentar su resistencia a la corrosión. Barras conformadas de dureza natural: Barras conformadas cuya forma y propiedades son obtenidas por laminación en caliente, que pueden o no tener un proceso de enfriamiento controlado. Barrera de vapor: Una membrana que se coloca con el objeto de retardar la transmisión de vapor de agua. Bolsones de arena: Sector de una estructura en el cual existe arena con poco o nada de contenido de cemento.

C Calor de hidratación: Calor desarrollado durante el fraguado y endurecimiento del cemento por reacción química con el agua. Cámara de curado a vapor: Una cámara o recinto cerrado, en la cual se introduce vapor a presión atmosférica para el curado acelerado de elementos de hormigón. Cámara de curado húmedo: Una cámara para almacenar y curar probetas de hormigón o de mortero de cemento, en la cual la atmósfera se mantiene a una temperatura establecida, en general 23,0 ºC ± 3,0 ºC y a una humedad relativa igual o mayor del 95 %. La forma de almacenamiento debe ser tal que permita mantener continuamente humedecida toda la superficie exterior de las probetas. También se la conoce como cámara húmeda. Cambio de volumen autógeno: Cambio en el volumen que se produce por la hidratación continua del cemento, exceptuando los efectos de cargas aplicadas y cambios debidos tanto a variaciones en las condiciones térmicas como en el contenido de humedad Cambio de volumen: Un incremento o una disminución en el volumen debido a cualquier causa. Camión mezclador: Ver motohormigonera. Camión sin agitador: Un camión con caja metálica de bordes redondeados para transportar hormigón elaborado en planta central hasta su lugar de colocación, el cual no está equipado con elementos para batir el hormigón durante su transporte. Capacidad de exudación: La relación entre el volumen de agua liberada por exudación y el volumen de la pasta o del mortero. Capacidad: Una medida de una determinada cantidad de volumen de una hormigonera, del tambor de una motohormigonera o de un camión con agitador, usualmente limitada por las especificaciones a un porcentaje máximo de su volumen bruto. También la producción total por unidad de tiempo de un hormigón, de agregados o de cualquier otro producto (tales como capacidad de planta, capacidad de tamizado Capilaridad: Movimiento de un líquido en los intersticios de un sólido poroso producido por la tensión superficial. Carbonatación: Reacción química entre el dióxido de carbono y el hidróxido u óxido de calcio lixiviado por una pasta de cemento, un mortero o un hormigón, la cual forma carbonato de calcio en la superficie expuesta al aire. La reacción con componentes de calcio para producir carbonato de calcio. Carga accidental : Ver sobrecarga Carga permanente: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1.


Glosario - 5

Carro para transporte de hormigón: Carro de dos ruedas de tracción manual o mecánica, generalmente provisto de llantas de goma, usado para el transporte del hormigón desde una hormigonera o una tolva fija hasta el lugar de su colocación. Cemento altamente resistente a los sulfatos: Cemento con bajo contenido de aluminato tricálcico, que se utiliza para reducir la susceptibilidad de ataque al hormigón por parte de los sulfatos solubles disueltos en agua o contenidos en los suelos (ARS-IRAM 50 001-00Tabla 3). Cemento blanco: Producto obtenido por la pulverización conjunta de clínquer pórtland con materiales debidamente seleccionados, para obtener color blanco (B-IRAM 50 001-00Tabla 7). Cemento caliente: Cemento recientemente fabricado el cual no tuvo oportunidad de enfriarse después de producirse la calcinación y la molienda de los materiales componentes. Cemento de alta resistencia inicial: Cemento que se caracteriza por alcanzar un elevado nivel dado de resistencia a edad temprana (ARI-IRAM 50 001-00-Tabla 2). Cemento de alto horno: Cemento hidráulico que se obtiene por la molienda conjunta en la fábrica de cemento, de clínquer pórtland con escoria de alto horno, con la adición de pequeñas cantidades de sulfato de calcio. El contenido de escoria granulada debe ser mayor del 35 % e igual o menor del 75 % (CAH-IRAM 50 000-00-Tabla1). Cemento de bajo calor de hidratación: Un cemento que durante el proceso de fraguado genera un calor limitado (BCH-IRAM 50 001-00-Tabla 5). Cemento moderadamente resistente a los sulfatos: Cemento con un contenido de aluminato tricálcico igual o menor del 8 %, que se utiliza para reducir la susceptibilidad de ataque al hormigón por parte de los sulfatos solubles disueltos en agua o contenidos en los suelos (MRS-IRAM 50 001-00-Tabla 4). Cemento pórtland con "filler" calcáreo: Cemento que se obtiene por la molienda conjunta de clínquer pórtland, sulfato de calcio y hasta un 20 % de material calcáreo que cumpla con los requisitos de la norma IRAM 1 593 (CPF-IRAM 50 000-00-Tabla1). Cemento pórtland con escoria: Cemento hidráulico que se obtiene por la molienda conjunta en la fábrica de cemento, de clínquer pórtland con escoria, con la adición de pequeñas cantidades de sulfato de calcio. El contenido de escoria granulada debe ser mayor del 10 % e igual o menor del 35 % (CPE-IRAM 50 000-00-Tabla1). Cemento pórtland compuesto: Cemento que se obtiene por la molienda conjunta de clínquer pórtland, sulfato de calcio y hasta un 35 % de adiciones minerales que cumpla con los requisitos de la normas IRAM correspondientes (CPC-IRAM 50 000-00-Tabla1). Cemento pórtland normal: Cemento que se obtiene por la molienda conjunta de clínquer pórtland, sulfato de calcio y hasta un 10 % de escoria (CPN-IRAM 50 000-00-Tabla1). Cemento pórtland puzolánico: Cemento que se obtiene por la molienda conjunta de clínquer pórtland y puzolana que cumpla con la Norma IRAM 1 668, con adición eventual de sulfato de calcio (CPP-IRAM 50 000-00-Tabla 1). Cemento resistente a la reacción álcali-agregado: Cemento que no produce expansiones perjudiciales cuando se lo utiliza con agregados reactivos con los álcalis (RRAA-IRAM 50 001-00-Tabla 6). Cemento: Conglomerante hidráulico que contiene al clínquer pórtland como constituyente necesario. Es un material inorgánico finamente dividido que, amasado con agua, forma una pasta que fragua y endurece en virtud de reacciones y procesos de hidratación y que, una vez endurecido, conserva su resistencia y estabilidad incluso bajo el agua. Ceniza volante: Material pulverulento finamente dividido que resulta como residuo de la combustión de carbón mineral y que se recoge en la chimenea de gases. Chert opalino: Chert compuesto por ópalo en su totalidad o como componente principal. Chert: Roca silícea de grano muy fino y colores variados. La variedad densa se caracteriza por fractura firme y concoidal. La variedad porosa es de dureza decreciente


Glosario - 6

con fractura astillosa Se compone de sílice en forma de cuarzo criptocristalino, calcedonia u ópalo, o una combinación de cualquiera de ellos. Chorro de agua a presión: Un sistema de chorro de agua eyectado por una boquilla a elevada velocidad, utilizado para efectuar cortes de elementos de hormigón o para abrasión de una superficie expuesta de hormigón. Chorro de arena a presión: Un sistema para cortar o desgastar un a superficie de hormigón por intermedio de un chorro de arena eyectado a una elevada velocidad por intermedio de aire comprimido a través de una boquilla ubicada en el extremo de una lanza. También se usa para limpiar las juntas horizontales de construcción o para producir una superficie final con agregados expuestos en caso de hormigón arquitectónico. Ciclo de curado a vapor a presión atmosférica: El intervalo de tiempo entre la iniciación del período de elevación de temperatura y el final del período de descenso de temperatura. También, una secuencia de tiempos y condiciones de temperatura y presión de los distintos períodos que conforman el ciclo. Cimbra de arco: Soporte especial temporario que se usa en la construcción de arcos, cáscaras o estructuras espaciales en los lugares en donde toda la estructura temporaria de soporte se retiró, parcial o totalmente, para evitar la introducción de tensiones perjudiciales en cualquier parte de la estructura. Clase de hormigón: Es la designación abreviada de un hormigón. Se indica con la letra H seguida de un número. La parte numérica indica la resistencia característica a la compresión del hormigón a la edad de diseño, expresada en MPa. Ejemplo: H-21 Clínquer de cemento pórtland: Producto que se obtiene por cocción hasta fusión parcial (clínquerización) de mezclas íntimas, denominadas crudo, preparadas artificialmente y convenientemente dosificadas a partir de materias calizas y arcillas, con la inclusión de otros materiales que, sin aportar elementos extraños a los de composición normal del cemento, facilitan la dosificación de los crudos deseada en cada caso. Cloruro de calcio: Un sólido cristalino, CaCl2, usado como acelerador del fraguado y la resistencia del hormigón, o como un descongelante químico. Coeficiente de expansión térmica: Coeficiente que indica la variación de la dimensión lineal por unidad de longitud o del volumen por unidad de volumen, por cada cambio de temperatura en un grado Kelvin. Coeficiente de Poisson: La relación entre la deformación transversal (lateral) y su correspondiente deformación axial (longitudinal), que resulta de la aplicación de una tensión axial uniformemente distribuida por debajo del límite de proporcionalidad del material. Los valores promedios son del orden de 0,20 para el hormigón y 0,25 para la mayoría de los metales. Colada: Acero obtenido en cada operación de vaciado de un horno o de cada cuchara, cuando el contenido del horno es vaciado en dos o más cucharas. Comitente: Persona de existencia visible o jurídica, que encomienda las tareas profesionales. Compactación por varillado: Compactación del hormigón usando una varilla de compactación. Compactación por vibración: Agitación enérgica del hormigón recién colocado en los moldes o encofrados, por medio de equipos mecánicos. Los equipos mecánicos crean impulsos de una frecuencia moderadamente elevada dentro de los moldes o encofrados con el objeto de ayudar a la compactación del hormigón, y pueden ser impulsados por motores de combustión, eléctricos o neumáticos. (1). Para la vibración externa se emplean uno o más elementos vibratorios sujetos en los encofrados en posición determinada. Se aplican en particular en la fabricación de elementos premoldeados de hormigón, y para la vibración de los encofrados deslizantes usados para ejecutar túneles. Para la fabricación de elementos premoldeados livianos la vibración externa se aplica por intermedio de una mesa vibratoria. (2). La vibración interna emplea uno o más elementos vibrantes, los


Glosario - 7

cuales pueden ser insertados dentro de la masa del hormigón fresco en posiciones previamente seleccionadas, y en general se usa cuando se hormigonan elementos estructurales en el lugar. (3). Los vibradores de superficie consisten fundamentalmente de una regla metálica horizontal portátil sobre la cual se monta el elemento vibratorio. Compuesto líquido para la formación de membrana para curado: Líquido para evitar la pérdida de agua. En el caso de compuestos pigmentados también para reflejar el calor. Se aplica pulverizando el líquido sobre la superficie de un hormigón recién colocado. Conducto de descarga tipo trompa de elefante: Un tubo o conducto articulado usado para la colocación del hormigón por bombeo. Cono de Abrams: Un molde que tiene forma tronco cónica, con su base inferior de un diámetro de 200 mm, su base superior de un diámetro de 100 mm y una altura total de 300 mm, provisto de dos agarraderas laterales en su parte superior y dos soportes planos en su parte inferior para asegurar su correcto asiento. Las bases superior e inferior deben ser paralelas entre sí y perpendiculares al eje del tronco de cono. Se usa para fabricar una muestra de hormigón fresco para realizar el ensayo de asentamiento. Consistencia del hormigón fresco: Distintos grados de fluidez del hormigón fresco. En la práctica la determinación de la consistencia de un hormigón por métodos normalizados, da una idea de la trabajabilidad del mismo. Consistencia plástica: Propiedad de una mezcla fresca de pasta de cemento, mortero u hormigón, que le permite resistir una deformación continua en cualquier dirección, sin que se produzca su rotura. Construcción por capas: Colocación de un hormigón convencional o proyectado en capas sucesivas de pequeño espesor, con el objeto de conformar una capa final de gran espesor. Contenido de aire: Volumen de vacíos generados por aire en la masa de la pasta de cemento, mortero u hormigón. Excluye el volumen de los poros interiores existentes en las partículas de agregados. El contenido de aire se expresa usualmente como por ciento del volumen total de la pasta, el mortero u el hormigón. Contenido de pasta: Relación entre el volumen de pasta de cemento en el hormigón o en el mortero y el volumen total de la mezcla, expresada como porcentaje. Contracción plástica: Contracción por secado que ocurre antes que una pasta de cemento, un mortero o un hormigón alcance su principio de fraguado. Contracción por secado: Contracción producida por la pérdida de humedad de un hormigón o mortero endurecido. Contracción térmica: Contracción causada por una disminución en la temperatura. Contracción: Disminución en la longitud o en el volumen. Contratista Principal o Empresa Contratista: Es el locador de obra material, persona de existencia visible o jurídica, adjudicatario de los trabajos, que ha suscripto el contrato, tomando a su cargo la ejecución de la obra en la órbita de su actividad industrial, y que asume la responsabilidad ante el Comitente, las autoridades públicas y ante terceros, por la ejecución de la obra en los términos que establece la Ley. Control de aceptación: Es el control que practica el Director de Obra o el Usuario sobre el hormigón, con el objeto de verificar la conformidad con una especificación y valorar la aptitud del mismo para ser incorporado a las estructuras. Control de calidad: Acciones que toma un productor o un constructor para asegurar un control sobre lo que se está ejecutando y lo que se está suministrando, para garantizar que se están cumpliendo con las especificaciones y normas de aplicación y con las prácticas correctas de ejecución Control de producción: Es el control sistemático que practica el Constructor o el Proveedor sobre los materiales componentes y sobre el hormigón, para su propia información.


Glosario - 8

Cordón de dos o tres alambres: Conjunto de dos o tres alambres de igual diámetro, arrollados helicoidalmente en igual sentido y con paso uniforme, alrededor de un eje imaginario que constituye el eje longitudinal de conjunto. Cordón de siete alambres: Conjunto de siete alambres, seis de los cuales están arrollados helicoidalmente en igual sentido y con un paso uniforme alrededor del alambre restante, que constituye el eje longitudinal. El alambre central, denominado alma del cordón, está recubierto totalmente por los alambres exteriores formando un conjunto compacto. Cordón: Producto final constituido por alambres arrollados en forma helicoidal, en una o más capas simétricas alrededor de un eje, que comúnmente se denomina alma. Corrosión localizada -" Pitting ": Desarrollo de cavidades relativamente pequeñas en una superficie. En el acero, corrosión localizada que se evidencia como cavidades diminutas en su superficie. Corrosión: Degradación de un metal producida por una reacción química, electroquímica o electrolítica con su medio circundante. Curado a vapor a presión atmosférica: Curado a vapor de elementos de hormigón o de mortero, el cual se realiza a presión atmosférica y con una temperatura máxima en el ambiente entre 40 ºC y 80 ºC. Curado del hormigón: El mantenimiento del contenido de humedad y de la temperatura en el hormigón, necesarios para el desarrollo de los procesos de hidratación del cemento y de las consecuentes propiedades deseadas en el hormigón endurecido. El curado es particularmente importante durante las primeras edades de un hormigón. Curado normal: El que se realiza almacenando las probetas de ensayo en una cámara de curado húmedo o en una pileta con agua saturada de cal y temperatura similar a la de la cámara de curado húmedo. Curva granulométrica total: Distribución de los tamaños de partículas de una mezcla de agregados fino y grueso.

D Daños por cavitación: Huecos en el hormigón causados por implosión o colapso de las burbujas de vapor contenidas en la masa de un flujo de agua, las cuales se forman en las áreas de baja presión y colapsan cuando entran en las áreas de alta presión. Deformación: Un cambio en la dimensión o en la forma. Deformación elástica: Deformación proporcional a las tensiones aplicadas. Deformaciones anelásticas: Deformación no proporcional a las tensiones aplicadas. Deformaciones dependientes del tiempo: Deformaciones resultantes de causas tales como cambio autógeno de volumen, contracción o expansión térmica y fluencia lenta, todas las cuales son función del tiempo. Desencofrante: Líquido que se aplica a la superficie de los encofrados para mejorar y facilitar el desencofrado del hormigón y para preservar el material del encofrado Desencofrante con retardador de fraguado: Desencofrante que contiene un aditivo retardador del tiempo de fraguado que actúa sobre la superficie adyacente de hormigón, con el objeto de lograr posteriormente una terminación de superficie con agregados expuestos. Desgaste Los Ángeles: Ensayo para determinar la resistencia a la abrasión de agregados para hormigón. Desviación normal ( s ): Es una medida estadística de la dispersión de los resultados de ensayos. En una serie de n ensayos x1, x2, ....xn, es el valor estadístico que se obtiene de la siguiente expresión: Reglamento CIRSOC 201

Glosario - 9

i =n

s=

∑ (x

m

− xi )

i =1

n −1

Diagrama tensión – deformación: Un diagrama que representa valores correspondientes de tensión y deformación. En el mismo los valores de tensión se representan en el eje de ordenadas (verticalmente) y los valores de deformación se representan en el eje de abscisas (horizontalmente). Diámetro equivalente de una barra conformada: Diámetro de una barra de acero de sección circular lisa, que tiene igual masa por unidad de longitud que la barra conformada. Diámetro nominal de un cordón para pretensado: Diámetro con que se designa el cordón y que corresponde al de la circunferencia circunscripta. Diámetro nominal de una barra: Diámetro con que se designan las barras de acero y con el que se obtienen los valores nominales del perímetro del área de la sección transversal y de la masa por unidad de longitud de la barra. Difracción por Rayos X: Método basado en el fenómeno de difracción de Rayos X, usado para identificar sustancias cristalinas de estructura conocida. Director de Obra: Profesional que ejerce personalmente o como jefe de un equipo la Dirección de la Obra. Es la autoridad máxima de la misma y el responsable de la aplicación de este Reglamento. Documentación Técnica de Obra: Es el conjunto de planos, planillas, cuadros e instrucciones escritas, que se necesitan en la obra o que son exigidas por el presente Reglamento para materializar la estructura de hormigón, preparados todos ellos al nivel técnico adecuado al de la capacitación del personal que debe interpretarlo. Documentación Técnica Final o Conforme a Obra: Es el legajo que contiene la información técnica completa sobre cómo está construida una estructura de hormigón y la individualización de los responsables de su construcción. Documentación Técnica Inicial: Es el legajo que contiene la información técnica necesaria para construir la estructura y la individualización de los responsables de su protector, dirección y ejecución. Ductilidad: Propiedad de un material en virtud de la cual el mismo puede soportar una gran deformación permanente sin que se produzca su rotura. Durabilidad: La capacidad del hormigón para resistir acciones del medio ambiente, ataques químicos y otras condiciones de exposición en servicio.

E Eficiencia de mezclado de una motohormigonera: La adecuación de una motohormigonera para suministrar un hormigón homogéneo en un período de tiempo dado. La homogeneidad del hormigón se determina efectuando ensayos comparativos sobre muestras extraídas de diferentes porciones de un pastón de hormigón fresco, estableciendo las diferencias de sus propiedades físicas o de su composición. Eflorescencias: Un depósito de sales formado sobre una superficie, generalmente de color blanco. Las sustancias lixivian en una solución desde el interior de la masa de un hormigón o un mortero y posteriormente se precipitan en la superficie por evaporación. Elasticidad: Propiedad de un material en virtud de la cual este tiende a recobrar su tamaño y forma original que tenía antes de su deformación.


Glosario - 10

Elevación de temperatura: El aumento de temperatura causada tanto por absorción de calor como por la generación interna de calor, como por ejemplo la hidratación del cemento en el hormigón. Elongación: Incremento en longitud. Encabezado: Proceso consistente en adicionar una capa de material a las bases de las probetas de modo que resulten lisas, planas y normales a la dirección de aplicación de las cargas. Encofrado : Una estructura o molde temporario para contener soportar el empuje lateral del hormigón, hasta tanto el mismo haya fraguado y tenga la resistencia suficiente para autosoportarse. Encofrados voladores: Grandes secciones de encofrados que pueden ser izadas mecánicamente. En general incluyen una armazón o vigas secundarias de soporte para el armado de andamios o unidades de andamios ya armadas. El término habitualmente se aplica a sistemas de encofrados premoldeados, tipo mesas voladoras. Endurecimiento prematuro: El desarrollo temprano de una reducción anormal en las características de trabajabilidad de una pasta de cemento, un mortero o un hormigón, fenómeno que puede ser también descripto como falso fraguado, fraguado rápido o instantáneo. Ensayo de compresión: Ensayo realizado sobre una muestra de hormigón o mortero para determinar su resistencia. Ensayo de tracción por compresión diametral: Un ensayo para determinar la resistencia a la tracción por compresión diametral del hormigón. Erosión: Desintegración progresiva de un sólido por la acción abrasiva de fluidos o sólidos en movimiento. Esclerómetro: Equipo para determinar la dureza superficial del hormigón. Su funcionamiento se basa en el rebote de un émbolo guiado, que es impulsado por un resorte calibrado. Escoria de alto horno: Producto no metálico, constituido esencialmente por silicatos y aluminosilicatos de calcio y de otros elementos básicos, que se produce en un alto horno simultáneamente con el arrabio. Escoria granulada de alto horno: Material granular vítreo que se forma cuando la escoria de alto horno en estado líquido es enfriada bruscamente. Especialista: Son los profesionales encargados del estudio de cada especialidad y que son responsables directos de la tarea encomendada. Espojamiento: Incremento en el volumen a granel de una cantidad de arena para una humedad determinada, respecto de su volumen seco o completamente inundado. Expansión: Incremento tanto en longitud como en volumen. Expansión térmica: Expansión causada por un aumento en la temperatura. Extensibilidad: La deformación máxima de tracción que puede soportar una pasta de cemento, un mortero o un hormigón endurecidos, antes de que se produzca su fisuración. Exudación del hormigón fresco: Segregación del agua de mezclado, que tiende a salir a la superficie libre del hormigón fresco, o a la interfase hormigón fresco - encofrado.

F Factor de espaciamiento: En una pasta cementicia o en la fracción de pasta de un mortero u hormigón, es un índice referido a la máxima distancia desde cualquier punto desde la periferia de un vacío de aire, expresado en mm. También conocido como factor de espaciamiento de Powers.


Glosario - 11

Factor de Philleo: Índice que mide la protección que tiene un hormigón para resistir ciclos de temperaturas de congelación y deshielo Esta dado por la distancia al perímetro de la burbuja de aire más cercano. Generalmente se toma como Índice de Philleo a la distancia seleccionada de forma tal que solamente el 10 % de la pasta de cemento queda a mayor distancia de una burbuja de aire. Falla por fatiga: El fenómeno de rotura de un material que, estando sometido a cargas repetidas, colapsa con una tensión sustancialmente menor que la resistencia a cargas estáticas. Falso fraguado: Endurecimiento prematuro debido a la deshidratación del yeso contenido en el cemento. Se caracteriza por el desarrollo rápido y prematura de rigidez de una pasta de cemento, un mortero o un hormigón, sin generación de calor. Puede ser revertido con un remezclado sin el agregado de agua a la mezcla, recuperando esta su plasticidad. Fatiga: Deterioro de un material causado por cargas repetidas o alternadas. Finura: Tamaño de las partículas de cemento o puzolana, que se obtiene por tamizado húmedo o por la medición de su superficie específica por permeabilidad al aire (método Blaine). Fisuras debidas a temperatura: Fisuras debidas a falla en la resistencia a tracción, causadas por una caída de temperatura en un elemento estructural sujeto a restricción externa o por una temperatura diferencial en elementos estructurales sujetos a una restricción interna. Fisuras por contracción plástica: Fisuras y/o grietas que se producen en la superficie de un hormigón fresco, por contracción plástica. Fisuras por contracción por secado: Fisuración de una estructura o de un elemento estructural sometidos a restricciones internas o externas, que se producen cuando la contracción por secado genera tensiones de tracción mayores que las que puede soportar el hormigón. Fluencia lenta: Deformación que se produce en el tiempo, por la acción de una carga sostenida o de larga duración. Fluencia lenta básica: Fluencia lenta que se produce sin intercambio de humedad con el medio ambiente. Fluencia lenta no recuperable: Deformación permanente, residual o no reversible, en un hormigón endurecido después de remover una carga sostenida o de larga duración. Fluencia lenta por secado: Fluencia lenta que se produce con pérdida de humedad. Fracción entre tamices: La cantidad de material de una muestra que pasa a través de un tamiz estándar y es retenida por otro tamiz estándar de tamaño menor, ambos de la Serie IRAM. Fracción que pasa un tamiz: La cantidad de material de una muestra que pasa a través de un tamiz de abertura determinada de la Serie IRAM. Fracción retenida acumulada: Suma de la cantidad de material de una muestra retenida en un tamiz de abertura determinada más las porciones de la muestra retenidas en los tamices de mayor abertura que le preceden. Habitualmente cuando se indica “retenido” se entiende que se trata de “retenido acumulado”. Fracción retenida parcial: La cantidad de material de una muestra retenida sobre un tamiz de abertura determinada de la Serie IRAM. Fraguado: La condición que alcanza una pasta de cemento, un mortero o un hormigón cuando pierden su plasticidad hasta un límite fijado arbitrariamente, el cual se mide en términos de resistencia a la penetración o a la deformación.


Glosario - 12

G Granulometría: Distribución de partículas de acuerdo a su tamaño, que generalmente se expresa como porcentaje en peso retenido sobre cada tamiz de una serie estándar de tamices colocados en tamaño de aberturas decrecientes, y el porcentaje que pasa por el tamiz de menor abertura de toda la serie. Granulometría continua: Distribución de tamaño de partículas en la cual todos los tamaños de fracciones intermedias se encuentran presentes, en oposición a una granulometría discontinua. Grava :(1) Material granular predominantemente retenido sobre el tamiz IRAM 4,75 mm, y que resulta tanto de una desintegración natural y abrasión de rocas. (2) Aquella porción de u agregado predominantemente retenido sobre el tamiz IRAM 4,75 mm, y que resulta tanto de una desintegración natural y abrasión de rocas. Gravilla: Grava tamizada, en la cual la mayoría de sus partículas pasan el tamiz IRAM 9,5 mm y son retenidas en el tamiz IRAM 4,75 mm. Grieta: una separación completa o parcial en el hormigón en dos o más partes, producida por rotura o fractura.

H Hidratación: Formación de compuestos por la combinación de agua con alguna otra sustancia. En el hormigón, la reacción química entre el cemento hidráulico y el agua. Hormigón : Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Hormigón arenoso: Hormigón que contiene más arena de la necesaria para llenar los vacíos del agregado grueso y lograr una adecuada terminación. Hormigón estructural: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Hormigón bombeado: Hormigón que se transporta a través de cañerías rígidas o flexibles, impulsado por una bomba. Hormigón compactado: Hormigón que se consolida por trabajo mecánico, durante y después de su colocación. Hormigón con características especiales: Hormigón que además de las características requeridas por resistencia, debe asegurar otras prestaciones necesarias por condiciones constructivas o de servicio, incluyendo las acciones físicas, químicas o fisicoquímicas, producidas en el mismo material o debidas al medio externo. Hormigón con insuficiencia de finos: Es el hormigón cuyo contenido de agregado fino es menor que el necesario para lograr la trabajabilidad, la compacidad y la terminación superficial requerida por una determinada estructura. Hormigón de alta resistencia: Hormigones cuya resistencia característica a la compresión especificada es mayor o igual que 50 MPa. Hormigón de masa normal: Hormigón cuya masa por unidad de volumen, referida a material seco hasta masa constante ( 105 C º ), está comprendido entre 2.000 kg/m3 y 2.800 kg/m3. Hormigón elaborado en obra: Hormigón cuyos componentes son acopiados, clasificados, dosificados y mezclados por el constructor en el obrador o en un lugar cercano al mismo. Hormigón elaborado en planta central o sobre camión mezclador: Hormigón dosificado en una planta externa o instalada en la obra, mezclado en una planta central fija o en motohormigoneras, y entregado por el productor al usuario.


Glosario - 13

Hormigón endurecido: Hormigón que concluyó su proceso de fraguado, perdiendo su estado plástico, y empieza a desarrollar su resistencia. Hormigón fresco: Hormigón que se encuentra en estado plástico, el cual puede ser, transportado, colocado, compactado y terminado sin afectar su proceso de fraguado y endurecimiento. Hormigón liviano: Hormigón cuya masa por unidad de volumen, del material seco hasta masa constante, ( 105 C º ) es menor que 2.000 kg/m3. Hormigón masivo: Se considerará hormigón masivo, al colocado en secciones macizas cuya menor dimensión lineal sea igual o mayor de 750 mm. Hormigón pesado: Hormigón cuya masa por unidad de volumen, del material seco hasta masa constante, ( 105 C º ) es mayor que 2.800 kg/m3. Hormigón premoldeado: Elemento estructural de hormigón endurecido, fabricado en un lugar distinto al de su posición definitiva. Hormigón pretensado, no masivo o masivo: Hormigón en el cual se introducen tensiones internas de tal magnitud y distribución que permiten controlar a un grado deseado las tensiones de tracción resultantes por el estado de carga de servicio. En el hormigón, el pretensado se introduce comúnmente por el tesado de alambres o cordones de acero Hormigón proyectado: Mortero u hormigón impulsado por medios neumáticos, a alta velocidad, sobre una superficie. También conocido como mortero u hormigón aplicados neumáticamente o mortero gunitado. Hormigón sin armar, no masivo o masivo: Hormigón que contiene una armadura inferior a la mínima requerida por este Reglamento para ser considerado hormigón armado. Hormigonera: Máquina que permite mezclar en forma homogénea pastones de hormigón o de mortero. Hormigonera de eje basculante: Una mezcladora de hormigón del tipo de tambor, en la cual el tambor se carga y mezcla formando el eje de giro un ángulo con la horizontal, y descarga basculando el tambor sobre su eje. Hormigonera de eje horizontal: Una mezcladora de hormigón del tipo de tambor, que se carga, mezcla y se descarga con su eje de giro en posición horizontal. Hormigonera de eje vertical: Una mezcladora de hormigón del tipo de tambor, que se carga, mezcla y se descarga con su eje de giro en posición vertical. Humedad libre: En un sólido, es el agua que está sobre su superficie y tiene esencialmente las propiedades del agua libre (agua no absorbida y adsorbida por el sólido). Humedad relativa ambiente: La relación a una determinada temperatura de la cantidad de vapor de agua en la atmósfera en un momento cualquiera, respecto a la cantidad de vapor de agua en una atmósfera saturada, expresada como porcentaje. Humedad superficial de un agregado: Es la humedad libre. Se mide como la diferencia de masa de agua entre la correspondiente al agregado con humedad superficial y el agregado saturado y con la superficie seca. Es el agua que aporta el agregado al hormigón y debe considerarse en el agua total de la mezcla. Se expresa en % de la masa del agregado saturado y con la superficie seca. Humedad total de un agregado: Es la masa de agua contenida en un agregado. Se mide como la diferencia de masa entre el agregado húmedo y el agregado seco a masa constante. Se expresa en % de la masa seca del agregado. Humo de sílice: Sílice amorfa o no cristalina, de partículas muy finas. Constituye un subproducto de la fabricación de aleaciones ferro-silíceas y otras silico-metálicas, en hornos de arco eléctrico. También se lo conoce como humo de sílice condensado o microsílice.


Glosario - 14

I Índice colorimétrico: Un indicador de la cantidad de impurezas orgánicas que contiene un agregado fino. Índice de actividad puzolánica: Indicador que mide la actividad puzolánica. Se basa en la comparación de la resistencia de dos mezclas cementicia con y sin puzolana. Inhibidor de corrosión: Compuesto químico, líquido o sólido, que disminuye la corrosión de los aceros para armaduras embebidos en la masa del hormigón. Se puede adicionar a la mezcla fresca o aplicar sobre la superficie del hormigón endurecido. Inspector de Obra: El inspector es un profesional auxiliar de la Dirección de Obra que representa en obra al Director, por lo que la responsabilidad ante el Comitente es asumida exclusivamente por el Director de Obra.

J Juego de encofrado: Paneles prefabricados para constituir un elemento más grande, que benefician su izado, desencofrado y reuso. Junta: Una separación física en un sistema estructural de hormigón, ya sea este premoldeado o moldeado en el lugar. Junta de construcción o junta fría: Junta originada por el proceso constructivo, donde se debe lograr adherencia entre ambas etapas constructivas. En una junta constructiva o junta fría puede haber continuidad en las armaduras. Junta de contracción: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Junta de dilatación: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1.

L Laboratorio externo: Es el laboratorio propiedad de terceros, que funcionando fuera del alcance de la autoridad del Usuario, del Constructor y del Proveedor, es designado por el primero, por la confianza que le merece en la objetividad de los resultados a obtener y en las opiniones que emita. Laboratorio para control de aceptación: Es el laboratorio utilizado por el Usuario para poder practicar el Control de Aceptación, ajeno al laboratorio del Proveedor. Laboratorio para control de producción: Es el laboratorio utilizado por el Constructor o el Proveedor para poder practicar el Control de Producción. Largo de una malla de acero: Longitud de los alambres longitudinales, incluyendo los extremos salientes. Lechada superficial: Una capa de material débil y no durable, conformada por cemento y finos que exuda en conjunto con el agua desde la masa hacia la superficie expuesta de un hormigón. La cantidad de este material se incrementa generalmente por un excesivo trabajado o manipuleo de la superficie del hormigón, por un proceso de terminado defectuoso o por la circulación sobre la superficie de un tránsito intenso de vehículos. Límite convencional de fluencia: Tensión que corresponde a un alargamiento porcentual no proporcional especificado. Su símbolo se completa con un subíndice con el porcentaje estipulado.


Glosario - 15

Límite de compactación: La edad a la cual un hormigón fresco a endurecido lo suficiente como para impedir su movilidad cuando se lo somete a vibrado. Límite de elasticidad: Tensión máxima que el material es capaz de soportar sin que se produzcan alargamientos permanentes en la probeta descargada. Límite de fatiga: En los materiales ferrosos es la tensión máxima para la cual no se produce la rotura independientemente del número de ciclos. En materiales no ferrosos es la tensión máxima para la cual no se produce la rotura para un número especificado de ciclos. También llamado tensión límite de fatiga. Límite de fluencia: En los aceros que presentan el fenómeno de fluencia, la tensión en la que comienza la deformación plástica, la cual inmediatamente después de haberse iniciado, puede continuar manifestándose a carga aproximadamente constante o con la oscilación de la carga. Límite de proporcionalidad: Tensión máxima que un acero es capaz de soportar sin que los alargamientos dejen de ser proporcionales a las tensiones, es decir sin apartarse de la Ley de Hooke. Limpieza de junta: Tratamiento de una junta de construcción para remover todos los materiales y elementos contaminantes superficiales, para llevar la misma a las condiciones de limpieza que corresponden a una superficie de hormigón endurecido recién fracturada. Lote: Una cantidad definida de individuos. Lote de barras de acero: Barras de una misma designación y medidas nominales que se fabrican bajo las mismas condiciones de producción y que se presentan a inspección como un conjunto unitario. Lote de hormigón: Hormigón de una misma designación, elaborado con los mismos materiales y condiciones de producción e igual dosificación o proporciones de la mezcla, que se presentan a inspección como un conjunto unitario. Lote de mallas de acero: Mallas de una misma designación y denominación, que se fabrican bajo las mismas condiciones de producción y que se presentan a inspección como un conjunto unitario.

M Maduración: Medida que valora el curado del hormigón. Es función del producto del tiempo de duración del curado y la temperatura del hormigón durante dicho tiempo de curado. Malla de acero: Armadura formada por un conjunto de dos o más capas, colocadas en ángulo recto una con respecto a la otra, de barras o alambres de acero, soldados o atados. Malla soldada: Producto constituido por alambres lisos o nervurados, que forman un ángulo recto, dispuestos en dos o más capas, con todas sus uniones soldadas por el proceso de soldadura eléctrica, suministrado en paneles o en rollos. Manta de curado: Elemento construido en el lugar a base de bolsas, esteras, paja, papel a prueba de agua o cualquier otro material adecuado, que se coloca sobre el hormigón fresco terminado como cubierta de retención de agua. Masa específica (Densidad relativa) del agregado saturado y con la superficie seca: Masa de la unidad de volumen de las partículas individuales de un agregado, en su estado de saturadas y con la superficie seca. Masa específica (Densidad relativa) del agregado seco a masa constante: Masa de la unidad de volumen de las partículas individuales de un agregado, en su estado de secas a masa constante.


Glosario - 16

Masa unitaria del hormigón fresco: Es la masa de la unidad de volumen del hormigón, determinada de acuerdo a la norma IRAM 1562. Material fino: En un agregado usado en la elaboración de hormigón, es la cantidad de material que pasa el tamiz IRAM 75 µm, expresada en porcentaje respecto al total de la muestra ensayada. Material friable: Material que puede reducir su tamaño durante el proceso de tamizado. Medidor de aire: Equipo que permite medir por el método de presión el contenido de aire de un hormigón o un mortero. También se lo denomina equipo de Washington. Membrana de curado: Película que tiene por finalidad actuar como un film impermeable sobre la superficie del hormigón fresco para restringir la evaporación del agua de mezclado y facilitar su curado. Puede materializarse con: compuestos líquidos para la formación de membranas de curado (emulsiones bituminosas y parafinadas, resinas en suspensión pigmentadas o no pigmentadas o suspensiones de cera y aceite desecado) o revestimientos protectores no líquidos (películas de plástico o de papel a prueba de agua). Mezcla áspera: Una mezcla de hormigón la cual carece de la trabajabilidad y la consistencia deseada, debido a una deficiencia en su contenido de mortero o de agregado fino. Mezcla de hormigón a dosificar por el productor: Mezcla en la que el usuario especifica exclusivamente los requisitos que deberá cumplir el hormigón, y el productor es responsable por los materiales componentes, por sus proporciones, comportamiento en obra en estado fresco, y por su resistencia potencial. Mezcla de hormigón dosificada por el usuario: Mezcla de hormigón en la que el usuario especifica su composición, y el productor es responsable por la provisión de una mezcla que cumpla con la composición solicitada, pero no es responsable por el comportamiento del hormigón. Mezcla de hormigón dosificada por el usuario, con materiales componentes preestablecidos: Mezcla de hormigón en la que el usuario especifica su composición y las características de los materiales componentes a usar en su elaboración. El productor es responsable por la provisión de la mezcla y de los materiales especificados, pero no es responsable por el comportamiento del hormigón fresco o endurecido. Módulo de elasticidad: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Módulo de finura: En una muestra de agregado, coeficiente que se obtiene al dividir por 100, la suma de los porcentajes retenidos acumulados sobre cada uno de los tamices de la serie IRAM: 150 µm, 300 µm, 600 µm, 1,18 mm, 2,36 mm, 4,75 mm, 9,5 mm, 19,0 mm, 37,5 mm, 75 mm. Módulo estático de elasticidad: Ver módulo de elasticidad. Montmorillonita: Grupo de minerales arcillosos, de estructura interna laminar, compuesta por silicatos aluminosos o magnésicos hidratados. Constituye partículas muy finamente divididas, que se hincha cuando se pone en contacto con la humedad y se contrae cuando se seca. Está sujeta a intercambios iónicos. Mortero: Mezcla de pasta de cemento con agregado fino. En el hormigón fresco, es el material que ocupa los intersticios entre las partículas de agregado grueso. Mortero de epoxi: Una mezcla de resina epoxi, catalizador y agregado fino. Motohormigonera: Mezclador constituido por una hormigonera de eje inclinado montada sobre el chasis de un camión, apta para mezclar en tránsito los materiales componentes de un hormigón o un mortero. Muestra: Grupo de unidades o porción de material, tomados de una cantidad mayor de unidades o de material. Sirve para aportar información para tomar decisiones sobre el conjunto mayor de unidades, sobre un material o sobre un proceso de producción. Muestra compuesta: Muestra que se conforma mezclando las muestras parciales. Muestra de ensayo: Muestra que se obtiene por cuarteo de una muestra parcial o compuesta. Se utiliza para realizan mediciones y ensayos.


Glosario - 17

Muestra parcial: La que se obtiene de una sola vez en cada lugar de extracción. Muestreo: Procedimiento que especifica el número de unidades de producto a extraer de un determinado lote para su inspección, con el objeto de establecer sí el lote es aceptado o rechazado. También, un plan preestablecido que estipula la localización y el procedimiento para la extracción de muestras representativas de un determinado material, para su posterior ensayo.

N Nervios longitudinales de una barra de acero conformada: Salientes uniformes, continuas en el sentido longitudinal, distribuidas simétricamente sobre la periferia de la barra. Nervios transversales de una barra de acero conformada: Salientes discontinuas y no paralelas al eje de la barra, distribuidas uniformemente sobre su periferia en dos o más filas longitudinales, debiendo tener igual forma y medidas. Nido de abeja: Oquedades en el hormigón endurecido, debidas a la falta de mortero entre las partículas del agregado grueso. Núcleo de una barra de acero conformada: Parte de la barra no afectada por los nervios. Numero de ensayos (n): Cantidad de resultados disponibles de ensayos correspondientes a la misma clase de hormigón y obtenidos a la misma edad.

O Ópalo: Mineral compuesto por sílice amorfa hidratada ( SiO+2,1nH2,O ). Oquedades superficiales: Cavidades pequeñas, regulares o irregulares, que aparecen sobre la superficie del hormigón al desencofrar. En general no exceden los 15 mm de diámetro. Resultan cuando durante los procesos de colocación o de compactación las burbujas de aire quedan naturalmente atrapadas contra la superficie de los encofrados.

P Partícula blanda: Partícula de agregado que posee un grado de dureza o resistencia menor que la correspondiente a la mayoría de las partículas que constituyen el agregado. Se determina por un procedimiento de ensayo especificado. Paso de un cordón para pretensado: Distancia medida axilmente correspondiente a una vuelta completa de la hélice descripta por uno de los alambres alrededor del eje longitudinal del alma del cordón. Pastón: Cantidad de hormigón mezclado en un ciclo de operación de una hormigonera, o cantidad de hormigón transportado en una motohormigonera, o cantidad de hormigón descargada aproximadamente en 1 minuto de una hormigonera de mezclado continuo. Pérdida de asentamiento: La diferencia entre el valor del asentamiento medido inmediatamente después que la mezcla fresca se descarga de la hormigonera, y el valor del asentamiento medido posteriormente sobre la misma mezcla, luego de un período de tiempo determinado.


Glosario - 18

Período de enfriamiento: En un ciclo de curado a vapor, es el tiempo durante el cual se corta el abastecimiento de vapor a la cámara de curado y el elemento de hormigón queda expuesto al calor y humedad residual y se enfría hasta temperatura ambiente. Período de estacionamiento: En un ciclo de curado a vapor, es el tiempo que transcurre entre el moldeo del elemento premoldeado y el comienzo del período de elevación gradual de la temperatura. Pesadas: Los pesos de varios materiales, tales como cemento, agua, las distintas fracciones de agregados y si corresponde los aditivos, los cuales componen parcialmente o totalmente un pastón de hormigón. Pesimun: Pésimo, lo contrario de óptimo. En la reacción álcali-agregado, es la proporción de componentes reactivos en el agregado que maximiza la expansión perjudicial. Peso bruto de un vehículo: El peso de un vehículo más el peso de cualquier carga que transporte. Peso propio de un elemento estructural, sector de una estructura o de una estructura: Su volumen por el peso unitario del hormigón, más el peso de las barras de acero y/o cañerias de conducción de fluidos incluidas en su masa. Petrografía: La rama de la petrología que se relaciona con la descripción y clasificación sistemática de las rocas, además de sus relaciones geológicas, principalmente por método de laboratorio, en su mayoría químicos o microscópicos. También, en forma indefinida, petrología o litología. También se aplica a la composición en rocas y minerales de un agregado. Picnómetro: Una probeta graduada usada para la determinación de la masa específica de un líquido o de un sólido. Plan de Calidad: Documento que enuncia las prácticas, los medios y la secuencia de las actividades ligadas a la calidad, específicas de un producto, proyecto o contrato particular Planta: Equipo para medir los materiales componentes que conforman un pastón de hormigón. Puede incluir también la elaboración del hormigón. Planta de medición automática: Planta equipada con compuertas o válvulas, que se comandan con una único pulsador que las abre cuando comienza la operación de pesado de cada material y automáticamente las cierra una vez que se alcanzó el peso establecido para cada material. Interactuan de tal manera que: (a) el mecanismo de carga no se abre hasta tanto la escala no haya vuelto a cero; (b) el mecanismo de descarga no se puede abrir cuando se encuentran abierto los mecanismos de carga; (c) el mecanismo de descarga no se puede abrir hasta tanto no se alcanzó el peso establecido para cada material, con la tolerancia respectiva; (d) sí para un determinado pastón se deben cargar en forma acumulativa diferentes tipos de agregados o cementos, actúan mecanismos de control de interacción secuencial. Planta de medición manual: Planta equipada con compuertas o válvulas accionadas manualmente, con o sin potencia neumática, hidráulica o eléctrica suplementaria, en la cual la precisión de la operación de mezclado depende directamente de la observación visual que realiza el operador sobre una determinada escala. Planta de medición semiautomática: Planta equipada con compuertas o válvulas que son accionadas separadamente en forma manual para permitir pesar cada material, pero que automáticamente se cierran una vez que se alcanzó el peso establecido para cada material. Porosidad: La relación entre el volumen de vacíos incluidos en la masa de un material y el volumen total de ese material, incluyendo los vacíos, expresada como porcentaje. Probetas curadas en el campo: Probetas cilíndricas que se dejan en el lugar de hormigonado para ser curadas en forma similar a la del elemento estructural al cual representan. Sirven para medir la resistencia efectiva del hormigón y poder tomar decisiones sobre: cuando se pueden remover los encofrados y apuntalamientos, cuando


Glosario - 19

se pueden aplicar cargas adicionales constructivas a la estructura o cuando se puede poner en servicio la estructura. Productor: Persona física o jurídica que suministra el hormigón. Proporciones del hormigón o del mortero: Cantidades de materiales componentes necesarios para producir un hormigón o un mortero de las propiedades requeridas, usando en la forma más económica posible a los materiales disponibles. Protección catódica: Forma de protección de la corrosión, basada en que un metal es forzado a corroerse con preferencia a otro, de tal manera de proteger a este último de la corrosión. Proyectista o Diseñador de la Estructura: Es el profesional que asume personalmente la totalidad de las especialidades involucradas en el proyecto o diseño de la estructura. Puntal: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Puntal empalmado: Puntal individual empalmado en dos o más elementos con el objeto de incrementar la altura del sistema de apuntalamiento. Puzolana: Un material silíceo o silíco-aluminoso, el cual por sí solo no posee o posee un pequeño valor cementicio, pero que molido finamente y en presencia de humedad, reacciona químicamente con el hidróxido de calcio, a temperatura ambiente, para formar compuestos que poseen propiedades cementicias. Puzolana natural: Un material natural que en bruto o calcinado tiene propiedades puzolánicas. Por ejemplo ceniza volcánica o piedra pómez, chert opalino y pizarra, tobas o algunas tierras diatoméas.

R Razón agua/cemento del hormigón: Cociente en masa entre el contenido total de agua y el contenido de cemento, expresada en forma decimal redondeada a dos decimales, y que se abrevia comúnmente como a/c. Razón agua/material cementicio: Cociente en masa entre el contenido total de agua (a) y el contenido de material cementicio ( cemento-c- + adición-x-), expresada en forma decimal redondeada a dos decimales, y que se abrevia comúnmente como [a/(c+x)]. Reacción álcali – sílice (RAS): La reacción entre los álcalis ( sodio y potasio ) contenidos en el cemento y ciertas rocas o minerales silíceos, tales como chert opalino, cuarzo tensionado y vidrio volcánico ácido, presente en algunos agregados. Los productos de esta reacción pueden causar una expansión anormal y fisuración del hormigón en servicio. Reacción exotérmica: Una reacción química que se produce con generación de calor. Reapuntalamiento: Puntales colocados y ajustados por debajo de una losa de hormigón o elemento estructural, después de que se removió su encofrado y apuntalamiento original, lo cual implica que la nueva losa o elemento estructural pueda deformarse y soportar su propio peso y cargas de construcción sobre los mismos antes del reapuntalamiento. Reapuntalamiento anterior al hormigonado: Puntales agregados en forma ajustada por debajo de paneles seleccionados de un sistema de encofrados tipo mesa, antes de que sea removido cualquiera puntal colocado originalmente. Reapuntalamiento posterior al hormigonado: Puntales colocados y ajustados por debajo de una losa o elemento estructural de hormigón, después que se removió de un área pequeña el encofrado y apuntalamiento original, sin permitir que la losa o el elemento estructural se deforme o soporte su propio peso o cargas de construcción existentes que pudiere haber sobre ellos. Recubrimiento: En hormigón armado y pretensado, la menor distancia entre la superficie del acero de la armadura tesa o no tesa, y la superficie externa del hormigón.


Glosario - 20

Registro: Documento que provee evidencias objetivas de las actividades efectuadas o de los resultados obtenidos. Relajación de la tensión: Una disminución de la tensión en el tiempo, en un material con comportamiento viscoso, sometido a una deformación constante. Relleno de junta: Material compresible que se usa para el llenado de juntas, con el objeto de prevenir que en ellas penetren materiales extraños no compresibles. Se usa también para soportar los selladores de junta. Rendimiento: El volumen de hormigón fresco que se produce con una cantidad conocida de materiales componentes. El total de los pesos de los materiales componentes dividido por la masa unitaria del hormigón fresco. Representante Técnico de la Contratista Principal: Profesional matriculado que representa a la Contratista Principal, cuando la misma es una persona de existencia jurídica, o sí es de existencia visible no es un profesional habilitado. Resiliencia: Es el trabajo de deformación elástica por unidad de volumen, de un material. Resinas epoxi: Pólimero orgánico que constituye la base de un sistema de adherencia química usado en la preparación de revestimientos especiales, adhesivos para hormigón y ligante en morteros u hormigón con resina epoxi. Resistencia a fatiga: Ver límite de fatiga. Resistencia a la abrasión: Aptitud de una superficie expuesta de hormigón para resistir los efectos de desgaste por roce y fricción. Resistencia a la compresión del hormigón: Tensión correspondiente a la carga máxima alcanzada durante el ensayo de compresión bajo una carga axil, referida al área de la sección inicial de la probeta. Se obtiene al ensayar una probeta de acuerdo a la Norma IRAM 1 546. Resistencia a la tracción del acero: Tensión correspondiente a la carga máxima alcanzada durante el ensayo de tracción bajo una carga axil, referida al área de la sección inicial de la probeta. Resistencia a la tracción por compresión diametral del hormigón: Tensión que se obtiene al ensayar una probeta cilíndrica por compresión en un plano diametral, aplicando una carga hasta la rotura sobre toda la longitud de una generatriz. Se obtiene al ensayar una probeta de acuerdo a la Norma IRAM 1 658. Resistencia al fuego: Es la propiedad de un material o de una estructura de resistir al fuego o protegerlo del mismo. Resistencia característica: Para una clase de hormigón, es el valor estadístico de la resistencia que corresponde a la probabilidad que el noventa por ciento ( 90 % ) de todos los resultados de ensayos de la población supere dicho valor. Resistencia característica a la tracción del acero : Es el valor estadístico de la resistencia a tracción del acero que corresponde a la probabilidad que el noventa y cinco por ciento (95 %) de todos los resultados de ensayos de la población supere dicho valor. Resistencia efectiva: Es la resistencia del hormigón que se obtiene al ensayar probetas cilíndricas moldeadas y curadas en el campo o extraídas directamente de la estructura luego del endurecimiento del hormigón. Permite medir la resistencia desarrollada por el hormigón en la estructura. Sirve también para poder tomar decisiones sobre: cuando se pueden remover los encofrados y apuntalamientos, cuando se pueden aplicar cargas adicionales constructivas a la estructura o cuando se puede poner en servicio la estructura. Ver también Probetas curadas en el campo. Resistencia media: Media aritmética de los resultados de ensayos de resistencia de un conjunto de probetas, realizados a una misma edad. Resistencia potencial: Es la resistencia que alcanza el hormigón en las condiciones ideales de compactación y curado. Se mide en probetas moldeadas, curadas y ensayadas en las condiciones establecidas en las normas IRAM 1524 y 1534.


Glosario - 21

Resistencia temprana: Resistencia de un hormigón o de un mortero, que se desarrolla durante las primeras horas después de colocado el hormigón. Generalmente es la resistencia a una edad del hormigón igual o menor que 72 horas. Resultado de un ensayo: Es el valor que se obtiene como promedio de las resistencias de como mínimo dos ( 2 ) probetas cilíndricas normales, moldeadas con la misma muestra de hormigón y ensayadas a la misma edad. Se deberá cumplir que la diferencia entre las resistencias extremas del grupo que conforman cada ensayo, sea menor del quince por ciento ( 15 % ) de la resistencia media de las probetas que constituyen el grupo. Si dicho valor resultara mayor, se rechazará el ensayo correspondiente, y se investigarán los procedimientos de moldeo, curado y ensayo de las probetas, con el objeto de analizar si los mismos se están realizando en un todo de acuerdo a las normas. En el caso que el grupo esté constituido por tres ( 3 ) probetas, sí la diferencia entre las resistencias extremas es mayor del quince por ciento ( 15 % ), pero las resistencias de dos (2) de ellas difieren en menos del diez por ciento ( 10 % ) con respecto de su resistencia promedio, puede descartarse el tercer resultado y aceptar el ensayo, tomando como resistencia del mismo al promedio de las dos aceptadas. Retardador superficial: Retardador del tiempo de fraguado del cemento, que se aplica a la superficie de contacto de los encofrados con el hormigón o a la superficie de un hormigón recientemente colocado. Facilita la limpieza de las juntas de construcción y la ejecución de superficies que deben ser terminadas con el agregado grueso expuesto.

S Saturación: Condición por la cual un agregado o un hormigón no puede retener ni absorber más líquido. Saturación crítica: En una mezcla a base de cemento o en un agregado, es la condición que describe el grado de llenado de los poros con agua congelable. Esta cantidad de agua es que afecta la respuesta del material a su congelamiento. Usualmente se toma como el 91 %, a causa del aumento en volumen del 9 % del agua cuando cambia de estado a hielo. Saturado a superficie seca: Condición de una partícula de agregado o de otro sólido poroso cuando los vacíos permeables están llenos con agua y no existe agua en su superficie expuesta. Seco a masa constante: Condición de una partícula de agregado o de otro sólido poroso cuando se la ha secado en un horno a una temperatura que generalmente varía entre 105 ºC y 115 ºC, hasta que el peso de la misma sea prácticamente constante. Segregación del agregado grueso: La tendencia del agregado grueso a separarse de un hormigón y acumularse en un determinado sitio, tal como ocurre cuando el hormigón se coloca desde gran altura con conductos cuyo extremo final no está confinado en la masa del hormigón, o cuando un hormigón muy fluido pasa de una cinta transportadora a otra o cuando el hormigón se coloca con bombas de alta presión y la cañería se coloca en forma vertical. Segregación del hormigón fresco : Separación de los componentes del hormigón fresco en virtud de sus diferentes tamaños y pesos específicos, dando como resultado una heterogeneidad en las proporciones de la masa. Selladores de junta: Material compresible que se usa para evitar la entrada de agua o materiales extraños a través de una junta. Separación de nervios transversales en una barra de acero conformada: Distancia entre los planos ortogonales al eje de la barra que pasan por los puntos homólogos de dos nervios consecutivos de la misma fila.


Glosario - 22

Serie de tamices de la Serie IRAM para hormigón: Es la serie o conjunto de tamices establecidos en la Norma IRAM 1501, Parte II, Serie Suplementaria R 40/3. Está compuesta por los siguientes tamices de abertura cuadrada:75 mm; 63 mm; 53 mm; 37,5 mm; 26,5 mm; 19 mm; 13,2 mm; 9,5 mm; 4,75 mm; 2,36 mm; 1,18 mm; 0,600 mm; 0,300 mm; 0,150 mm. Shock térmico: Someter a un hormigón a temprana edad a un cambio brusco de temperatura, lo cual puede producir efectos deletéreos sobre el mismo. SI ( Sistema Internacional ): Sistema métrico internacional actualmente vigente. Ver SIMELA. Sistema de encofrados: Sistema total para soportar el hormigón fresco recién colocado. Incluye los moldes o revestimientos que están en contacto con el hormigón y sus elementos estructurales de sostén, los puntales, arriostramientos diagonales y horizontales y todos los accesorios metálicos de sujección necesarios. Sobrecapa: Una capa de hormigón o de mortero, que rara vez tiene un espesor mayor de 25 mm, que se coloca sobre la superficie de una losa de hormigón deteriorada o fisurada, intercalando un material de adherencia, tanto para restaurar la misma como para restablecer la función que previamente cumplía dicha superficie. Sobrecarga accidental: Cualquier carga distribuida o concentrada, que pueda actuar en forma transitoria sobre un elemento estructural, sector de una estructura o de una estructura. Sobrecarga accidental sobre un encofrado: Ver sobrecarga accidental. En general está conformada por el peso de los operarios y los equipos que trabajan sobre el encofrado, el peso de los caminos y materiales que puedan acopiarse en forma eventual sobre el encofrado y el impacto Sobrecarga útil: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1 y en el Reglamento CIRSOC 101. “Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y otras Estructuras” Sobrevibración: Uso excesivo de los vibradores durante la colocación del hormigón fresco, causando segregación, estratificación y exudación excesiva. Soporte de barras: Elemento usado para sostener o colgar las armaduras en su posición para evitar su desplazamiento antes y durante el hormigonado. Superficie específica: Suma de las áreas de las partículas de un material granular, contenidas en la unidad de masa. ( m2/kg ).

T Tamaño máximo nominal de un agregado grueso : Es la abertura en milímetros de la malla cuadrada del menor tamiz IRAM que retiene como máximo el cinco por ciento ( 5 % ) del peso total del agregado seco a masa constante. Tamaño nominal de abertura de un tamiz: Medida del lado de la abertura cuadrada, según se indica en la norma IRAM 1 501 – Parte 2. Tamiz: Una placa o lámina, una malla de alambres o cualquier elemento similar, con aberturas de tamaño uniforme regularmente espaciadas, montada en un marco. Se usa para separar material granular según su tamaño. Tamiz de abertura cuadrada: Formación plana de alambres de sección circular que, cruzándose perpendicularmente dejan entre sí aberturas cuadradas. Tamizado: Separación de una muestra de material granular en distintas fracciones de partículas, que pasan por un tamiz de una cierta abertura y son retenidas por otro tamiz de abertura menor.


Glosario - 23

Tamizado en seco: Tamizado de un material granular en seco (sin la ayuda de un flujo de agua). Tamizado húmedo: Tamizado de un material granular, efectuado con la ayuda de un flujo de agua. Tensión: Ver definición en el Anexo al Capítulo 1. Tensión característica de fluencia de un acero: Es el valor estadístico de la tensión de fluencia o de la tensión de fluencia convencional, que corresponde a la probabilidad que el noventa y cinco por ciento (95 %) de todos los resultados de ensayos de la población supere dicho valor. Tensión correspondiente a un alargamiento permanente preestablecido: Tensión que corresponde a un alargamiento permanente (plástico) establecido. Es la que, después de retirada la carga, deja ese alargamiento permanente establecido. Su símbolo se completa con un subíndice con el valor establecido. Tensión correspondiente a un alargamiento total preestablecido: Tensión que corresponde a un alargamiento total bajo carga ( elástico + plástico ) establecido. Su símbolo se completa con un subíndice con el valor establecido. Tensión de fluencia de un acero: Ver límites de fluencia y convencional de fluencia. Tensión de origen térmico: Tensión en una estructura o en un elemento estructural, inducida por diferenciales de temperatura. Testigo de hormigón: Una muestra cilíndrica de hormigón endurecido extraída de una estructura mediante una máquina extractora provista de broca con corona de diamamtes. Tiempo de fraguado final: Tiempo transcurrido entre el contacto inicial del cemento y el agua de mezclado, y el momento en que el mortero del hormigón alcanza una resistencia a la penetración de 28,0 MPa, en el ensayo de la Norma IRAM 1 662. Tiempo de fraguado inicial: Tiempo transcurrido entre el contacto inicial del cemento y el agua de mezclado, y el momento en que el mortero del hormigón alcanza una resistencia a la penetración de 3,5 MPa, en el ensayo de la Norma IRAM 1 662. Tiempo de mezclado: El período durante el cual los materiales componentes de un pastón de hormigón se mezclan en una hormigonera o motohormigonera. Para hormigoneras fijas, el tiempo de mezclado se establece en minutos desde la carga del último material hasta el comienzo de la descarga. Para motohormigoneras, el tiempo se establece en una total de minutos de mezclado a una velocidad de mezclado especificada o también expresando el tiempo en función del total de revoluciones a una velocidad de mezclado especificada. Tolerancia: Rango de variación permitido para medir una dimensión especificada. Tolva fija: Recipiente, en general de forma tronco–piramidal, usado para recibir y almacenar en forma temporaria una mezcla de hormigón fresco. Tongada: El hormigón colocado entre dos juntas horizontales de construcción sucesivas. Generalmente, una tongada se compone de varias capas de menor espesor. Trabajabilidad del hormigón fresco : Es la mayor o menor facilidad con que el hormigón fresco puede ser mezclado, transportado, colocado y terminado con una segregación mínima de sus componentes.

V Valor promedio ( xm ): Es la media aritmética de una serie de ensayos i =n

xm =


∑x

i

i =1

n Glosario - 24

Varilla: Un elemento que se usa para compactar hormigón o mortero en los encofrados. Varilla de compactación: Una varilla de acero recta de sección transversal circular de aproximadamente 1,5 cm de diámetro y 60 cm de largo, que tiene uno de ambos extremos redondeado formando una punta semiesférica de igual diámetro que la varilla. Varillado: La operación de compactar el hormigón fresco recién colocado por golpes o penetraciones repetidas, utilizando una varilla. Velocidad de agitación: La velocidad de rotación del tambor de una motohormigonera o de un agitador, que se usa para mantener en agitación permanente un hormigón fresco durante su transporte. Velocidad de exudación: Velocidad a la cual el agua es liberada por exudación por la pasta o el mortero. Velocidad de mezclado: Velocidad de rotación del tambor de una motohormigonera u hormigonera cuando está mezclando un pastón, medida en un punto de la circunferencia de mayor diámetro, expresada en revoluciones por minuto ( rev/min ). Velocidad de pulso: Velocidad de propagación de ondas de compresión o de otras características a través de un medio determinado. Ventana: Una abertura en los encofrados para limpiar deshecho que pueda haber caído en su interior, la cual se cierra antes de colocar el hormigón. Veteado de arena: Un veteado de agregado fino expuesto causado por exudación, que aparece en la superficie de los hormigones ejecutados con encofrado. Vibrador: Equipo de compactación oscilante, que se usa para agitar el hormigón fresco con el objeto de eliminar los macro vacíos, incluyendo el aire naturalmente atrapado pero no el aire intencionalmente incorporado, y para producir un contacto íntimo con los encofrados y los materiales embebidos. Vibrador externo: Vibrador que se aplica sobre: encofrados o moldes, y vigas o reglas para vibrado de superficie. Vibrador interno o de inmersión: Vibrador constituido generalmente por una cabeza vibratoria de forma cilíndrica, que se introduce en la masa del hormigón fresco transmitiéndole directamente las vibraciones mecánicas. Volumen absoluto: En el caso de los sólidos, el desplazamiento del volumen de agua producido por las partículas que lo componen. Incluye sus vacíos permeables e impermeables, pero excluyendo los espacios entre partículas.


Glosario - 25

DISCUSIÓN PÚBLICA NACIONAL DEL PROYECTO DE REGLAMENTO CIRSOC 201 “REGLAMENTO ARGENTINO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN” Se informa que se ha iniciado la Discusión Pública Nacional del Proyecto de Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón CIRSOC 201, desde el 1° de diciembre de 2002 al 31 de diciembre de 2003. Durante este período los profesionales podrán enviar sus observaciones, comentarios y sugerencias siguiendo la metodología establecida. (ver metodología para el envío de observaciones). El proyecto está compuesto por el Reglamento, sus Comentarios, Ejemplos de Aplicación y Tablas para el Diseño de Elementos Estructurales (4 tomos de aproximadamente 1500 páginas) el mismo está disponible para su consulta y/o adquisición en la Sede del CIRSOC y en las Secretarías Regionales CIRSOC ubicadas en el interior del país . Precio $ 70.00 (los 4 tomos). También se informa que se ha extendido hasta diciembre de 2003, la discusión pública nacional del Proyecto de Reglamento INPRES-CIRSOC 103 Parte II “Construcciones Sismorresistentes de Hormigón Armado”, dado que constituyen un conjunto reglamentario. Esperamos que durante este periodo de discusión pública, los proyectos se enriquezcan con los aportes de todos los sectores relacionados con la industria de la construcción. Esperamos su opinión.

PARTE 1. REQUISITOS GENERALES CAPITULO 1.

CAMPO DE VALIDEZ, DOCUMENTACIÓN TÉCNICA Y DEFINICIONES

1.1. CAMPO DE VALIDEZ 1.1.1. Vigencia Este Reglamento Nacional de Seguridad, establece los requerimientos mínimos para el diseño y construcción de las estructuras de hormigón sin armar, armado y pretensado, las que deben ser capaces de resistir las acciones previstas durante los períodos de construcción y de servicio, ofreciendo la seguridad adecuada al uso al que se destinen durante su período de vida útil. 1.1.2. Aplicación 1.1.2.1. Este Reglamento es de aplicación a las estructuras de hormigón sin armar, armado y pretensado, cuya masa por unidad de volumen del material seco a masa constante se encuentra comprendido entre 2.000 y 2.800 kg/m3. En el caso particular de las estructuras de hormigón prefabricado, este Reglamento será de aplicación en todo lo que no se oponga a las especificaciones particulares de su procedimiento de prefabricación, contenidas en otros Reglamentos específicos. La utilización de barras de armadura revestidas con epoxi, contemplada en algunos artículos de los Capítulos 7 a 22, está sujeta a la redacción y puesta en vigencia de un cuerpo normativo que aún no existe en nuestro país. 1.1.2.2. Este Reglamento no es de aplicación para las siguientes estructuras: Estructuras que se construyan con hormigones livianos, pesados o refractarios. En el caso particular de los hormigones estructurales livianos continuará vigente el Reglamento CIRSOC 202 – 85 “Hormigón Liviano de Estructura Compacta. Dimensionamiento, Elaboración y Control”, hasta que se redacte y ponga en vigencia el nuevo documento que se encuentra en preparación”. Sin perjuicio de ello en los Capítulos 7 a 22 se han incluido referencias a estos hormigones cuya vigencia estará supeditada a la del nuevo Reglamento CIRSOC 202-2003. Estructuras que en condiciones normales de servicio se encuentren sometidas a temperaturas mayores de 70o C. Estructuras mixtas de hormigón y acero estructural y, en general, las estructuras mixtas de hormigón y otro material de distinta naturaleza, con función resistente. Estructuras masivas de diques.


Cap. 1 -1

Para estas estructuras se deberán aplicar las Reglamentaciones que específicamente existan sobre cada tema. 1.1.3. Aplicación complementaria Este Reglamento se puede aplicar como normativa complementaria para otros tipos de estructuras de hormigón, cuando así lo indiquen taxativamente sus respectivos Reglamentos. 1.1.4. Materiales, elementos y sistemas constructivos no contemplados en el presente Reglamento El empleo de materiales para la elaboración del hormigón simple, armado y pretensado, así como de elementos o sistemas constructivos no especificados en este Reglamento, requieren la autorización expresa de la Autoridad Fiscalizadora con competencia en la jurisdicción del emplazamiento de la obra. 1.2. REGLAMENTOS, RECOMENDACIONES Y NORMAS DE APLICACIÓN Para cada tema en particular, el presente Reglamento debe ser complementado con los demás Reglamentos y Recomendaciones con que cuenta el Centro de Investigación de los Reglamentos Nacionales de Seguridad para las Obras Civiles (CIRSOC) y el Instituto Nacional de Prevención Sísmica (INPRES). La obligatoriedad de aplicación de lo establecido en dichos Reglamentos y Recomendaciones, se debe indicar explícitamente en el Pliego de Especificaciones Técnicas Complementarias de la obra. 1.2.1. Reglamentos CIRSOC 101-2002

-

Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y otras Estructuras.

CIRSOC 102-2001

-

Reglamento Argentino de Acción del Viento sobre las Construcciones.

INPRES-CIRSOC 103-2000 -

Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes - Parte II: Construcciones de Hormigón Armado.

CIRSOC 104-2003

-

Acción de la Nieve y del Hielo sobre las Construcciones.

CIRSOC 301-2002

-

Reglamento Argentino de Estructuras de Acero para Edificios.

-

Estructuras Livianas de Acero (en preparación)

1.2.2. Recomendaciones CIRSOC 303-2003


Cap. 1 -2

1.2.3. Normas En todo lo que no se oponga a lo expresamente establecido en este Reglamento, son de aplicación directa las normas IRAM e IRAM – IAS que se indican a continuación. IRAM 588

-

Método de análisis químico de aceros al molibdeno.

IRAM 851

-

Aceros al carbono. Método gravimétrico de determinación del carbono por combustión directa.

IRAM 859

-

Aceros al carbono. Método yodimétrico para la determinación del cobre.

IRAM 861

Aceros al carbono – Método de la dimetilglioxina para la determinación del níquel.

IRAM 1 501

-

Partes I-II-III-IV-V y VI - Tamices de ensayo.

IRAM 1 504

-

Cemento pórtland. Análisis químico.

IRAM 1 505

-

Agregados. Análisis granulométrico.

IRAM 1 509

-

Agregados para hormigones. Muestreo.

IRAM 1 512

-

Agregado fino natural para hormigón de cemento pórtland.

IRAM 1 519

-

Rocas basálticas. Método de determinación de la estabilidad. Ensayo de inmersión en etanodiol (Etilénglicol).

IRAM 1 520

-

Agregados finos. Métodos de laboratorio para la determinación de la densidad relativa, de la densidad relativa aparente y de la absorción de agua.

IRAM 1 524

-

Hormigones de cemento pórtland. Preparación y curado en obra de probetas para ensayos de compresión y de tracción por compresión diametral.

IRAM 1 525

-

Agregados. Método de ensayo de durabilidad por ataque con sulfato de sodio.

IRAM 1 531

-

Agregados gruesos para hormigones de cemento pórtland.

IRAM 1 532 -

Agregados gruesos. Método de ensayo de abrasión con la máquina "Los Angeles".

IRAM 1 533

-

Agregados gruesos. Métodos de laboratorio para la determinación de la densidad relativa, de la densidad relativa aparente y de la absorción de agua.

IRAM 1 534

-

Hormigones de cemento pórtland. Preparación y curado de probetas para ensayos en laboratorio.


Cap. 1 -3

IRAM 1 536

-

Hormigón fresco de cemento pórtland. Determinación de la consistencia del hormigón de cemento pórtland por el método del tronco de cono.

IRAM 1 540

-

Agregados. Método de determinación del material fino que pasa por el tamiz IRAM 75 micrones, por lavado.

IRAM 1 541

-

Hormigón de cemento pórtland. Hormigón fresco. Muestreo.

IRAM 1 546

-

Hormigones de cemento pórtland. Método de ensayo de compresión.

IRAM 1 547

-

Hormigón de cemento pórtland. Ensayo de tracción por flexión.

IRAM 1 548

-

Agregados. Determinación de la densidad a granel (comúnmente denominada peso unitario o densidad aparente) y de los espacios vacíos.

IRAM 1 551

-

Hormigón de cemento pórtland. Extracción, preparación y ensayo de testigos de hormigón endurecido.

IRAM 1 553

-

Hormigón de cemento pórtland. Preparación de las bases de probetas cilíndricas y testigos cilíndricos para ensayo de compresión.

IRAM 1 554

-

Hormigón de cemento pórtland. Método de determinación de la penetración de agua a presión en el hormigón endurecido.

IRAM 1 562

-

Hormigón fresco de cemento pórtland. Método de determinación de la densidad, el rendimiento y el contenido de aire.

IRAM 1 569

-

Hormigones y morteros y sus materiales componentes. Definiciones.

IRAM 1 573

-

Método de determinación de la calidad del agregado fino.

IRAM 1 574

-

Hormigones. Método para la determinación del espesor de testigos y de la altura de probetas de hormigón endurecido.

IRAM 1 596

-

Hormigón de cemento pórtland. Método de comparación mediante la determinación de adherencia al acero en barras corrugadas.

IRAM 1 601

-

Agua para morteros y hormigones de cemento pórtland.

IRAM 1 602

-

Hormigón de cemento pórtland. Método por presión para la determinación del contenido de aire en mezclas frescas de hormigones y morteros. Parte 1 Método A. Parte 2 Método B.

IRAM 1 604

-

Hormigón de cemento pórtland. Método de determinación de la exudación.

IRAM 1 612

-

Cemento pórtland. Método de determinación de la consistencia normal.


Cap. 1 -4

IRAM 1 614

-

Cemento pórtland. Método de ensayo acelerado para pronosticar la resistencia a la compresión.

IRAM 1 615

-

Cemento pórtland. Método de ensayo de falso fraguado.

IRAM 1 616

-

Cemento pórtland. Método de determinación del contenido de escorias granuladas de alto horno.

IRAM 1 619

-

Cemento pórtland. Método de determinación del tiempo de fraguado.

IRAM 1 620

-

Cemento pórtland. Método de determinación de la constancia de volumen mediante el ensayo en autoclave.

IRAM 1 621

-

Cemento pórtland. Método de ensayo de finura por tamizado húmedo.

IRAM 1 622

-

Cemento pórtland. Método de determinación de las resistencias a la compresión y a la flexión.

IRAM 1 623

-

Cemento pórtland. Método de ensayo de finura por determinación de la superficie específica por permeametría (Método de Blaine).

IRAM 1 624

-

Método de determinación de la densidad absoluta.

IRAM 1 627

-

Agregados. Granulometría de los agregados para hormigones.

IRAM 1 635

Cemento pórtland con adiciones minerales. Determinación del cambio de longitud de barras de mortero expuestas a una solución de sulfato de sodio.

IRAM 1 643

-

Cementos. Muestreo.

IRAM 1 647

-

Agregados para hormigón de cemento pórtland. Métodos de ensayo.

IRAM 1 648

-

Reacción álcali - agregado. Método de ensayo de inhibidores minerales.

IRAM 1 649

-

Agregados para hormigones. Examen petrográfico.

IRAM 1 651

-

Cemento pórtland puzolánico. Parte 2 - Métodos de ensayo.

IRAM 1 654

-

Puzolanas. Métodos de ensayos generales.

IRAM 1 655

-

Escoria granulada de alto horno. Métodos de ensayos.

IRAM 1 657

-

Agregados finos para hormigones de cemento pórtland. Método de ensayo de la resistencia estructural.

IRAM 1 658

-

Hormigones. Método de ensayo de tracción simple por compresión diametral.


Cap. 1 -5

IRAM 1 659

-

Cemento pórtland. Método de determinación de la resistencia a los sulfatos. Partes 1 y 2

IRAM 1 661

-

Hormigones. Método de ensayo de resistencia a la congelación en aire y deshielo en agua.

IRAM 1 662

-

Hormigones. Método de determinación del tiempo de fraguado por resistencia a la penetración.

IRAM 1 663

-

Aditivos para hormigones.

IRAM 1 666

-

Hormigón de cemento pórtland. Hormigón elaborado. Partes 1, 2 y 3

IRAM 1 667

-

Escoria granulada de alto horno para cementos.

IRAM 1 668

-

Puzolanas. Características y muestreo.

IRAM 1 673

-

Compuestos líquidos para la formación de membranas para el curado del hormigón. Método de ensayo de retención del agua del hormigón.

IRAM 1 674

-

Agregados. Método de ensayo para la determinación de la reactividad potencial álcali-agregado. (método de la barra de mortero).

IRAM 1 675

-

Compuestos líquidos para la formación de membranas para el curado del hormigón. Características.

IRAM 1 681

-

Agregado grueso. Método de determinación del factor de cubicidad.

IRAM 1 683

-

Hormigón de cemento pórtland. Método para la determinación de la velocidad de pulso ultrasónico.

IRAM 1 687

-

Método para la determinación de partículas lajosas (Indice de lajocidad). Parte 1.

IRAM 1 687

-

Método para la determinación de partículas elongadas (Indice de elongación). Parte 2.

IRAM 1 690

-

Hormigón de cemento pórtland. Método de ensayo de la consistencia utilizando la mesa de Graf.

IRAM 1 694

-

Hormigón de cemento pórtland. Método de ensayo de la dureza superficial del hormigón endurecido mediante la determinación del número de rebote, empleando el esclerómetro de resorte.

IRAM 1 697

-

Hormigón de cemento pórtland. Hormigón fresco. Método de separación de agregados gruesos por tamizado.

IRAM 1 700

Agregados. Determinación del cambio de longitud en prismas de hormigón, debido a la reacción álcali-agregado.


Cap. 1 -6

IRAM 1 705

-

Compactado del hormigón por vibración. Equipos y operación. Requisitos y métodos de ensayo.

IRAM 1 707

-

Hormigón de cemento pórtland. Agresividad de suelos en contacto con estructuras. Determinación del índice de acidez del suelo. Método de Baumann – Gully. Parte 1.

IRAM 1 708

-

Hormigón de cemento pórtland. Determinación del grado de agresividad al carbonato de calcio por el método de Heyer modificado. Parte 1.

IRAM 1 713

-

Hormigón de cemento pórtland. Determinación del factor de espaciamiento de poros. (En estudio)

IRAM 1 857

-

Hormigón de cemento pórtland. Determinación del ión cloruro total en el hormigón endurecido. (En estudio)

IRAM 5 170

Cordón de 7 alambres engrasado y envainado, no adherente para estructuras de hormigón pretensado.

IRAM 10 502 -

Mecánica de suelos. Método de determinación del límite plástico e índice de plasticidad.

IRAM 50 000

Cemento. Cemento para uso general. Composición, características, evaluación de la conformidad y condiciones de recepción.

IRAM 50 001

Cemento. Cementos con propiedades especiales.

IRAM 60 106 -

Aceros para herramientas. Método para la determinación del cromo y del vanadio por la técnica del persulfato.

IRAM-IAS U 500-03

Cordón de siete alambres para estructuras de hormigón pretensado.

IRAM-IAS U 500-06

Mallas de alambres de acero soldados para armadura en estructuras de hormigón. Cordón de dos o tres alambres para estructuras de hormigón pretensado.

IRAM-IAS U 500-07 IRAM-IAS U 500-26

Alambres de acero para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM-IAS U 500-91

Barras de acero conformadas y alambres de acero conformados para mallas, para hormigón armado. Método de ensayo de doblado y desdoblado.

IRAM-IAS U 500-96

Soldadura. Calificación de soldadores.

IRAM-IAS U 500-97

Barras de acero para armadura en estructuras de hormigón. Soldadura.

IRAM-IAS U 500-108

Máquinas de ensayo de tracción. Métodos de verificación.


Cap. 1 -7

IRAM-IAS U 500-113

Barras de acero para hormigón armado. Método de ensayo de fatiga.

IRAM-IAS U 500-114

Alambres, barras y cordones de acero para hormigón pretensado. Método de ensayo de relajación isotérmica.

IRAM-IAS U 500-117

Alambres, barras, cordones y cables de acero para hormigón pretensado. Método de ensayo de fatiga.

IRAM-IAS U 500-127

Soldadura por arco. Electrodos de acero de baja aleación, revestidos (AWS A5.5)

IRAM-IAS U 500-138

Ente habilitante y entes de calificación y certificación de soldadores y operadores de soldadura.

IRAM-IAS U 500-164

Soldadura. Calificación de procedimientos. Partes I y IV.

IRAM-IAS U 500-166

Soldadura-Alambres y varillas de acero al carbono para procesos de soldadura por arco eléctrico con protección gaseosa (AWS A5.18)

IRAM-IAS U 500-207

Barras de acero conformadas de dureza natural soldables, para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM-IAS U 500-211-1

Barras y alambres de acero para armadura en estructuras de hormigón. Sistema de certificación.


Barras y alambres de acero para armadura en estructuras de hormigón. Inspección por entrega.


Mallas de alambres de acero soldadas para armadura en estructuras de hormigón. Sistema de certificación


Mallas de alambres de acero soldadas para armadura en estructuras de hormigón. Inspección por entrega.

IRAM-IAS U 500-502

Barras de acero, laminadas en caliente, lisas y de sección circular para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM-IAS U 500-517

Alambres para hormigón pretensado.

IRAM-IAS U 500-528

Barras de acero conformadas de dureza natural, para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM-IAS U 500-601

Soldadura por arco - Electrodos de acero al carbono, revestidos (AWS A5.1).

NM-COPANT 27

Aceros y fundiciones de hierro. Determinación del silicio total. Método gravimétrico.


Cap. 1 -8

NM-COPANT 1 578

Aceros y fundiciones de hierro. Determinación del contenido de cromo. Método espectrofotométrico de la difenilcarbazida.

NM-COPANT 1 579

Aceros y fundiciones de hierro. Determinación del contenido de manganeso. Método espectrofotométrico.

NM-COPANT 1 580

Aceros y fundiciones de hierro. Determinación del contenido de fósforo. Método espectrofotométrico del fosfovanadomolibdato.

NM-COPANT 1 581

Aceros y fundiciones de hierro. Determinación del contenido de azufre. Método titrimétrico después de la combustión.

ISO 4 945

Steel. Determination of nitrogen content. Spectrophotometric method (Se ha solicitado a IRAM la redacción de la norma específica).

1.2.4. Anexos y publicaciones auxiliares (En preparación) 1.3. DOCUMENTACIÓN TÉCNICA 1.3.1. Documentación Técnica Inicial 1.3.1.1.Objetivo El objetivo fundamental de la Documentación Técnica Inicial del Diseño o Proyecto Estructural es establecer en forma clara y precisa los antecedentes, memorias de cálculo, especificaciones, planos, cómputos, presupuestos y plazos, para construir una determinada estructura de hormigón. 1.3.1.2. Antecedentes estudio de suelos. Memoria descriptiva con las características mecánicas del suelo de fundación y la justificación del tipo y dimensiones de las fundaciones adoptadas. análisis químicos de los suelos, aguas y otros materiales de contacto, con la correspondiente interpretación de resultados, para demostrar la ausencia de agresividad o en caso contrario la naturaleza y grado de la acción agresiva. análisis de las construcciones linderas. materiales disponibles en la zona para la construcción de las estructuras de hormigón. análisis de la variación de la napa freática, si corresponde. análisis de las condiciones de exposición de la estructura a la acción de medio ambiente circundante y a los efectos climáticos.


Cap. 1 -9

análisis de los accesos a la obra.

1.3.1.3. Materiales clases de hormigones para construir la estructura o sectores de ella. tipos de hormigones de propiedades especiales, si corresponde. características y propiedades de los aceros para hormigón armado. en caso de emplearse hormigón pretensado, características y propiedades de los aceros a usar. control de aptitud de los materiales cuando ello no esté explícitamente establecido en el texto de este Reglamento o en una norma IRAM de aplicación según este Reglamento. Se debe detallar el mecanismo de control que se adoptará para cumplir con lo especificado en el presente Reglamento. 1.3.1.4. Memorias de cálculo Su contenido y presentación deben ser tales que los cálculos puedan ser reproducidos por terceros, y se debe incluir como mínimo lo siguiente: reglamentos utilizados. calidad de los materiales a emplear para la ejecución de las estructuras, incluyendo el tipo y/o designación de cada producto adoptado indicando a que artículo de este Reglamento o norma IRAM responde. hipótesis de cargas y estados de combinación de las mismas, y los coeficientes de seguridad que se tuvieron en cuenta en cada caso. modelo estructural adoptado. resolución estática del modelo estructural. cálculo completo que justifique las dimensiones adoptadas, las secciones de hormigón y de armaduras, indicando el análisis efectuado, si es estático o dinámico, lineal o no lineal. verificación de los estados límite último y límite de servicio. en caso que para el dimensionamiento se empleen fórmulas inusuales, se debe indicar la fuente de la cual se obtuvo si ésta es de fácil acceso. En caso contrario se debe consignar en la memoria las correspondientes deducciones con la cantidad de detalles suficientes que permitan su verificación.


Cap. 1 -10

cuando el cálculo se efectúe asistido por computadora, se debe adjuntar en unidades completas y ordenadas las diferentes etapas resueltas con programas distintos. El listado de datos debe contener tanto los datos introducidos por el Diseñador o Proyectista Estructural como los generados por el programa. La documentación entregada debe contener indicaciones precisas sobre la nomenclatura, unidades y criterios de signos de las magnitudes, utilizados en la resolución. De cada programa empleado se debe indicar su identificación, su objeto y su campo de aplicación. 1.3.1.5. Especificaciones Técnicas Especificaciones Técnicas Generales, donde consten las referencias a los Reglamentos y Normas utilizados en el Proyecto Estructural. Especificaciones Técnicas Particulares, donde consten los aspectos particulares que se deben tener en cuenta para la construcción de la estructura de hormigón. Por ejemplo: excavaciones, depresión y mantenimiento de la napa freática si corresponde, submuraciones, apuntalamientos especiales, tolerancias no contempladas en las Especificaciones Técnicas Generales, impermeabilizaciones y sellados. especificación de hormigones de propiedades especiales. en caso de emplearse hormigón pretensado, especificaciones para el tesado de los distintos elementos estructurales y para la inyección de las vainas. 1.3.1.6. Planos y Planillas planos con las medidas de los distintos elementos estructurales que constituyen la estructura de hormigón y de sus armaduras. en caso de emplearse hormigón pretensado, planos con la ubicación, en cada elemento estructural, de las armaduras para su pretensado, fijando la resistencia mínima que debe tener el hormigón del elemento estructural en el momento del tesado. planos generales de arquitectura que corresponden a la estructura de hormigón a construir. planos de instalaciones complementarias, usados para el Proyecto Estructural. 1.3.1.7. Listado de Especialistas Se debe incluir un listado de los Especialistas que hayan intervenido en el Proyecto Estructural, con la indicación del rubro correspondiente a su intervención y su firma en prueba de conformidad. 1.3.1.8. Cómputos, Presupuestos y Plazos cómputos completos de la estructura de hormigón, discriminados por rubros, niveles y materiales.


Cap. 1 -11

presupuestos por rubros, discriminando la incidencia de los distintos materiales y de la mano de obra. plan de trabajo con detalle de plazos por etapas parciales y total, indicando la secuencia de la construcción de la estructura de hormigón. 1.3.1.9. Confección de la Documentación Técnica Inicial El Diseñador o Proyectista Estructural puede confeccionar y certificar la Documentación Técnica Inicial, la cual debe posteriormente ser convalidada por el Director de Obra y aceptada por el Representante Técnico de la Contratista Principal. 1.3.1.10. Autenticidad de la Documentación Inicial de Obra La firma del Director de Obra y la Conformidad del Comitente confiere autenticidad a cualquier legajo de la Documentación Técnica Inicial. 1.3.1.11. Destino de la Documentación Técnica Inicial Como mínimo se exigirán tres (3) ejemplares auténticos de la Documentación Técnica Inicial, que tendrán como destino: La Autoridad Fiscalizadora, a la que le será elevada dentro del plazo de anticipación establecido al comienzo de la obra y a los fines que dicha autoridad disponga. La Obra, donde se deberá encontrar permanentemente un ejemplar, a disposición de los profesionales que intervengan en ella y de la Autoridad Fiscalizadora. El Director de Obra, quien en su archivo debe contar en forma permanente con un ejemplar auténtico completo. 1.3.2. Documentación Técnica de Obra 1.3.2.1. Planos y Planillas planos de replanteo de fundaciones, pilotes, muros y de encofrados. En los mismos deben constar notas que permitan interpretar cada plano, el tipo y/o designación de cada producto adoptado indicando a que artículo de este Reglamento o norma IRAM responde, tolerancias, identificación de la simbología utilizada, niveles, cortes de detalles, referencia a otros planos, versión y modificaciones efectuadas al plano. planos de armaduras de elementos estructurales tales como pórticos, vigas continuas, rampas y elementos estructurales especiales que lo requieran. En los mismos deben constar notas que permitan interpretar cada plano, el tipo y/o designación de cada producto adoptado indicando a que artículo de este Reglamento o norma IRAM responde, recubrimientos mínimos, tolerancias, longitudes de empalme y de anclaje. planos de detalle para la ubicación de las armaduras de pretensado en caso de emplearse hormigón pretensado.


Cap. 1 -12

planillas de armaduras para cada elemento estructural, las cuales deben contener como mínimo: identificación del elemento estructural, diámetro, largos parciales, largos totales, número de posición e identificación de cada una de las barras, alambres y/o mallas soldadas, que lo integran. planos de insertos y anclajes, en donde consten tipos, dimensiones, posición en planta y corte para su ubicación y referencia a los planos de detalle correspondiente. planos generales de arquitectura que corresponden a la estructura de hormigón a construir. planos de instalaciones complementarias, usados para el Proyecto Estructural. 1.3.2.2. Libros para pedidos o instrucciones escritas Libro de notas de pedido. A utilizar por la Contratista Principal para su comunicación con la Dirección de la Obra. Libro de Órdenes de servicio. A utilizar por la Dirección de la Obra para su comunicación con la Contratista Principal. Ambos libros serán numerados y por triplicado, y cada copia tendrá como destino: La Dirección de la Obra. La Contratista Principal. Archivo de la Obra. 1.3.2.3. Registros Durante la realización de la obra se debe registrar en forma continua toda información o dato importante relacionado con su ejecución. Todos los registros deben ser conservados por el Representante Técnico de la Contratista Principal, en condiciones tales que sean fácilmente accesibles al Director de Obra. Como mínimo se deben llevar registros en donde conste la siguiente información: datos diarios de las condiciones climáticas. Temperatura y humedad ambiente y en casos especiales velocidad del viento. temperatura del hormigón fresco cada vez que se determine su asentamiento o se moldeen probetas de control. Cuando la temperatura del aire esté por debajo de 5 º C o por encima de 30 º C, se debe registrar la temperatura del hormigón fresco en el momento de su colocación. precauciones adoptadas en obra cuando se coloque hormigón con el aire a una temperatura igual o menor de 10 º C o igual o mayor de 25 º C. cuando el hormigón se elabore en obra, composición del o los hormigones utilizados, con la indicación de la modalidad adoptada para medir los materiales componentes y los resultados de los ensayos de control de producción.


Cap. 1 -13

si se opta por hormigón elaborado, se deben archivar los remitos de entrega, registrando el nombre del proveedor, los números de las boletas de remito, el sitio en donde se colocó cada pastón y los resultados de los ensayos de control de recepción. detalles de la obtención de muestras, con indicación del elemento o elementos estructurales hormigonados al cual representan. resultados de todas las propiedades medidas del hormigón fresco, fechas y edades de ensayos de las probetas moldeadas durante el hormigonado y los correspondientes resultados de resistencias. tipos de aceros de armaduras para hormigón armado y para hormigón pretensado, con la ubicación en la estructura de acuerdo con la Documentación de Obra. resultados de los ensayos de control de calidad de los aceros de armaduras para hormigón armado y para hormigón pretensado, en caso de haberse realizado. certificados que acrediten que los aceros empleados poseen el Sello IRAM-INTI de Conformidad con Norma. en caso de emplearse hormigón pretensado, memoria en donde conste las operaciones de tesado e inyección de vainas. Resultados obtenidos para el control de calidad de la pasta de inyección. 1.3.2.4. Empleo de la información acumulada en los registros La información acumulada en los diferentes registros debe ser permanentemente analizada por el Representante Técnico de la Contratista Principal. Previo conocimiento y aprobación por parte del Director de Obra, el Representante Técnico de la Contratista Principal tiene la responsabilidad de aplicar los resultados de los ensayos y la experiencia acumulada en la construcción de las estructuras que aún faltan realizar, con vistas a mejorar la calidad de las estructuras o a mantener el nivel de calidad aceptable que hubiese alcanzado. 1.3.2.5. Mantenimiento y disponibilidad de los registros Todos los registros se deben mantener en obra durante el proceso constructivo de las estructuras, y deben ser entregados de inmediato si son solicitados por el Director de Obra o por sus representantes. 1.3.2.6. Confección de la Documentación Técnica de Obra La confección de la Documentación Técnica de Obra debe estar a cargo del Diseñador o Proyectista Estructural, y debe ser convalidada por el Director de Obra y aceptada por el Representante Técnico de la Contratista Principal.


Cap. 1 -14

1.3.2.7. Oportunidad de la confección de la Documentación Técnica de Obra La Documentación Técnica de Obra puede ser confeccionada acompañando el progreso de la obra. En el Plan de Trabajo para la ejecución de la estructura de hormigón constarán las fechas límites en las cuales se debe disponer de tal documentación en obra. 1.3.2.8. Conocimiento de la Dirección de Obra La Documentación Técnica de Obra no podrá ser utilizada sin el conocimiento y la convalidación en prueba de conformidad por parte de la Dirección de Obra. 1.3.2.9. Trabajos realizados sin Documentación Técnica de Obra Todo sector de la estructura de hormigón o elemento estructural construido sin el conocimiento del Diseñador o Proyectista Estructural, o con el conocimiento de él pero sin ser convalidada por el Director de Obra, o simplemente sin la Documentación Técnica de Obra, no debe ser incluido en la Documentación Técnica Final, sin ser sometido previamente al tratamiento especificado en el artículo 1.3.6.3. para las estructuras de hormigón existentes carentes de Documentación Técnica Final. 1.3.3. Comienzo de la Obra Estructural El comienzo de la Obra Estructural queda autorizado por el cumplimiento de las siguientes condiciones: la existencia en el obrador de un legajo auténtico de la Documentación Técnica Inicial. la designación del Representante Técnico de la Contratista Principal en los legajos auténticos de la Documentación Técnica Inicial y su firma en prueba de conformidad y de conocimiento del Proyecto Estructural. la existencia en obra de la Documentación Técnica de Obra, correspondiente a los trabajos de ejecución inmediata. el cumplimiento de cualquier otra exigencia impuesta por la Autoridad Fiscalizadora. 1.3.4. Paralización de los trabajos La falta de cumplimiento de lo establecido en el artículo 1.3.3., es suficiente motivo para que la Autoridad Fiscalizadora disponga la paralización parcial o total de los trabajos en obra. 1.3.5. Documentación Técnica Final o Conforme a Obra 1.3.5.1. Objetivo El objetivo fundamental de la Documentación Técnica Final del Proyecto Estructural es la de constituir un antecedente cierto para que el propietario, si es necesario, pueda proyectar modificaciones, ampliaciones o refuerzos y para analizar las condiciones de


Cap. 1 -15

seguridad ante cualquier cambio de destino de uso que pueda alterar las hipótesis de cargas del Proyecto Estructural original. 1.3.5.2. Confección de la Documentación Técnica Final o Conforme a Obra La Documentación Técnica Final o Conforme a Obra debe ser confeccionada y certificada por quien ejerció la Dirección de la Obra, quien puede incluir a uno o varios Especialistas en los rubros en que a su juicio se justifique tal intervención, en cuyo caso su responsabilidad en la certificación es compartida con la de los Especialistas intervinientes. 1.3.5.3. Composición de la Documentación Técnica Final o Conforme a Obra La Documentación Técnica Final o Conforme a Obra debe contener como mínimo la información completa y actualizada conforme a obra, sobre los mismos puntos especificados en la Documentación Técnica Inicial y la Documentación Técnica de Obra. En el caso que los servicios de control de producción o de aceptación hayan sido subcontratados, se deben agregar las constancias correspondientes. Es facultativo de la Dirección de Obra incluir información adicional a la exigida en el artículo 1.3.5.3. precedente, que pueda en cualquier medida y a su juicio contribuir al mejor conocimiento de la estructura construida. 1.3.5.4. Autenticidad de la Documentación Técnica Final La firma del Director de Obra y la de los Especialistas que hayan intervenido en su confección, autentican la Documentación Técnica Final o Conforme a Obra. 1.3.5.5. Destino de la Documentación Técnica Final Como mínimo se deben exigir tres (3) ejemplares auténticos de la Documentación Técnica Final o Conforme a Obra, y tendrán como destino: La Autoridad Fiscalizadora, a la que le será elevada para ser incorporada al legajo de antecedentes de la obra. El Comitente,. quien la archivará a los fines que posteriormente correspondan. El Director de Obra, quien debe guardar en su archivo y en forma permanente un ejemplar auténtico completo. 1.3.6. Documentación Técnica de Estructuras Existentes 1.3.6.1. Modificación o ampliación El proyecto de toda modificación o ampliación de estructuras de hormigón existentes debe basarse obligatoriamente en los antecedentes de la Documentación Técnica Final o Conforme a Obra, confeccionada oportunamente. 1.3.6.2. Cambio de destino de uso Desde la fecha de vigencia del presente Reglamento, la autorización de cambio del destino de uso de estructuras de hormigón, queda supeditada a que las nuevas


Cap. 1 -16

solicitaciones resulten compatibles con las dimensiones consignadas en la respectiva Documentación Técnica Final o Conforme a Obra. De no ser así, la estructura de hormigón se debe modificar o reforzar para adecuarla a las exigencias del presente Reglamento. 1.3.6.3. Estructuras de hormigón que carecen de Documentación Técnica Final o Conforme a Obra La Documentación Técnica Final o Conforme a Obra para estructuras de hormigón existentes que carecen de la misma, puede ser confeccionada y certificada por un Profesional, quién debe responder a la totalidad de la información solicitada en el artículo 1.3.5.3. Para la estructura existente se deben determinar, mediante ensayos, los siguientes parámetros: resistencia característica y las propiedades especiales que deben cumplir el o los hormigones que constituyen la estructura en estudio, por ensayo de testigos cilíndricos de hormigón endurecido obtenidos de la propia estructura en estudio, mediante uso de una máquina extractora provista de broca con corona de diamantes. tipo y características mecánicas de los aceros para armaduras, mediante ensayos realizados sobre trozos de barras, alambres y/o mallas soldadas de acero para armaduras representativos, extraídos de la estructura en estudio. ubicación y cantidad de barras, alambres y/o mallas soldadas de acero para armaduras, principales y secundarias, mediante técnicas que permitan su detección. 1.3.7. Sistema de Calidad En caso que el Comitente, el Director de Obra, el Diseñador o Proyectista Estructural y la Contratista Principal cuenten con un Sistema de Calidad certificado, debe constar copia del mismo en la Documentación Técnica Inicial. 1.4. DEFINICIONES RELATIVAS AL PROYECTO ESTRUCTURAL En el Anexo al Capítulo 1 se definen los términos de uso general en el Proyecto Estructural, mientras que en el Glosario, que se ubica al final de los Comentarios, se listan las definiciones especializadas que aparecen en los Capítulos correspondientes.


Cap. 1 -17

ANEXOS AL CAPITULO 1

DEFINICIONES RELATIVAS AL PROYECTO ESTRUCTURAL A continuación se definen los términos más utilizados en este Reglamento, y que son comunes a todos sus Capítulos. Las definiciones especializadas aparecen en los Capítulos correspondientes y en el Glosario que se anexa al final de los Comentarios al Reglamento.

A Ábaco: A los fines de este Reglamento es la zona de la losa sin vigas (o del entrepiso sin vigas), cuyo espesor se ha aumentado alrededor de la columna, del capitel de la columna, o de la ménsula, con el fin de reducir las tensiones. Puede existir o no.

Acero de pretensado: Elemento de acero de alta resistencia, como alambre, barra, o cordón, o un conjunto de los mismos, utilizado para introducir fuerzas de pretensado en el hormigón. Acero más traccionado: Armadura, pretensada o no, más alejada de la fibra comprimida extrema. Altura útil de la sección (d): Distancia medida desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada.


Anexos Cap. 1 - I

Armadura: Conjunto de barras, alambres, mallas soldadas o cables de acero, que se incorporan a la masa del hormigón con el objeto de resistir en forma conjunta con este, los esfuerzos internos calculados. Debe cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.6. Armadura conformada: Barras, alambres o mallas soldadas de acero, cuya superficie presenta salientes con el fin de mejorar su adherencia con el hormigón, que deben cumplir los requisitos especificados en los artículos 3.6.1 y 3.6.2. Armadura lisa: Barras, alambres o mallas soldadas de acero que no cumplen con la definición de armadura conformada.

C Cable: En las aplicaciones pretesadas, es el acero de pretensado. En las aplicaciones postesadas es un conjunto completo, compuesto por los anclajes, el acero de pretensado y el recubrimiento de éste, en el caso de las aplicaciones sin adherencia, y compuesto por las vainas inyectadas, en las aplicaciones adherentes. Cable adherente: Cable en el cual el acero de pretensado se adhiere al hormigón, ya sea directamente o a través de la mezcla de inyección. Cable no adherente: Cable en cual el acero de pretensado está impedido de adherirse al hormigón y se puede mover libremente en relación con él. En este caso la fuerza de pretensado es transferida, en forma permanente al hormigón, en los extremos de los cables exclusivamente por los dispositivos de anclajes. Capitel: Ensanchamiento del extremo superior de una columna o soporte, que sirve de unión entre éste y la placa. Puede existir o no. Carga: Fuerza exterior activa, concentrada, distribuida, o por unidad de volumen, como por ejemplo, carga gravitatoria, carga originada por el viento, etc. Carga de servicio: Carga a la cual puede estar solicitado un elemento estructural durante el uso para el cual ha sido previsto. Cargas gravitatorias: Son aquellas cargas producto del efecto de la fuerza de gravedad sobre las estructuras. Se incluyen las cargas permanentes, las sobrecargas y la carga de nieve. Carga mayorada: Carga que, multiplicada por los factores de mayoración apropiados, se utiliza con el objeto de dimensionar los elementos mediante el método de diseño propuesto en este Reglamento. Ver los artículos 8.1 y 9.2. Carga permanente: Carga que tiene variación pequeña (despreciable en relación a su valor medio) e infrecuente, con tiempo de aplicación prolongado. Carga de larga duración: Aquella parte de la carga de servicio que permanecerá aplicada durante un período suficiente como para producir flechas, dependientes del tiempo, significativas.


Anexos Cap. 1 - II

Columna: Elemento utilizado principalmente para resistir carga axial de compresión, con una relación entre su altura y su menor dimensión lateral mayor que 3.

D Deformación específica neta de tracción: Deformación específica de tracción cuando la solicitación alcanza la resistencia nominal, excluidas las deformaciones específicas debidas al pretensado efectivo, la fluencia lenta, la contracción y la temperatura. Deformación específica límite para secciones controladas por compresión: Deformación específica neta de tracción bajo condiciones de deformación específica balanceada. Ver el artículo 10.3.3. Diseño: A los fines de este Reglamento se ha utilizado la palabra “diseño” como sinónimo de “proyecto”. El diseño incluye el planteo estructural, el dimensionamiento y los detalles de armado de las secciones y de los elementos estructurales. Dispositivo de anclaje: Dispositivo utilizado en postesado para transferir la fuerza de postesado desde el acero de pretensado al hormigón. Dispositivo básico de anclaje monocordón: Dispositivo de anclaje utilizado con cualquier cordón individual o barra individual de ds ≤ 16 mm, que satisfaga tanto los requisitos del artículo 18.21.1., como los exigidos para los dispositivos de anclaje en el documento “Specification for Unbonded Single Strand Tendons” del Post-Tensioning Institute, o en otros documentos internacionales de reconocido prestigio, hasta tanto el CIRSOC redacte el documento específico. Dispositivo básico de anclaje para varios cables: Dispositivo de anclaje utilizado con varios cordones, barras o alambres, o con barras de ds > 16 mm, que satisfaga tanto los requisitos del artículo 18.21.1., como los exigidos, con respecto a los esfuerzos de aplastamiento y a la rigidez mínima de placa, en el documento AASHTO Bridge Specifications, División I, artículos 9.21.7.2.2. al 9.21.7.2.4. o en otros documentos internacionales de reconocido prestigio, hasta tanto el CIRSOC redacte el documento específico. Dispositivo especial de anclaje: Dispositivo de anclaje que satisface los requerimientos establecidos en el artículo 18.15.1. y los ensayos normalizados de aceptación del documento AASHTO “Standard Specifications for Highway Bridges”, División II, artículo 10.3.2.3., o de otros documentos internacionales de reconocido prestigio, hasta tanto el CIRSOC redacte el documento específico.

E Elementos compuestos de hormigón solicitados a flexión: Elementos prefabricados de hormigón y/o elementos hormigonados en obra, solicitados a flexión, fabricados en etapas separadas pero interconectados de tal manera que todos los elementos respondan a las cargas como una unidad.


Anexos Cap. 1 - III

Estribo de columna o cerrado: Barra, alambre o malla soldada que abraza la armadura longitudinal de un elemento comprimido. Incluye a las barras o alambres continuos doblados en forma de círculo, rectángulo u otra forma poligonal sin esquinas entrantes. Estribo, estribo de viga ó estribo para corte: Armadura empleada para resistir esfuerzos de corte y de torsión en un elemento estructural. Por lo general se trata de barras, alambres o mallas de acero soldadas de alambres lisos o conformados, rectos o doblados en forma de L, de U o rectangular, ubicados perpendicularmente o en ángulo, con respecto a la armadura longitudinal. (El término estribo se aplica normalmente a la armadura transversal de elementos solicitados a flexión y el término estribo de columna o cerrado, a los que están en elementos solicitados preponderantemente a compresión). Ver también Estribo de columna.

F Fricción por curvatura: La fricción que resulta de la curvatura del trazado especificado de los cables de pretensado. Fricción por desviación involuntaria: En hormigón pretensado, la fricción provocada por una desviación no intencional de la vaina de pretensado, respecto del trazado previsto. Fuerza del gato: En hormigón pretensado, la fuerza temporal ejercida por el dispositivo que introduce la tensión en el acero de pretensado.

H Hormigón: Es una mezcla homogénea compuesta por una pasta de cemento y agua, con agregados gruesos y finos, que en estado fresco tiene cohesión y trabajabilidad y que luego, por el fraguado y el endurecimiento de la pasta cementicia, adquiere resistencia. Además de estos componentes básicos, también puede contener aditivos químicos y/o adiciones minerales pulverulentas. Hormigón armado: Hormigón estructural con armadura de acero sin tensión previa, o con aceros de pretensado, en mayor cantidad que la mínima especificada en el Reglamento. Hormigón estructural: Todo hormigón utilizado con propósitos estructurales, incluyendo al hormigón simple y al hormigón armado (Se debe notar que de acuerdo a la definición anterior el hormigón armado incluye al hormigón pretensado). Hormigón prefabricado o premoldeado: Hormigón estructural colado en un lugar diferente al de su ubicación final en la estructura. Hormigón pretensado: Hormigón estructural al que se le aplican esfuerzos internos a fin de reducir las potenciales tensiones de tracción en el hormigón, causadas por las cargas. Hormigón simple: Hormigón estructural sin armadura o con menos armadura que la mínima especificada para el hormigón armado.


Anexos Cap. 1 - IV

J Junta de dilatación: Separación entre partes adyacentes de una estructura de hormigón, usualmente en un plano vertical y en una ubicación determinada de la estructura, de modo tal de interferir lo menos posible con el comportamiento de la estructura y al mismo tiempo permitir movimientos relativos en tres direcciones y evitar la formación de fisuras en otro lugar del hormigón. A través de este tipo de junta se puede interrumpir toda o parte de la armadura. Junta de contracción: Muesca moldeada, aserrada o cincelada en una estructura de hormigón, para crear un plano de debilidad y regular la ubicación de la fisuración resultante de los cambios dimensionales de diferentes partes de la estructura.

L Longitud de anclaje: Longitud de la armadura embebida en el hormigón que se requiere para poder desarrollar la resistencia de diseño de dicha armadura en una sección crítica. Ver artículo 9.3.3. Longitud embebida: Longitud de la armadura embebida en el hormigón que se extiende más allá de una sección crítica.

M Módulo de elasticidad: Relación entre la tensión normal y la deformación específica correspondiente, para esfuerzos de tracción o compresión, por debajo del límite de proporcionalidad del material. Ver el artículo 8.5.

P Pedestal o fuste: Elemento vertical comprimido, que tiene una relación menor o igual que 3, entre la altura sin apoyo y el promedio de la menor dimensión lateral. Pórtico: Estructura en la cual los elementos y los nudos resisten las fuerzas exteriores mediante flexión, corte y esfuerzo axial. Para pórticos sismorresistentes ver el Reglamento INPRES-CIRSOC 103 Parte II (2000). Postesado: Método de pretensado en el cual los aceros de pretensado se tesan después que el hormigón ha endurecido. Pretesado: Método de pretensado en el cual los aceros de pretensado se tesan antes de la colocación del hormigón.


Anexos Cap. 1 - V

Pretensado efectivo: Tensión que persiste en los aceros de pretensado después de que han ocurrido todas las pérdidas, excluyendo las debidas a los efectos de cargas permanentes y sobrecargas. Puntales: Elementos de soporte verticales o inclinados, dimensionados para soportar el peso de los encofrados, el hormigón y las cargas de construcción. Puntales de reapuntalamiento: Puntales colocados ajustadamente bajo una losa de hormigón u otro elemento estructural después que los encofrados y puntales originales han sido retirados de un área determinada, de tal manera que la nueva losa o elemento estructural se deforme y soporte por sí mismo su propio peso y las cargas de construcción existentes antes de la instalación de estos puntales de reapuntalamiento.

R Recubrimiento del acero de pretensado: Material que recubre al acero de pretensado para impedir su adherencia con el hormigón circundante, con el fin de contener al recubrimiento inhibidor de la corrosión y proporcionar protección contra ella. En general, se trata de una envoltura de polietileno de alta densidad, continua, sin costura, aplicada por extrucción, directamente sobre el acero de pretensado recubierto del producto inhibidor de la corrosión. Resistencia a la tracción por compresión diametral del hormigón (fct): Tensión que se obtiene al ensayar una probeta cilíndrica por compresión en un plano diametral, aplicando una carga hasta la rotura sobre toda la longitud de una generatriz. Se obtiene al ensayar una probeta de acuerdo con la Norma IRAM 1 658. Resistencia de diseño: Resistencia nominal multiplicada por un factor de reducción de resistencia ø. Ver el artículo 9.3.1. Resistencia especificada a la compresión del hormigón (fc’):. Resistencia a la compresión del hormigón utilizada en el cálculo y evaluada de acuerdo con las consideraciones del Capítulo 5, (en MPa para todas las expresiones de este Reglamento). Cuando la cantidad fc’ se encuentra bajo un signo radical, se quiere indicar sólo la raíz cuadrada del valor numérico, por lo que el resultado debe expresarse en megapascales (MPa). Resistencia nominal: Resistencia de un elemento o de una sección transversal calculada con las disposiciones e hipótesis del método de diseño establecido en este reglamento, antes de aplicar cualquier factor de reducción de resistencia. Ver el artículo 9.3.1. Resistencia requerida: Resistencia que necesita un elemento o una sección transversal, para resistir las cargas mayoradas o los momentos y fuerzas internas correspondientes combinados entre sí, según lo establecido en este Reglamento. Ver los artículos 9.1.1 y 9.2.


Anexos Cap. 1 - VI

S Sección controlada por compresión: Sección transversal en la cual, para la determinación de la resistencia nominal, la deformación específica neta de tracción es menor o igual que el valor límite de la deformación específica controlada por compresión. (ver definición de deformación específica límite para secciones controladas por compresión). Sobrecarga de larga duración: Aquella parte de la sobrecarga de servicio que permanecerá aplicada durante un período suficiente como para provocar deformaciones por flexión, dependientes del tiempo, significativas. Sobrecarga útil (gravitatoria): Sobrecarga especificada (sin factores de carga), consecuencia de la acción de la gravedad, debida a la ocupación y al uso (sobrecarga) de una estructura.

T Tabique: Elemento estructural de hormigón, generalmente vertical, que verifica las especificaciones del Capítulo 14 o del artículo 22.6. Tensión: Es el cociente entre la carga alcanzada en un momento determinado y el área de la sección transversal inicial de la probeta. Fuerza por unidad de área. Tensión de fluencia: Tensión correspondiente al límite de fluencia del acero de la armadura. La tensión de fluencia se debe determinar mediante un ensayo a tracción, de acuerdo con las especificaciones aplicables del artículo 3.6. Transferencia: Acción de transferir la tensión del acero de pretensado, desde los gatos o desde los bancos de tesado, a un elemento de hormigón.

V Vaina para postesado: Conducto liso o corrugado que contiene al acero de pretensado en una construcción postesada. Los requisitos para las vainas de postesado se especifican en el artículo 18.17.

Z Zona de anclaje: En elementos pretensados, el tramo del elemento estructural a través del cual se transfiere al hormigón la fuerza de pretensado concentrada y se distribuye de manera más uniforme en toda la sección. Su extensión es igual a la longitud de la mayor dimensión transversal. En los dispositivos de anclaje intermedios, la zona de anclaje incluye la zona perturbada delante y detrás del dispositivo de anclaje. Zuncho: A los fines de este Reglamento se lo define como la armadura transversal continua en forma de hélice cilíndrica.


Anexos Cap. 1 - VII


Anexos Cap. 1 - VIII

PARTE 2 - ESPECIFICACIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES Y HORMIGONES CAPITULO 2. ESPECIFICACIONES POR RESISTENCIA Y DURABILIDAD

2.0. SIMBOLOGÍA a/c

razón agua/cemento, en masa.

(a/c+x) razón agua/ material cementicio [a/(c+x)], que tenga en cuenta la suma del cemento (c) y la cantidad y eficiencia de la adición (x), en masa. fć

resistencia especificada, en MPa.

fć mín

resistencia mínima a especificar por durabilidad, en MPa.

k

coeficiente de permeabilidad del suelo, en m/seg.

2.1. REQUISITOS GENERALES 2.1.1. Este Reglamento es válido para hormigones cuya masa por unidad de volumen se encuentre entre 2.000 kg/m3 y 2.800 kg/m3. 2.1.2. Los hormigones a utilizar en los proyectos deben cumplir con: los requisitos de durabilidad establecidos en el artículo 2.2. los requisitos de resistencia establecidos en el artículo 2.3. los requisitos especiales establecidos en el artículo 2.4.

2.2. REQUISITOS POR DURABILIDAD 2.2.1. Requisitos generales 2.2.1.1. Se entiende por acciones del medio ambiente a aquellas de naturaleza química, física y/o físico-química que pueden provocar la degradación de la estructura por efectos diferentes a los de las cargas consideradas en el cálculo estructural. Según sea la magnitud de dicha degradación y la velocidad con que se produce, la estructura puede perder, parcial o totalmente, la aptitud para cumplir la función para la cual fue construida.


Cap. 2 - 19

2.2.1.2. El diseño de las estructuras y la especificación del hormigón de la estructura y sus materiales componentes deben tener en cuenta las acciones del medio ambiente, los procesos de degradación de los materiales a utilizar en la estructura y la vida útil en servicio requerida por el comitente. 2.2.1.3. Este Reglamento contiene exigencias para lograr una vida útil en servicio de 50 años. 2.2.1.4. Cuando se proyecte una estructura para una vida útil en servicio mayor de 50 años, en los Documentos del Proyecto se especificarán las exigencias adicionales necesarias para lograrla. En este caso, las exigencias serán más severas que las establecidas en este Reglamento. 2.2.1.5. Cuando se proyecten estructuras transitorias o estructuras definitivas, para una vida útil en servicio menor de 50 años, se podrán utilizar requisitos menos severos que los especificados en este Reglamento. En estos casos, la vida útil de diseño y las exigencias adoptadas deben constar en los Documentos del Proyecto. 2.2.1.6. A los efectos cumplimentar lo establecido en los artículos 2.2.1.4 y 2.2.1.5 se deberán utilizar modelos de predicción debidamente justificados para determinar la vida útil en servicio de la estructura sometida a las condiciones de exposición previstas en el Proyecto. 2.2.2. Requisitos de Proyecto 2.2.2.1. El Proyecto debe establecer una estrategia de diseño y de mantenimiento que garantice, al finalizar su vida útil en servicio, que la estructura posea la seguridad, la aptitud en servicio y las condiciones estéticas exigida por este Reglamento y por el comitente. Dicha estrategia debe estar claramente explicitada en los Documentos del Proyecto. 2.2.2.2. Antes de comenzar el proyecto de la estructura, se debe identificar el tipo de medio ambiente que define la agresividad a la que va a estar sometido cada conjunto de elementos estructurales. 2.2.2.3. Los Documentos del Proyecto deben indicar: el tipo de ambiente al que estará expuesto cada conjunto de elementos que componen la estructura, según lo indicado en el artículo 2.2.4. la vida útil de diseño y la estrategia de diseño y mantenimiento indicadas en los artículos 2.2.2.1. y 2.2.1.2. la definición del tipo de hormigón a emplear en los distintos elementos estructurales, con la siguiente información: Clase de resistencia del hormigón y Tipo de protección (por ejemplo H-25 / A2). La clase de hormigón especificada debe respetar los mínimos establecidos para el tipo de protección correspondiente al elemento, según se especifica en la Tabla 2.5.


Cap.2 - 20

2.2.2.4. A los fines establecidos en el artículo 2.2.2.1 se deben cumplir los siguientes requisitos: máxima razón agua/cemento según lo establecido en la Tabla 2.5. mínima resistencia especificada según lo establecido en la Tabla 2.5. contenido mínimo de aire intencionalmente incorporado, cuando corresponda, según lo establecido en el artículo 5.1.2. resistencia frente al ataque por sulfatos, cuando corresponda, según lo establecido en el artículo 2.2.5 y las Tablas 2.3. y 2.4. y los artículos 2.2.4 a 2.2.6 inclusive. resistencia frente al ataque por agua de mar, cuando corresponda, según lo establecido en el artículo 2.2.5 y las Tablas 2.3. y 2.6. y los artículos 2.2.4 a 2.2.7 inclusive. inhibición de la reacción álcali - sílice, cuando corresponda, según lo establecido en el artículo 2.2.9. penetración mínima de agua según el artículo 2.2.11, cuando corresponda. Además de las exigencias anteriores, para lograr la vida en servicio establecida en este Reglamento se deben cumplir las siguientes condiciones: respetar los recubrimientos mínimos de armaduras que se establecen en el artículo 7.7. asegurar el control de deformaciones indicado en el artículo 9.5, para evitar que el ancho máximo de fisuras alcance valores críticos que afecten la durabilidad de las armaduras. utilizar diseños geométricos que impidan la permanencia de agua sobre los elementos estructurales no sumergidos o enterrados. evitar los diseños geométricos con aristas vivas en los elementos estructurales que estarán sometidos a acciones de congelamiento y deshielo o agresiones químicas moderada o fuertemente agresivas. 2.2.3. Requisitos de ejecución Complementando las indicaciones establecidas en el artículo 2.2.2, durante la construcción de la estructura se debe cumplir con las siguientes condiciones para asegurar la vida en servicio de la estructura: seleccionar los materiales según lo establecido en el Capítulo 3. puesta en obra del hormigón adecuada, según lo establecido en los artículos 5.6 y 5.7. protección y curado del hormigón adecuado, según lo establecido en el artículo 5.10.


Cap. 2 - 21

2.2.4. Clasificación del medio ambiente 2.2.4.1. En las Tablas 2.1, 2.3 y 2.4, se clasifican los tipos de ambientes o tipos de exposición para los cuales es posible especificar medidas preventivas de protección. 2.2.4.2. Se deben realizar estudios especiales para evaluar la agresividad y las medidas protectoras a incluir en el Proyecto cuando las acciones del medio ambiente excedan el marco de las indicadas en las Tablas mencionadas en el artículo anterior. Esto es de aplicación para los casos no incluidos en las Tablas 2.1 y 2.2 y sus complementarias, Tablas 2.3 y 2.4, y para aquellos que si bien están incluidos, su complejidad no permite establecer en este Reglamento las correspondientes medidas preventivas de protección. 2.2.4.3. Cuando una estructura posea elementos estructurales sometidos a diferentes ambientes, el proyectista deberá agrupar los elementos estructurales que presenten condiciones similares de exposición y adoptar las medidas de protección que correspondan a cada grupo de elementos estructurales. 2.2.4.4. En el caso de que una estructura o grupo de elementos estructurales esté expuesto a más de una de las exposiciones tipificadas en las Tablas 2.1 a 2.4, en los Documentos del Proyecto se indicarán todas esas exposiciones separadas por un signo “+”. 2.2.5. Sustancias agresivas al hormigón contenidas en aguas y suelos de contacto con las estructuras 2.2.5.1. En las Tablas 2.3 y 2.4 se clasifica el grado de ataque para el caso de aguas y suelos que contengan diferentes sustancias químicas agresivas que pueden encontrarse en contacto con las estructuras de hormigón. Dichas Tablas se deben aplicar con los siguientes criterios: a)

El grado de ataque debido a aguas agresivas se debe determinar de acuerdo con la Tabla 2.3, con las siguientes aclaraciones: La Tabla 2.3 es válida para climas moderados, con temperaturas medias anuales iguales o menores que 25oC y aguas estacionarias o que se mueven lentamente (velocidad igual o menor que 0,8 m/seg). Si el agua contiene una única sustancia agresiva, ella determina el grado de ataque. Si el agua contiene dos (2) o más sustancias agresivas, el grado de ataque será determinado para la concentración más severa de los agentes agresivos presentes. Si todas las concentraciones corresponden a un mismo grado de ataque, con valores mayores al 0,75 del límite superior, o al 0,25 del límite inferior para la acidez (pH), se debe tomar el grado de agresión inmediato superior. En estos casos se debe realizar un estudio especial.


Cap.2 - 22

b) El grado de ataque del suelo de contacto se debe determinar de acuerdo con la Tabla 2.4, con las siguientes aclaraciones: La Tabla 2.4 es válida para estructuras en contacto con suelos saturados de agua en forma frecuente o permanente. 5

Cuando los suelos sean de baja permeabilidad, K menor de 10- m/seg, el grado de ataque se puede reducir al grado inmediato anterior. c)

El grado de ataque a tener en cuenta en el proyecto, es el máximo nivel que resulte de los puntos precedentes a) y b).

2.2.5.2. Cuando el medio ambiente sea agresivo por su contenido de sulfatos, el hormigón debe cumplir con los requisitos de la Tabla 2.5, y además, ser elaborado con el tipo de cemento que se establece a continuación: a)

Grado de ataque moderado: Cemento moderadamente resistente a los sulfatos (MRS-IRAM 50 001-00-Tabla 4). También se puede utilizar un cemento portland normal (CPN) más una adición mineral activa, que ensayados según IRAM 1635-92, presente una expansión que no supere el 0,10% a los 6 meses de edad.

b)

Grado de ataque fuerte: Cemento altamente resistente a los sulfatos (ARS-IRAM 50 001-00-Tabla 3). También se puede utilizar un cemento portland normal más una adición mineral activa, que ensayados según IRAM 1635-92, presente una expansión que no supere el 0,05% a los 6 meses, ni el 0,10% al año de edad.

c)

Grado de ataque muy fuerte: Cemento con adiciones altamente resistente a los sulfatos (ARS-IRAM 50 001-Tabla 3) o un cemento sin adiciones altamente resistente a los sulfatos (ARS-IRAM 50 001-00-Tabla 3) usado conjuntamente con una adición mineral activa, siempre que el conjunto, ensayado según IRAM 1635-92, presente una expansión igual o menor que 0,050% a los 6 meses, e igual o menor que 0,100% a la edad de un (1) año. Puede prescindirse del uso de la adición mineral activa cuando se utilice una protección exterior, capaz de resistir la agresión. En todos los casos, el contenido de cemento debe ser igual o mayor que 350 kg/m3.

2.2.6. Contenido máximo de sulfatos en los agregados componentes del hormigón Los contenidos máximos de sulfatos solubles admitidos en los agregados componentes del hormigón deben ser tales que cumplan, tanto para el hormigón fresco como para el endurecido, con lo establecido en la Tablas 3.4. y 3.6. 2.2.7. Contenidos máximos de cloruros en el hormigón Los contenidos máximos de cloruros solubles en el hormigón endurecido, aportados por todos los materiales componentes, incluyendo los aditivos y eventualmente adiciones minerales, deben ser iguales o menores que los límites fijados en la Tabla 2.6. Asimismo, el hormigón debe cumplir con los requisitos que se establecen en la Tabla 2.5.


Cap. 2 - 23

El contenido de cloruros en el hormigón endurecido se debe determinar a edades entre 28 y 45 días, utilizando el método de la norma IRAM 1 857. En los estudios preliminares de los materiales se puede estimar el contenido total de cloruros que tendrá el hormigón endurecido, como sumatoria del aporte de sus materiales componentes en el hormigón fresco. Si los valores estimados son menores que los límites indicados en la Tabla 2.6., se puede considerar que el contenido de cloruros del hormigón endurecido, incorporados por los materiales constituyentes, será menor que el exigido por este Reglamento. 2.2.8. Hormigón expuesto a temperaturas de congelación y deshielo El hormigón de las estructuras que estarán sometidas a las exposiciones identificadas como C1 o C2 de la Tabla 2.2, debe contener el volumen de aire intencionalmente incorporado en su masa especificado en el artículo 5.1.2. 2.2.9. Reacción álcali - sílice 2.2.9.1. Las estructuras de hormigón que durante algún período de su vida en servicio pudieran estar, en forma permanente o periódica, en contacto con agua, suelos húmedos o atmósferas con humedad relativa superior al 80 %, deben ser construidas con un conjunto de materiales componentes (cemento, agregados, aditivos, adiciones minerales y agua) para los cuales esté comprobado que no se producen expansiones y/o deterioros como consecuencia de la reacción álcali – sílice (en adelante RAS). 2.2.9.2. Cuando se disponga de información de obras en servicio que no tengan evidencias de expansiones y/o otros daños asociados a la RAS y reúnan todas las condiciones siguientes: estén construidas con un conjunto de materiales (agregados, cemento, adiciones minerales y aditivos) similares a los que se intenta utilizar en el proyecto en estudio sean de igual tipología estructural, estén emplazadas en la misma zona, las condiciones de exposición sean similares y tengan más de quince años en servicio, El Reglamento permite considerar que el conjunto de materiales propuesto no produce RAS y cumple la condición exigida en el artículo 2.2.9.1. Los resultados de estas evaluaciones son definitorios acerca de la existencia de RAS en la estructura observada y de su potencial de ocurrencia en las que se van a construir con las condiciones antes mencionadas. Estas conclusiones son válidas con prescindencia de los resultados que se obtengan en los ensayos de laboratorio según los artículos 2.2.9.5 a 2.2.9.7 inclusive (ver diagrama de flujo de la Figura 2.2.9.).


Cap.2 - 24

En la zona existen estructuras similares, construidas con materiales equivalentes y con más de 15 años en servicio (ver 2.2.9.2.)

NO

SI SI La estructura está deteriorada y la reacción álcali-sílice (R.A.S.) es uno de sus causales (ver 2.2.9.3.)

NO La estructura a construir estará en un medio ambiente más riguroso que la estructura en servicio observada

SI

NO

Usar sin requerimientos especiales

NO

La identificación petrográfica del agregado IRAM 1 649 (ver 2.2.9.5), indica RAS potencial. SI

NO

Los ensayos de barras de mortero, según IRAM 1 674, (ver 2.2.9.6.) indica RAS potencial

NO

SI

Opcional

SI

El ensayo de prismas de hormigón según IRAM 1 700 (ver 2.2.9.7.) confirma que los agregados son reactivos

Cambiar total o parcialmente el agregado (2.2.9.8.a)

Usar cemento pórtland RRAA IRAM 50 001-00Tabla 6 (2.2.9.8.b)

Usar cemento pórtland con o sin adiciones minerales, efectivas para evitar la RAS (2.2.9.8.c)

SI

Usar mezcla de cemento pórtland más adiciones minerales, efectiva para evitar la RAS (2.2.9.8.d)

Usar alguno de los requerimientos especiales

Limitar el contenido total de álcalis en el hormigón (2.2.9.8.e)

Usar adiciones inhibidoras químicas (2.2.9.8. f)

Verificar efectividad de la solución adoptada Figura 2.2.9. Reacción álcali - sílice. Diagrama de flujo Reglamento CIRSOC 201

Cap. 2 - 25

2.2.9.3. A los efectos indicados en el artículo 2.2.9.2, la evaluación de las estructuras en servicio se debe realizar de acuerdo con la Disposición CIRSOC que se redactará específicamente. 2.2.9.4. Cuando se utilicen agregados finos y/o gruesos de los cuales se carezca de antecedentes que aseguren el cumplimiento del artículo 2.2.9.1, o se tengan dudas sobre su reactividad potencial con los álcalis, dichos agregados deben ser evaluados con los siguientes métodos, en la forma que se describe en los artículos 2.2.9.5 a 2.2.9.7: análisis petrográfico según norma IRAM 1 649-68. ensayo con el método acelerado de barras de mortero según norma IRAM 1 674-97. ensayo de prismas de hormigón según norma IRAM 1 700-97. 2.2.9.5. El análisis petrográfico, según lo indicado en la norma IRAM 1 649-68, se debe realizar para identificar los componentes potencialmente reactivos presentes en el agregado fino y en el agregado grueso. El agregado fino y el agregado grueso que contenga uno cualquiera de los siguientes minerales, en cantidades mayores que las indicadas, debe ser considerado potencialmente reactivo. Los límites deben ser aplicados a cada uno de los agregados individualmente, y al conjunto de los agregados de obra. cuarzo tensionado, microfracturado o microcristalino,

5%

chert y/o calcedonia, con trazas de ópalo incluidas en su masa

3%

tridimita y/o cristobalita

1%

opalo

0,5 %

vidrio volcánico contenido en rocas volcánicas.

3%

arcillas del tipo esmectitas contenidas en la masa de basaltos

2%

Los agregados que, con acuerdo a la evaluación anterior, no resulten potencialmente reactivos pueden ser utilizados sin restricciones por RAS. 2.2.9.6. Cuando los agregados resulten potencialmente reactivos según el artículo 2.2.9.5, serán ensayados con el método acelerado de la barra de mortero según norma IRAM 1 674-97. Cada uno de los agregados fino y grueso serán ensayados por separado. Cuando se conozca el conjunto de los agregados y las proporciones con que se utilizarán en obra, el ensayo se realizará también con esa mezcla y proporciones de agregados. El Reglamento considera que un agregado fino, un agregado grueso, ó la mezcla de ambos es potencialmente reactivo cuando la expansión a los 16 días sea igual o mayor que 0,10%. 2.2.9.7. Como alternativa a lo indicado en el artículo 2.2.9.6, se puede evaluar a los agregados con el método de ensayo de prismas de hormigón, indicado en la norma IRAM 1 700-97. Se debe considerar que los agregados, o la mezcla de agregados con las


Cap.2 - 26

proporciones de obra, son potencialmente reactivos, cuando la expansión a la edad de un año sea igual o mayor que 0,04 %. Este ensayo tiene prelación sobre los indicados en los artículos 2.2.9.5. y 2.2.9.6., es definitorio en el ámbito de las evaluaciones de laboratorio y sus resultados sólo deben ser descartados en el caso establecido en el artículo 2.2.9.2. La evaluación según norma IRAM 1 700-97 se debe realizar en todos los casos donde los cronogramas de ejecución del proyecto permitan disponer de los resultados de ensayos antes del inicio de la construcción de las estructuras. 2.2.9.8. Cuando las evaluaciones según los artículos 2.2.9.5. a 2.2.9.7., indiquen que uno de los agregados, o la mezcla de ambos en las proporciones de obra, son potencialmente reactivos con los álcalis, se debe adoptar alguna de las siguientes soluciones: a) Cambiar total o parcialmente el agregado potencialmente reactivo por otro no reactivo que cumpla lo indicado en los artículos 2.2.9.5. a 2.2.9.7. b) Usar un cemento inhibidor de la reacción álcali-agregado (RRAA-IRAM 50 001-00Tabla 6). c) Usar un cemento con o sin adiciones minerales activas pulverulentas que halla demostrado ser efectivo para evitar la RAS con los agregados de obra. d) Usar una mezcla de cemento pórtland normal (CPN) más una adición mineral activa, inhibidora de la RAS. e) Limitar el contenido de álcalis total en el hormigón, aportados por el cemento y los demás componentes, a 3 kg/m3 expresados en Na2O equivalente. Esta solución no es válida si existe posibilidad de aporte externo de álcalis. f)

Adicionar inhibidores químicos al hormigón en proporciones suficientes para evitar que se produzcan expansiones y otros daños perjudiciales por RAS.

2.2.9.9. El cemento de la solución indicada en el artículo 2.2.9.8. c) debe cumplir con lo establecido en la norma IRAM 50 001-00-Tabla 6. Alternativamente, se debe considerar que el cemento es satisfactorio si cumple con el artículo 2.2.9.6. 2.2.9.10. Las adiciones minerales activas de la solución indicada en el artículo 2.2.9.8.d) deben cumplir lo establecido en el artículo 3.5. Además, el conjunto de materiales de obra, incluyendo el cemento, la adición mineral activa cuando corresponda, y el conjunto de agregados, deben cumplir con alguna de las exigencias que se indican a continuación: En el ensayo de la norma IRAM 1 674-97, la expansión total a la edad de 16 días, debe ser igual o menor que 0,10 %. En el ensayo de la norma IRAM 1 700-97, la expansión total a la edad de un año, debe ser igual o menor que 0,04 %. 2.2.9.11. El contenido de álcalis total de la solución indicada en el artículo 2.2.9.8. e) se debe determinar según la Disposición CIRSOC que se redactará especialmente.


Cap. 2 - 27

2.2.9.12. La eficacia de los inhibidores químicos mencionados en el artículo 2.2.9.8.f) debe ser comprobada según lo indicado en el artículo 2.2.9.7. 2.2.10. Medidas especiales de protección En los casos de fuerte agresividad, cuando las medidas de protección que se adopten en el propio hormigón deban ser complementadas con protecciones superficiales adicionales, éstas pueden tener menor vida útil que la establecida para la estructura. En estos casos, los Documentos del Proyecto deben establecer la planificación del mantenimiento de la protección superficial. 2.2.11. Penetración de agua Los hormigones que se encuentren en alguna de las siguientes condiciones: que deban cumplir las condiciones de durabilidad identificadas como: A3 (por cloruros), M1, M2, C1, C2, Q1, Q2, Q3. que requieran elevada impermeabilidad según el artículo 2.4, que sean elaborados con cementos más adiciones minerales activas, o con cemento pórtland normal (CPN) más adiciones minerales activas incorporadas directamente en la planta elaboradora, deben cumplir con alguno de los dos requisitos siguientes: a) en el ensayo según norma IRAM 1 554-83, la penetración de agua máxima deberá ser igual o menor que 50 mm y la penetración media deberá ser igual o menor que 30 mm. b) con los valores indicados en la Disposición CIRSOC que se redactará especialmente.


Cap.2 - 28

Tabla 2.1. Clases de exposición generales que producen corrosión de armaduras 1

2

3

4

Desig.

Clase

Subclase

Tipo de proceso

Descripción del medio ambiente

No agresiva

A2

Temperatura moderada y fría, sin congeCorrosión por Ambiente lación. Normal Humedad alta y carbonatación media o con ciclos de mojado y secado

• Interiores de edificios expuestos al aire con HR ≥ 65% o a condensaciones • Exteriores expuestos a lluvias con precipitación media anual < 1.000 mm. • Elementos enterrados en suelos húmedos o sumergidos

A3

Climas tropical y subtropical

• Exteriores expuestos a lluvias con precipitación media anual ≥ 1.000 mm • Temperatura media mensual durante más de 6 meses al año ≥ 25º C.

Corrosión por carbonatación

6 Ejemplos ilustrativos de estructuras donde se pueden dar las clases de exposición

• Interiores de edificios no sometidos a • Interiores de edificios protegidos de la intemperie condensaciones Columnas y vigas exteriores revestidas con • Elementos exteriores de edificios, revesti- • materiales cerámicos o materiales que demoran la dos difusión del CO2. • Hormigón masivo interior • Elementos estructurales de hormigón masivo que • Estructuras en ambientes rurales y climas no están en contacto con el medio ambiente. desérticos, con precipitación media anual Parte interior de los mismos. < 250 mm.

A1


Ninguno

5 EXPOSICIÓN

• Sótanos no ventilados • Fundaciones • Tableros y pilas de puentes • Elementos de hormigón en cubiertas de edificios • Exteriores de edificios. • Interiores de edificios con humedad del aire alta o media • Pavimentos • Losas para estacionamientos

Cap. 2 - 29

Tabla 2.1. Clases de exposición generales que producen corrosión de armaduras (continuación)

1

2

3

4

5

6

EXPOSICIÓN Desig.

M1

Clase

Subclase

Al aire Al aire

M2

Marino

Ejemplos ilustrativos de estructuras donde se pueden dar las clases de exposición


• Superficies de hormigón expuestas al rociado o la fluctuación del nivel de agua con cloruros • Hormigón expuesto a aguas naturales contaminadas por desagües industriales • A más de 1 km. de la línea de marea alta y Corrosión por contacto eventual con aire saturado de cloruros sales. • A menos de 1 km. de la línea de marea alta Corrosión por y contacto permanente o frecuente con aire cloruros saturado con sales

Húmedo o sumergido, con cloruros de origen diferente Corrosión por cloruros del medio marino

A3

M1

Tipo de proceso

• Piletas de natación sin revestir. • Fundaciones en contacto con aguas subterráneas • Cisternas en plantas potabilizadoras • Elementos de puentes • Construcciones alejadas de la costa pero en la zona de influencia de los vientos cargados de sales marinas (*). •

Sumergidos

• Corrosión por • Sumergidos en agua de mar, por debajo del • cloruros nivel mínimo de mareas.

Sumergidos

Corrosión por • En la zona de fluctuación de mareas o • cloruros expuesto a salpicaduras del mar

Construcciones próximas a la costa. Estructuras de defensas costeras Fundaciones y elementos sumergidos de puentes y edificios en el mar Estructuras de defensas costeras, fundaciones y elementos de puentes y edificios

(*) La distancia máxima depende de la dirección de los vientos predominantes. Cuando ellos provengan del mar, como ocurre en la mayor parte del litoral de la Prov. De Buenos Aires, esta zona está entre 1 y 10 km. En la mayor parte de la Patagonia esta zona es inexistente. El Director del Proyecto deberá acotar los límites de aplicación de esta zona de agresividad.


Cap.2 - 30

Tabla 2.2. Clases específicas de exposición que pueden producir degradación distinta de la corrosión de armaduras 1

2

3

4

5

Desig.

Clase

Subclase

Tipo de proceso


C1

y deshielo

Q1

Sin sales descongelantes

Ataque por congelación y deshielo

Con sales descongelantes

Ataque por congelación y deshielo y por sales descongelantes

• Estructuras destinadas al tráfico de vehículos o peatones en zonas con más de 5 nevadas • anuales o con temperatura mínima media en o los meses de invierno inferior a 0 C

Q2

Moderado Ambientes con agresividad química

Q3


Ejemplos ilustrativos de estructuras donde pueden darse las clases de exposición

Elementos en contacto frecuente con agua, o zonas con humedad relativa ambiente media • en invierno superior al 75%, y que tengan una probabilidad mayor que el 50% de alcanzar al • menos una vez temperaturas por debajo de 5oC

Congelación

C2

6

Fuerte

Muy fuerte

Ataque químico

Superficies expuestas a la lluvia atmósferas húmedas. Estructuras que contienen agua conducen.

o a

Pistas de aterrizaje, caminos y tableros de puentes. Superficies verticales expuestas a la acción directa del rociado con agua que contiene sales descongelantes.

o la

• Suelos, aguas o ambientes que contienen elementos químicos capaces de provocar la alteración del hormigón con velocidad lenta (Ver Tablas 2.3 y 2.4). • Suelos, aguas o ambientes que contienen elementos químicos capaces de provocar la alteración del hormigón con velocidad media (Ver Tablas 2.3 y 2.4). • Exposición al agua de mar • Suelos, aguas o ambientes que contienen elementos químicos capaces de provocar la alteración del hormigón con velocidad rápida (Ver Tablas 2.3 y 2.4).

Cap. 2 - 31

Tabla 2.3. Valores límites de sustancias agresivas en aguas de contacto

Grado de ataque

Moderado Fuerte Muy fuerte (1); (2) y (3) (4) y (5)

Disolución de cal por ataque con ácido carbónico (CO32-)

Sulfatos solubles (SO 42-)

Magnesio (Mg2+)

pH

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

mg/litro

mg/litro

-----

mg/litro

mg/litro

150 a 1.500

300 a 1.000

6,5 a 5,5

15 a 40

15 a 30

1.500 a 10.000

1.000 a 3.000

5,5 a 4,5

40 a 100

30 a 60

Mayor de 10.000

Mayor de 3.000

Menor de 4,5

Mayor de 100

Mayor de 60

Amonio (NH4+)

Se determinarán con el método especificado en la norma IRAM que se redactará al efecto Se determinarán con el método especificado en la norma IRAM 1 708. ( Se encuentra en etapa de redacción el método para determinación de amonio).


Cap.2 - 32

Tabla 2.4. Valores límites de sustancias agresivas en suelos de contacto

Sulfatos solubles (SO 42-)

Grado de acidez Baumann – Gully Modificado

(1)

(2)

% en masa

Nº

Moderado

0,10 a 0,20

Mayor de 20

Fuerte

0,20 a 2,00

-----

Muy fuerte

Mayor de 2,00

------

Grado de ataque

(1) Se determinará con el método especificado en la norma IRAM que se redactará al efecto. (2) Se determinará con el método especificado en la norma IRAM 1 707


Cap. 2 - 33

Tabla 2.5. Requisitos de durabilidad a cumplir por los hormigones, en función del tipo de exposición de la estructura Tipos de exposición de las estructuras, de acuerdo a la clasificación de las Tablas 2.1. y 2.2. y sus complementarias 2.3. y 2.4. A1 A2 A3 M1 M2 C1 C2 Q1 Q2 Q3

Requisitos

(2)

(2)

(3)

a) Razón a/c máxima (1) Hormigón simple Hormigón armado Hormigón pretensado

------0,60 0,50 0,60 0,50

---0,50 0,50

0,45 0,45 0,45

0,45 0,40 0,40

0,45 0,45 0,45

0,40 0,40 0,40

0,50 0,50 0,50

0,45 0, 45 0,45

0,40 0,40 0,40

---30 35

30 35 40

35 40 45

30 30 30

35 35 35

30 30 35

35 35 40

40 40 45

b) fć mín (MPa) Hormigón simple Hormigón armado Hormigón pretensado

---20 25

---25 30

Cuando se use cemento pórtland más una adición mineral activa, se debe reemplazar la razón agua/cemento (a/c), por la razón agua/ material cementicio [a/(c+x)], que tenga en cuenta la suma del cemento pórtland (c) y la cantidad y eficiencia de la adición (x). (2) Debe incorporarse intencionalmente aire, en la cantidad requerida en la Tabla 5.3.. (3) Adicionalmente, se debe proteger a la estructura con una membrana, película o material impermeable, capaz de resistir la agresión. (1)

Tabla 2.6. Contenido máximo de ión cloruro (Cl-) en el hormigón endurecido

Hormigón

Condición de exposición en servicio

Contenidos máximos de ión cloruro (Cl-) en el hormigón endurecido (IRAM 1 857) % en masa del cemento

Sin armar

Cualquier condición

1,20

Armado, con

Medio ambiente con cloruros Medio ambiente sin cloruros

0,15

Armado, con curado a vapor


0,10

Pretensado


0,06

curado normal


0,30

Cap.2 - 34

2.3. RESISTENCIA DE LOS HORMIGONES 2.3.1. Resistencia especificada 2.3.1.1. La resistencia especificada o resistencia característica de rotura a compresión fć es el valor de la resistencia a compresión que se adopta en el proyecto y se utiliza como base para los cálculos. 2.3.1.2. La resistencia especificada se debe indicar en los planos y Documentos del Proyecto. 2.3.2. Clases de hormigón Para el proyecto y construcción de las estructuras se deben utilizar una, o más clases de hormigones de los indicados en la Tabla 2.7. También se deben respetar las restricciones establecidas en el Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes INPRES-CIRSOC 103, parte II, para las distintas zonas sísmicas. Tabla 2.7. Resistencias de los hormigones

Clase de hormigón

Resistencia especificada a compresión f’c (MPa)

A utilizar en hormigones

H – 15

15

simple

H – 20

20

simple y armados

H – 25

25

H – 30

30

H – 35

35

Simple,

H – 40

40

armados y

H – 45

45

pretensados

H – 50

50

H – 60

60

2.3.3. Edades de diseño 2.3.3.1. Los Documentos del Proyecto deben establecer la edad de diseño a la cual se debe verificar la resistencia especificada. Dicha edad de diseño tendrá en consideración el tipo de estructura, el momento de su puesta en servicio y el cemento a utilizar en la construcción. Cuando los Documentos del Proyecto no establezcan una edad de diseño diferente, ella se debe adoptar igual a 28 días. 2.3.3.2. Cuando el hormigón se elabore con aditivos y/o adiciones minerales activas que modifiquen el desarrollo de la resistencia del cemento utilizado, los Documentos del Reglamento CIRSOC 201

Cap. 2 - 35

Proyecto también deben indicar la edad de diseño. Cuando ella no se especifique se la debe adoptar igual a 28 días. 2.3.3.3. En las estructuras masivas, cuando se utilicen cementos que tengan un desarrollo de resistencia importante posterior a 28 días, se podrá considerar como edad de diseño la de 90 días.

2.4. REQUISITOS ESPECIALES

DE

LOS

HORMIGONES

CON

CARACTERISTICAS

2.4.1. Existen estructuras y elementos estructurales que para su construcción requieren la utilización de hormigones con características especiales. 2.4.2. Este Reglamento establece las condiciones mínimas que se deben tener en cuenta para los siguientes tipos de hormigones: hormigones a colocar bajo agua. hormigones de elevada impermeabilidad. hormigones expuestos a abrasión. 2.4.3. Los hormigones mencionados en el artículo 2.4.2 deben cumplir con los requisitos que se indican en la Tabla 2.8, además de todos los que les correspondan de acuerdo con lo establecido en los artículos 2.2 y 2.3. 2.4.4. Este Reglamento exige que se adopten las resistencias y las razones agua/cemento que resulten más restrictivas de entre las establecidas por durabilidad en la Tabla 2.5, por resistencia en la Tabla 2.7 y por requisitos especiales en la Tabla 2.9.


Cap.2 - 36

Tabla 2.9. Hormigones con características especiales Tipo de hormigón

Casos típicos

Máxima razón agua/cemento, en masa Clase mínima de hormigón

Hormigón a colocar bajo agua

Pilotes de gran diámetro.

0,45

H-30

Hormigón de elevada impermeabilidad • • • •

Cisternas. Depósitos para agua. Conductos. Tuberías.

espesor ≤ 500 mm: 0,45 espesor > 500 mm: 0,55 H-30 para espesor ≤ 500 mm

Hormigón expuesto a abrasión •

Resbalamiento de materiales a granel. • Movimiento de objetos pesados. • Escurrimiento rápido de agua 0,42

H-40

H-20 para espesor > 500 mm Aire incorporado

no

no

recomendable

recomendable

recomendable

recomendable

recomendable

Asentamiento (mm)

180 ± 20

menor de 150

menor de 100

Penetración de agua

------

espesor ≤ 500 mm: ver 2.2.11

------

--------

Agregado grueso: • Tamaño máximo ≤ 25 mm • Tamaño máximo: no mayor de 1/3 del espesor del elemento estructural. • Desgaste "Los Angeles" menor de 30 %.

Aditivo fluidificante Aditivo superfluidificante

Si recomendable

Agregado grueso: Exigencias adicionales a cumplir Tamaño máximo por los agregados 25 mm


Cap. 2 - 37

CAPITULO 3. MATERIALES

3.0. SIMBOLOGÍA At

alargamiento mínimo de rotura bajo carga, para cordones de 2, 3 y 7 alambres para estructuras de hormigón pretensado, en %

A10

alargamiento porcentual de rotura característico, medido sobre una longitud igual a 10 veces el diámetro de la barra o alambre de acero, en %.

fy

tensión de fluencia especificada de la armadura longitudinal (corresponde al límite de fluencia de la norma IRAM-IAS), en MPa.

fyt

tensión de fluencia especificada de la armadura transversal (corresponde al límite de fluencia de la norma IRAM-IAS), en MPa.

L0

longitud de referencia para medir el alargamiento de rotura de los alambres, en mm.

Qt

carga de rotura en cordones de 2, 3 y 7 alambres para estructuras de hormigón pretensado, en kN.

Q1

carga al 1 % de alargamiento total, en cordones de 2, 3 y 7 alambres para estructuras de hormigón pretensado, en kN.

Smáx

área de la sección nominal transversal del alambre de mayor diámetro de la unión de una malla soldada, en mm2.

3.1. CEMENTOS 3.1.1. Requisitos generales 3.1.1.1. Para la ejecución de estructuras de hormigón simple, armado o pretensado, se deben utilizar cementos de marca y procedencia aprobada por los organismos nacionales habilitados. El cemento a utilizar debe cumplir con los requisitos especificados, para su tipo, en la norma IRAM 50 000-00.


Cap. 3 - 39

Tabla 3.1. Tipos de cemento. Requisitos generales Tipo de Cemento

Nomenclatura

A usar en Hormigón

Cemento pórtland normal

CPN

Cemento pórtland con filler calcáreo

CPF

Simple,

Cemento de alta resistencia inicial

ARI

Armado o

Cemento pórtland puzolánico

CPP

Pretensado

Cemento pórtland con escoria

CPE

Cemento pórtland compuesto

CPC

Cemento blanco

B

Cemento de alto horno

CAH

Simple o Armado

3.1.1.2. Para elaborar hormigones de clase superior a H-20, se deben utilizar cementos categoría CP-40 o CP-50. 3.1.2. Requisitos especiales 3.1.2.1. Cuando las condiciones particulares debidas a la tipología estructural, el método constructivo, las características de los agregados y/o las condiciones de exposición de la estructura requieran el uso de cementos con propiedades especiales, se deben emplear cementos que cumplan con lo establecido en el Capítulo 2 y en el artículo 3.1.2.2. de este Reglamento. 3.1.2.2. Cuando se requieran cementos con propiedades especiales, los mismos deben cumplir la norma IRAM 50 001-00. Tabla 3.2. Tipos de cemento. Requisitos especiales Nomenclatura MRS ARS BCH RRAA ARI B

Tipo de Cemento Cemento moderadamente resistente a los sulfatos Cemento altamente resistente a los sulfatos Cemento de bajo calor de hidratación Cemento resistente a la reacción álcali-agregado Cemento de alta resistencia inicial Cemento blanco

3.1.2.3. En una misma pieza o elemento estructural no se permite el empleo de cementos de distintos tipos o marcas.


Cap. 3 - 40

3.1.3. Provisión y almacenamiento del cemento 3.1.3.1. El cemento se debe proteger de la humedad durante el transporte y el almacenamiento. El cemento entregado a granel se debe almacenar en silos adecuados, limpios, secos y bien ventilados, capaces de protegerlo contra la acción de la intemperie. Al inicio de la obra y a intervalos no mayores de un (1) año se debe verificar que los silos no permitan el pasaje de agua. El cemento envasado se debe conservar en su envase original hasta el momento de su empleo, y se debe acopiar bajo techo, separando las bolsas del suelo y de las paredes, como mínimo a una distancia de 15 cm. Los cementos de distinto tipo, marca o partida, se deben almacenar en forma separada y por orden cronológico de llegada, y su empleo se debe realizar en el mismo orden. 3.1.3.2. Al ingresar a la hormigonera el cemento debe cumplir con la especificación correspondiente, no presentar grumos y su temperatura debe ser menor de 70 ºC. 3.1.3.3. Si el cemento estuvo almacenado durante períodos mayores de 30 días en bolsas originales o de 180 días en bolsones de plástico doble, de capacidad mayor o igual a 1.000 kg., o un (1) año en silos metálicos con cierre hermético, antes de su empleo, debe ser reensayado para verificar si se cumplen los requisitos de calidad especificados en el artículo 3.1.1. 3.1.3.4. La procedencia (tipo y fábrica) del cemento que se utilice en la obra, debe ser la misma del cemento empleado para determinar las proporciones y características del hormigón según se establece en el Capítulo 4.

3.2. AGREGADOS 3.2.1. Campo de validez Estas especificaciones se refieren con exclusividad a agregados pétreos, de masa específica (densidad relativa) comprendida entre 2.000 kg/m3 y 3.000 kg/m3, procedentes de la desintegración natural o de la trituración de rocas. No incluye a los agregados artificiales obtenidos como subproductos industriales o por fabricación, ni a los empleados en la elaboración de hormigones de características especiales. 3.2.2. Requisitos generales 3.2.2.1. Los agregados para emplear en la ejecución de hormigones, no deben contener sustancias que afecten la resistencia y durabilidad del hormigón o que ataquen al acero. 3.2.2.2. Los agregados a emplear en la preparación de morteros u hormigones destinados a la construcción de estructuras que, en todo o en parte, puedan estar en contacto permanente con agua, exposición prolongada a atmósferas o climas húmedos o contacto con suelos húmedos, no deben contener sustancias que puedan reaccionar desfavorablemente con los álcalis contenidos en la solución de poros del mortero u


Cap. 3 - 41

hormigón, en cantidades suficientes como para provocar una expansión perjudicial del mortero o del hormigón. El conjunto cemento - materiales componentes, debe cumplir con lo especificado en el Capítulo 2 y en el artículo 3.1.2.1. 3.2.2.3. Cuando los agregados provengan de canteras de rocas basálticas o de yacimientos que las contengan, los mismos deben ser sometidos a evaluaciones para determinar su potencial alterabilidad por presencia de arcillas expansivas, según la Norma IRAM 1 519-82. a) Los agregados que después de 30 días de inmersión tengan una pérdida menor del 10%, se consideran aptos para emplear en la preparación de morteros u hormigones. b) Los agregados que después de 30 días de inmersión tengan una pérdida mayor del 10% y menor del 30%, deben ser considerados aptos sólo si se demuestra que, estructuras construidas con materiales similares y sometidas a condiciones similares de exposición durante más de 15 años, han tenido un comportamiento en servicio satisfactorio. Se deberá verificar mediante análisis petrográficos y de difracción de rayos X que el agregado en estudio y el de referencia, contienen el mismo tipo de arcilla y que su contenido y distribución en la masa del agregado es similar. 3.2.2.4. Cuando los materiales disponibles no cumplan con las condiciones establecidas en este Reglamento, el Director de Obra podrá autorizar su empleo siempre que estudios completos de laboratorio, confirmados con el análisis del comportamiento de obras en servicio durante lapsos de tiempo similares a los de la vida en servicio prevista para la obra en ejecución, demuestren que pueden obtenerse hormigones de calidad adecuada para satisfacer los requisitos en el estado fresco y de resistencia, estabilidad volumétrica y durabilidad del hormigón y de las armaduras. 3.2.3. Agregado fino 3.2.3.1. Requisitos generales a) El agregado fino debe estar constituido por arenas naturales (partículas redondeadas) o por una mezcla de arenas naturales y arenas de trituración (partículas angulosas), estas últimas en porcentajes no mayores al 30 %. b) Se permite el empleo de arena de trituración en porcentajes mayores al indicado en a), si se demuestra previamente que se pueden elaborar hormigones que reúnan las características y propiedades especificadas para la obra en ejecución. c) Cuando se utilice más del 30% de arena de trituración para la construcción de elementos estructurales que superen los dos metros de altura o que estarán sometidos a abrasión, erosión o cavitación, la exudación de agua del hormigón debe tener una velocidad menor que 100 x 10-6 cm/s y una capacidad menor que el 5 %. (Se debe actualizar la Norma IRAM 1 604-91, incorporando velocidad de exudación). d) El agregado fino a emplear en la elaboración de hormigones de resistencia H-20 o superior debe tener un contenido igual o menor que el 30 % en masa de partículas constituidas por conchillas o fragmentos de las mismas, determinadas en el análisis petrográfico según la Norma IRAM 1 649-68.


Cap. 3 - 42

3.2.3.2. Granulometría del agregado fino a) La composición granulométrica de los agregados finos se debe determinar clasificando sus partículas mediante los tamices de abertura cuadrada: 4,75 mm; 2,36 mm; 1,18 mm; 600 µm; 300 µm y 150 µm. b) Al ingresar a la hormigonera, el agregado fino debe tener una granulometría continua, comprendida dentro de los límites que determinan las granulometrías A y B de la Tabla 3.3., salvo las excepciones indicadas más adelante. El agregado fino de la granulometría especificada se puede obtener por mezcla de dos o más arenas de distintas granulometrías. El módulo de finura no debe ser menor de 2,3 ni mayor de 3,1. Tabla 3.3. Granulometrías del agregado fino.

Porcentaje máximo que pasa, en masa Tamices de mallas Cuadradas IRAM 1 501, parte II-76 Granulometría Granulometría Granulometría A B C 9,5 mm 4,75 mm 2,36 mm 1,18 mm 600 µm 300 µm 150 µm

100 95 80 50 25 10 2

100 100 100 85 60 30 10

100 100 100 100 95 50 10

c) Los porcentajes de la granulometría A indicados para los tamices de 300 µm y 150 µm de abertura se pueden reducir a 5 % y 0 %, respectivamente, si el agregado fino está destinado a hormigones: Con un contenido unitario de cemento igual o mayor de 250 kg/m3 y con un contenido de aire intencionalmente incorporado en su masa igual o mayor de 3,0 %. Con un contenido unitario de cemento igual o mayor de 300 kg/m3 y sin aire incorporado en su masa. En los que se emplee una adición mineral adecuada para corregir la granulometría de la arena. d) Si la granulometría excede hasta diez (10) unidades porcentuales de los límites de la curva B en el conjunto de tamices IRAM 1,18 mm, 600 µm; 300 µm, se considera que el agregado cumple los requisitos granulométricos especificados. Las diez (10) unidades porcentuales mencionadas pueden comprender a un (1) solo tamiz o formarse por suma de las unidades porcentuales que exceden los límites de más de uno de los tres (3) tamices indicados.


Cap. 3 - 43

e) La fracción retenida en dos tamices consecutivos cualesquiera de los indicados en la Tabla 3.3., debe ser menor o igual que el 45 %, referido a la muestra total. f)

La fracción retenida en dos tamices consecutivos cualesquiera de los indicados en la Tabla 3.3., exceptuando los tamices 9,5 mm y 4,75 mm, debe ser mayor o igual que el 20 %, referido a la muestra total.

g) En los hormigones de resistencia menor o igual que H-20 se pueden emplear arenas naturales cuyas granulometrías se encuentren entre los límites determinados por las curvas B y C, siempre que existan antecedentes de obras similares con comportamiento en servicio satisfactorio h) Si el módulo de finura del agregado fino varía más de 0,20 en más o en menos con respecto al del material empleado para determinar las proporciones del hormigón (dosificación), la partida de agregado fino debe ser rechazada, salvo que se realicen ajustes en las proporciones de la mezcla con el objeto de compensar el efecto de la mencionada variación de granulometría. 3.2.3.3. Sustancias nocivas a) La presencia de sustancias que perjudican algunas de las propiedades del hormigón, expresadas en porcentaje de la masa de la muestra, no deben exceder los límites que se indican en la Tabla 3.4. b) El concepto “otras sustancias perjudiciales” incluye pizarras, micas, fragmentos blandos en escamas desmenuzables y partículas cubiertas por películas superficiales, las que se deben determinar mediante el análisis petrográfico que se establece en la Norma IRAM 1 649-68. c) La suma de todos los porcentajes de sustancias nocivas indicados en la Tabla 3.4., debe ser igual o menor de 5 g/100g para hormigones expuestos a la acción del desgaste y de 7 g/100g para el resto de los hormigones. 3.2.3.4. Materia orgánica a) El índice colorimétrico en el ensayo según Norma IRAM 1 647-94, debe ser menor de 500 mg/kg (500 p.p.m.). b) Si el agregado fino no cumple la condición anterior debe ser rechazado, excepto si al ser sometido a un ensayo comparativo de resistencia de morteros (IRAM 1 512-94, Anexo A) arroja una resistencia media de rotura a compresión, a la edad de 7 días, no inferior al 95 % de la que desarrolle un mortero de las mismas proporciones que el anterior, que contenga el mismo cemento y una porción de la muestra del agregado en estudio, previamente lavada con una solución de hidróxido de sodio en agua al 3,0 %, seguida de un completo enjuague en agua. El tratamiento indicado del agregado fino debe ser repetido hasta que al realizar el ensayo colorimétrico se obtenga un color más claro que el patrón (Indice colorimétrico menor de 500 p.p.m.). Antes de preparar el mortero se debe verificar mediante un indicador (fenolftaleina) que el hidróxido de sodio fue totalmente eliminado. Después de realizar todas las operaciones indicadas, el módulo de finura de la arena lavada no debe diferir más de 0,10 con respecto al de la arena antes del tratamiento. Este texto en letra cursiva será eliminado del Reglamento una vez que esté incluido en la actualización de la norma IRAM 1 512-94, Anexo II. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 3 - 44

3.2.3.5. Estabilidad frente a una solución de sulfato de sodio a) La fracción del agregado fino que queda retenida sobre el tamiz IRAM 300 µm debe tener una pérdida de masa menor del 10 %, luego de 5 ciclos alternados de inmersión y secado en una solución saturada de sulfato de sodio (Norma IRAM 1 525-85). b) Si la fracción arroja una pérdida mayor del 10 %, el agregado podrá ser utilizado siempre que habiendo sido empleado para preparar hormigones de características similares, expuestos a condiciones de clima y humedad similares a los de la obra a construir, haya dado prueba de comportamiento satisfactorio a lo largo de la vida útil de la estructura. c) Si las evaluaciones indicadas en los puntos a) y b) dieran resultados no satisfactorios, y no se pudiera reemplazar el agregado, se deberán realizar ensayos de congelación y deshielo (Norma IRAM 1 661-70) sobre hormigones de características similares a los que se emplearán en obra, elaborados con el agregado en estudio. El comportamiento del agregado fino será satisfactorio si el factor de durabilidad es mayor o igual que el 80 %. Tabla 3.4. Sustancias nocivas en el agregado fino Máximo Admisible

Método de Ensayo

3,0

IRAM 1 647-94

3,0 5,0

IRAM 1 540-86

0,5 1,0

IRAM 1 647-94

Sulfatos, expresados como SO3

0,1

IRAM 1 647-94

Otras sales solubles

1,5

IRAM 1 647-94

Sustancias nocivas

Unidad

Terrones de arcilla y partículas friables Finos que pasan el Tamiz IRAM 75 µm - Hormigón expuesto a desgaste superficial - Otros hormigones Materias carbonosas - Cuando es importante el aspecto superficial - Otros casos

Cloruros Otras sustancias perjudiciales

g/100g

---

Ver 2.2.7

g/100g

2,0

IRAM 1 857 En estudio

IRAM 1649-68

3.2.4. Agregado grueso 3.2.4.1. Requisitos generales a) El agregado grueso debe estar constituido por gravas (canto rodado) naturales o partidas, roca partida o por una mezcla de dichos materiales.


-

Cap. 3 - 45

b) El contenido en masa de partículas constituidas por conchillas o fragmentos de las mismas, determinadas en el análisis petrográfico según la Norma IRAM 1 649-68, debe ser menor o igual que 15 %, 5 % y 2 % en masa, para los agregados con tamaño nominal 13,2 mm, 26,5 mm y 37,5 mm respectivamente. 3.2.4.2. Granulometría del agregado grueso a) Al ingresar a la hormigonera, el agregado grueso tendrá una granulometría comprendida dentro de los límites que para cada tamaño nominal se indican en la Tabla 3.5. b) Debe estar constituido por una mezcla de dos (2) o más fracciones, que cumplan con todo lo indicado en este Reglamento, incluyendo los límites granulométricos dados en la Tabla 3.5., cuando: Se utilice en hormigones de clase mayor de H-20 y el tamaño máximo nominal sea mayor de 26,5 mm. Se utilice en hormigones de clase igual o menor de H-20 y el tamaño máximo nominal sea mayor de 37,5 mm. Tabla 3.5. Granulometrías del agregado grueso

Tamaño Nominal

Porcentajes en masa que pasan por los tamices IRAM de mallas cuadradas 63,0 mm

53,0 mm

37,5 mm

26,5 mm

19,0 mm

13,2 mm

9,5 mm

4,75 mm

2,36 mm

53,0 a 4,75

100

95 a 100

---

35 a 70

---

15 a 30

---

0a5

---

37,5 a 4,75

---

100

95 a 100

---

35 a 70

---

10 a 30

0a5

---

26,5 a 4,75

---

---

100

95 a 100

---

25 a 60

---

0 a 10

0a5

19,0 a 4,75

---

---

---

100

90 a 100

---

20 a 55

0 a 10

0a5

13,2 a 4,75

---

---

---

---

100

90 a 100

40 a 70

0 a 15

0a5

53,0 a 26,5

100

90 a 100

35 a 70

0 a 15

---

0a5

---

---

---

37,5 a 19,0

---

100

90 a 100

20 a 55

0 a 15

---

0a5

---

---

c) El tamaño máximo nominal del agregado grueso debe ser menor que: 1/3 del espesor en una losa, ó 1/5 de la menor dimensión lineal en cualquier otro elemento estructural. 3/4 de la mínima separación libre horizontal o vertical entre dos barras contiguas de armaduras, o entre grupos de barras paralelas en contacto directo que actúen como una unidad. d) En caso que el agregado grueso esté constituido por una mezcla de fracciones, cada una de ellas se debe almacenar y medir en forma separada. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 3 - 46

3.2.4.3. Sustancias nocivas a) La presencia de sustancias que perjudican a algunas de las propiedades del hormigón, expresadas en porcentaje de la masa de la muestra, no debe exceder los límites que se indican en las Tablas 3.6. y 3.7. b) Con relación al contenido de finos que pasan el tamiz IRAM 75 µm, si el contenido de finos en la arena es menor que el máximo admitido en la Tabla 3.4., el máximo admisible de la Tabla 3.6., se puede reemplazar por el valor resultante de la siguiente expresión:

LFAG = 1% + PFAF ( LFAF – CFAF ) / (100 – PFAF) siendo: LFAG límite máximo admisible de finos que pasan el tamiz IRAM 75 µm, que reemplaza al especificado para el agregado grueso en la Tabla 3.6. PFAF porcentaje de agregado fino respecto del total de agregados. LFAF límite máximo admisible de finos que pasan el tamiz IRAM 75 µm, especificado para el agregado fino en la Tabla 3.4. CFAF contenido de finos que pasan el tamiz IRAM 75 µm, determinado mediante ensayos en el agregado fino que se está evaluando. c) La suma de todos los porcentajes de las sustancias nocivas presentes, indicadas en la Tabla 3.6., debe ser igual o menor de 5g/100g. d) Con respecto a “otras sustancias perjudiciales”, rige lo expresado en el artículo 3.2.3.3. 3.2.4.4. Estabilidad frente a solución de sulfato de sodio a) El agregado grueso tendrá una pérdida de masa igual o menor que el 12% luego de ser sometido a 5 ciclos alternados de inmersión y secado en una solución saturada de sulfato de sodio (Norma IRAM 1 525-85), para los tipos de estructuras y condiciones de exposición que se indican en la Tabla 3.7. b) Si la pérdida es mayor que el 12%, el agregado puede ser utilizado siempre que, habiendo sido empleado para preparar hormigones de características similares, expuestos a condiciones de clima y humedad similares a los de la obra a construir, haya dado prueba de comportamiento satisfactorio a lo largo de la vida útil de la estructura. c) Si las evaluaciones indicadas en los puntos a) y b) dieran resultados no satisfactorios y no se pudiera reemplazar el agregado, se deben realizar ensayos de congelación y deshielo (Norma IRAM 1 661-70) sobre hormigones de características similares a los que se emplearán en obra, elaborados con el agregado en estudio. El comportamiento del agregado fino será satisfactorio si el factor de durabilidad es mayor o igual que el 80 %.


Cap. 3 - 47

Tabla 3.6. Sustancias nocivas contenidas en el agregado grueso

Sustancias nocivas

Unidad

Finos que pasan el tamiz IRAM 75 µm Agregados gruesos naturales Agregados gruesos de trituración, libres de arcilla ( El índice de plasticidad de los finos menor de 2, Norma IRAM 10 502) Materias carbonosas • Cuando es importante el aspecto superficial g/100g • Otros casos Otras sustancias perjudiciales Sulfatos, expresados como SO3 Otras sales solubles Cloruros

__

Máximo Admisible

Método de Ensayo

1,0 IRAM 1 540-86 1,5 0,5 1,0

IRAM 1 647-94

5,0

IRAM 1 649-68

0,075

IRAM 1 647-94

1,5

IRAM 1 647-94

Ver 2.2.7

IRAM 1 857 En estudio

3.2.4.5. Desgaste " Los Angeles " a) El agregado grueso tendrá una pérdida igual o menor que el 50 %. b) En el caso de hormigones sometidos a una acción abrasiva severa debida al transporte vehicular intenso, resbalamiento de materiales a granel y escurrimiento rápido de agua con elementos en suspensión, el agregado grueso a emplear en su ejecución, al ser sometido al ensayo de desgaste, debe arrojar una pérdida igual o menor al 30 %. 3.2.4.6. Partículas lajosas y elongadas La cantidad de partículas lajosas y elongadas, determinadas según la Norma IRAM 1 68797, partes 1 y 2, deben ser igual o menor de 40 g/100g.


Cap. 3 - 48

Tabla 3.7. Contenidos máximos de terrones de arcilla, partículas friables y ftanita (chert), y estabilidad frente a una solución de sulfato de sodio

Tipo y ubicación del hormigón

Terrones de arcillas y Partículas friables IRAM 1 647-94 (1) %

Regiones con clima severo Fundaciones, columnas y vigas no expuestas al medio ambiente exterior, losas de pisos cubiertos. 10,0 Pisos interiores sin cubrir 5,0 Estructuras expuestas al medio ambiente exterior: tabiques de fundación sobre el suelo, muros de contención, estribos, pilares y vigas. 5,0 Estructuras expuestas a mojado frecuente: pavimentos, cordones, tableros de puentes, pisos de garages, pisos exteriores y estructuras ribereñas. 3,0 Hormigón arquitectónico expuesto 2,0 Regiones con clima moderado Fundaciones, columnas y vigas no expuestas al medio ambiente exterior, losas de pisos cubiertos. 10,0 Pisos interiores sin cubrir 5,0 Estructuras expuestas al medio ambiente exterior: tabiques de fundación sobre el suelo, muros de contención, estribos, pilares y vigas. 5,0 Estructuras expuestas a mojado frecuente: pavimentos, cordones, tableros de puentes, pisos de garages, pisos exteriores y estructuras ribereñas. 5,0 Hormigón arquitectónico expuesto 3,0 Regiones con clima suave Losas sujetas a abrasión, tableros de puentes, pavimentos 5,0 Todas las demás estructuras 10,0 • • •

Ftanita, como impureza IRAM 1 649-68

Estabilidad frente a la solución de sulfato de sodio

(2) %

(1) + (2) %

%

-----

10,0 5,0

-----

5,0

7,0

12

5,0 3,0

5,0 3,0

12 12

-----

10,0 5,0

-----

8,0

10,0

12

5,0 3,0

7,0 5,0

12 12

-----

5,0 10,0

-----

Clima severo: Clima frío, donde el hormigón está expuesto a sustancias químicas descongelantes u otros agentes agresivos, o donde el hormigón puede estar saturado por contacto continuo con humedad o agua libre antes de soportar congelación y deshielo. Clima moderado: Clima con temperaturas de congelación ocasionales, pero donde el hormigón en condiciones de servicio no estará continuamente expuesto a congelación y deshielo en presencia de humedad, o a sustancias químicas descongelantes. Clima suave: Clima donde el hormigón está ocasionalmente expuesto a congelación en presencia de humedad.


Cap. 3 - 49

3.2.5. ACOPIO Y MANIPULEO DE AGREGADOS 3.2.5.1. Los agregados finos y gruesos se deben almacenar y emplear en forma tal que se evite la segregación de partículas, la contaminación con sustancias extrañas y el mezclado de agregados de distintas fracciones. Para asegurar el cumplimiento de estas condiciones, los ensayos para verificar las exigencias de limpieza y granulometría se deben realizar sobre muestras extraídas en el lugar de medición de los mismos, previo a su ingreso a la mezcladora. 3.2.5.2. Se debe evitar el manipuleo y transporte de los agregados mediante métodos, procedimientos y equipos que produzcan la rotura, desmenuzamiento o segregación de las partículas que los constituyen. 3.2.5.3. Para evitar su contaminación, los agregados se deben acopiar sobre un piso de apoyo constituido por una capa del mismo material de un espesor mínimo de 30 cm, la cual no se debe emplear para la elaboración de los hormigones, o en su defecto por un hormigón pobre de un espesor no menor de 10 cm, ejecutado sobre suelo compactado.

3.3. AGUA PARA MORTEROS Y HORMIGONES 3.3.1. Requisitos El agua empleada para lavar los agregados y mezclar y curar el hormigón, cumplirá con los requisitos establecidos en la norma IRAM 1 601-86. El agua que proviene de la red de agua potable se considera apta.

3.4. ADITIVOS PARA HORMIGONES 3.4.1. Requisitos generales 3.4.1.1. Los aditivos a emplear en la elaboración de hormigones y morteros pueden estar en estado líquido o pulverulento, y deben cumplir con los requisitos establecidos en la norma IRAM 1 663-86. 3.4.1.2. Los aditivos se deben ingresar a la hormigonera diluídos en el agua de mezclado. 3.4.1.3. Los aditivos superfluidificantes también pueden ser introducidos sin diluirse en el agua de mezclado. Su incorporación se puede realizar en la planta central o en la motohormigonera inmediatamente antes de su descarga en obra. 3.4.1.4. En las mezclas para estructuras de hormigón armado y pretensado, y en las de hormigón simple en que queden incluidas piezas o cañerías de acero o de acero galvanizado, no se deben usar cloruro de calcio ni aditivos que contengan cloruros, fluoruros o nitratos. 3.4.2. Acopio, identificación y manipuleo 3.4.2.1. En el envase de los aditivos debe constar la marca, tipo de aditivo , la dosis que el fabricante recomienda para su utilización, la fecha de elaboración y la vida útil prevista.


Cap. 3 - 50

3.4.2.2. Los aditivos deben ser conservados en sus envases originales herméticamente cerrados. El acopio se debe realizar al reparo del sol y de las bajas temperaturas, y preferentemente bajo techo, separando e identificando cada marca, tipo y fecha de recepción. 3.4.2.3. Para su utilización se debe verificar si no han cumplido su vida útil, y proceder a agitar el contenido del envase antes de la extracción del aditivo.

3.5. ADICIONES MINERALES PULVERULENTAS 3.5.1. Requisitos generales 3.5.1.1. Las adiciones normalizadas deben cumplir las especificaciones incluidas en la: Norma IRAM 1 593-94-– Material calcáreo para cemento pórtland con “filler” calcáreo, Norma IRAM 1 667-90 - Escorias granuladas de alto horno, Norma IRAM 1 668-69- Puzolanas. 3.5.1.2. Se pueden incorporar otras adiciones como cenizas volantes, microsílice, polvo de piedra caliza “filler”, pigmentos, etc.,. En todos los casos se debe demostrar mediante ensayos de laboratorio que el empleo de la adición beneficia las características deseadas del hormigón. También se debe demostrar que la adición a incorporar no produce reacciones desfavorables, no altera la protección de las armaduras y no afecta la estabilidad volumétrica del hormigón endurecido 3.5.1.4. Los contenidos máximos de cloruros para las adiciones minerales deben cumplir con el artículo 2.2.7. 3.5.1.5. Los volúmenes que las adiciones aportan a la mezcla de hormigón deben ser tenidos en cuenta al establecer las proporciones de este. 3.5.2. Provisión y almacenamiento de las adiciones minerales Para el transporte y almacenamiento de las adiciones minerales pulverulentas rigen las mismas disposiciones que para el cemento. Ver el artículo 3.1.3.

3.6. ACEROS 3.6.1.- Barras y alambres de acero para armaduras 3.6.1.1. Se deben utilizar exclusivamente barras de acero conformadas y alambres conformados. Las barras de acero lisas sólo se pueden utilizar para la ejecución de espirales, estribos y zunchos. Los aceros empleados en las estructuras a construir en zonas sísmicas, definidas en el Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes, INPRES-CIRSOC 103, Parte II, deben cumplir con las condiciones establecidas en el mismo.


Cap. 3 - 51

3.6.1.2. Las barras y alambres de acero deben cumplir con los requisitos establecidos en las siguientes normas: IRAM - IAS U 500-26-99

Alambres de acero para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM - IAS U 500-96-89

Soldadura. Calificación de soldadores.

IRAM - IAS U 500-97-98

Barras de acero para armadura en estructuras de hormigón. Soldadura.

IRAM - IAS U 500-127-87

Soldadura por arco. Electrodos de acero de baja aleación, revestidos (AWS A 5.5)

IRAM - IAS U 500-138-87

Ente habilitante y entes de calificación y certificación de soldadores y operadores de soldadura.

IRAM - IAS U 500-166-89

Soldadura - Alambres y varillas de acero al carbono para procesos de soldadura por arco eléctrico con protección gaseosa (AWS A 5.18)

IRAM - IAS U 500-207-98

Barras de acero conformadas de dureza natural soldables, para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM - IAS U 500-502-98

Barras de acero, laminadas en caliente, lisas y de sección circular para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM - IAS U 500-528-98

Barras de acero conformadas de dureza natural, para armadura en estructuras de hormigón.

IRAM - IAS U 500-601-87

Soldadura por arco - Electrodos de acero al carbono, revestidos (AWS A 5.1).

3.6.1.3. En las Tablas 3.8. y 3.9. se indican las principales características físicas y mecánicas de los aceros mencionados en el artículo 3.6.1.2. Para cada tipo de acero, el valor de la tensión de fluencia especificada, o de la tensión convencional de fluencia especificada, a utilizar como referencia para los diseños, es el valor correspondiente a la tensión de fluencia característica indicada en dichas tablas. 3.6.1.4. Se podrán utilizar aceros conformados de dureza natural con tensión de fluencia característica o tensión convencional de fluencia característica igual a 500 MPa, que cumplan con la norma IRAM-IAS correspondiente, que se redactará al efecto. 3.6.1.5. La soldadura de barras de acero se debe realizar respetando lo establecido a continuación. a) Las barras a soldar en obra deben ser fácilmente soldables, con elementos de aporte que no requieran utilizar procedimientos especiales y cumplir con los requisitos de carbono equivalente y composición química, establecidos en la norma IRAM-IAS U 500-502-98 y U 500-207-98.


Cap. 3 - 52

b) Los materiales y los métodos para realizar la soldadura de barras de acero deben cumplir lo establecido en la Norma IRAM-IAS U 500-97-98. c) Los soldadores deben ser calificados según Norma IRAM-IAS U 500-96-89. d) El tipo y ubicación de los empalmes y toda otra soldadura se debe indicar en los Documentos del Proyecto. e) Lo establecido en a), b), c) y d) es de aplicación a los empalmes soldados, a las soldaduras de posicionamiento y a toda otra soldadura indicada en los Documentos del Proyecto. No están permitidas las soldaduras puntuales de posicionamiento y/o sujeción, que no se realicen con todos los requisitos exigidos en las normas IRAM-IAS U 500-96-89 y U 500-97-98. 3.6.1.6. Soldadura de barras en ampliación, reparación, o modificación de estructuras existentes a) Cuando se deban soldar barras colocadas en estructuras existentes y se desconozca el tipo de acero de las mismas, se debe determinar previamente el carbono equivalente y verificar si las barras tienen endurecimiento mecánico en frío. A tal efecto: •

se deben extraer muestras de las barras colocadas.

•

se debe determinar el carbono equivalente por análisis químico, según la norma IRAM - IAS U 500-207-98.

•

se debe determinar el endurecimiento mecánico por metalografía o ensayo a tracción.

b) Si se comprueba que las barras tienen un procedimiento de endurecimiento mecánico en frío se prohibe cualquier procedimiento de soldadura. Si los aceros son del tipo soldables según las normas IRAM-IAS U 500-502 -98 e IRAM-IAS U 500 207-98, la soldadura deberá cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.6.1.5. Si los aceros no son del tipo soldables según las normas IRAM-IAS U 500-502-98 e IRAM-IAS U 500 207-98, la soldadura se realizará utilizando métodos de soldadura especiales, establecidos por convenio previo, según artículo 5.4.2.3. de la norma IRAM-IAS U 500-502 -98 y el artículo 5.4.1. de la norma IRAM-IAS U 500-528 -98, y aprobados por el Director de Obra. c) La extracción de las muestras de las barras colocadas se debe hacer de aquellos elementos de la estructura existente, próximos al lugar a soldar, que no se vean comprometidos por dicha extracción. Preferentemente no se deben extraer muestras en columnas. d) Los Documentos del Proyecto deben establecer las precauciones a tomar para evitar daños en el hormigón existente por la transmisión de calor de la barra a soldar.


Cap. 3 - 53

3.6.2. Mallas de alambres de acero soldadas para armaduras 3.6.2.1. Las mallas de alambres de acero soldadas, para estructuras deben cumplir con los requisitos establecidos en la norma IRAM – IAS U 500-06-99 “Mallas de alambres de acero soldadas para armadura en estructuras de hormigón”. 3.6.2.2. En la Tabla 3.9. se indican las principales características físicas y mecánicas que deben cumplir los alambres de acero para las mallas, que se establecen en la norma IRAM – IAS U 500-26-99 “Alambres de acero para armaduras en estructuras de hormigón”. Para cada tipo de acero, el valor de la tensión de fluencia especificada, o de la tensión convencional de fluencia especificada, a utilizar como referencia para los diseños, es el valor correspondiente a la tensión de fluencia característica indicada en dicha tabla. 3.6.3. Cordones, alambres y barras para estructuras de hormigón pretensado 3.6.3.1. Los cordones y alambres para pretensado deben cumplir con las siguientes normas: IRAM - IAS U 500-03 -98

Cordón de siete alambres para estructuras de hormigón pretensado.

IRAM - IAS U 500-07-98

Cordón de dos o tres alambres para estructuras de hormigón pretensado.

IRAM - IAS U 500-517-89

Alambres para estructuras de hormigón pretensado.

Las Tablas 3.10., 3.11. y 3.12. indican las principales características físicas y mecánicas, establecidas en cada una de las normas mencionadas precedentemente. 3.6.3.2. Las barras de acero conformadas para armadura activa de estructuras de hormigón pretensado deben cumplir con la norma IRAM-IAS correspondiente, que se deberá redactar al efecto. 3.6.4. Acopio, identificación y manipuleo 3.6.4.1. Los alambres y cordones para estructuras de hormigón pretensado deben salir secos de fábrica, y durante su transporte deben ser protegidos de la lluvia. 3.6.4.2. Las barras, alambres, cordones y mallas de acero para armaduras se deben colocar sobre tirantes o durmientes con separadores de madera u otros materiales, con el fin de impedir que se mezclen los distintos tipos, diámetros y partidas de cada uno de ellos. Los acopios se deben realizar separados del suelo o piso, como mínimo a una distancia de 15 cm; debiendo adoptarse todas las medidas tendientes a evitar el crecimiento de malezas en el sector. Según el uso al que estén destinados, se deben acopiar respetando las siguientes condiciones: a) Aceros para armaduras de estructuras de hormigón: bajo techo, o a la intemperie por un período no mayor de 60 días. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 3 - 54

b) Acero para uso en hormigón pretensado: bajo techo, en locales cerrados y aireados, y estibados de forma tal que se produzca circulación de aire entre los rollos. Cuando en los locales de almacenamiento la humedad relativa ambiente sea igual o mayor del sesenta por ciento (60 %), los mismos deben ser calentados para evitar la formación de agua de condensación. 3.6.4.3. Cada partida de barras, alambres, cordones y mallas de acero se debe identificar colocando un cartel visible en el espacio en que esté ubicada, donde conste el número del remito de envío, el tipo de acero y el diámetro del material de la partida.


Cap. 3 - 55

Tabla 3.8. Barras de acero para armaduras de estructuras de hormigón

Barras de acero Designación de las barras de acero Normas a las que responde Conformación superficial

AL 220 IRAM-IAS U 500-502-98

ADN 420 IRAM-IAS U 500-528-98

ADN 420 S IRAM-IAS U 500-207-98

Nervurada ( N ) 6 - 8 - 10 - 12 - 16 20 - 25 - 32 - 40

Nervurada ( N ) 6 - 8 - 10 - 12 - 16 20 - 25 - 32 – 40

Diámetro nominal (d ) (*)

mm

Lisa ( L ) 6 – 8 - 10 - 12 16 - 20 - 25

Tensión de fluencia característica (**)

MPa

220

420

420

Resistencia a la tracción, característica(**)

MPa

340

500

500

%

18

12

12

mm

2d

Alargamiento porcentual de rotura característico ( A10 ) Diámetro del mandril de doblado. Angulo de doblado 180° (*) (**)

d ≤ 25 d = 32 d = 40

3,5 d 5,0 d 7,0 d

d ≤ 25 d = 32 d = 40

3,5 d 5,0 d 7,0 d

Las normas IRAM-IAS designan al diámetro nominal de la barra o alambre como d mientras que en este Reglamento se designan como db Según se define en el Glosario

NOTA: Se deben modificar las normas IRAM que correspondan, adoptando una tensión característica definida para un nivel de aceptación del 95 % (p=0,95), con un nivel de confianza del 90 % (1-α = 0,90).


Cap. 3- 56

Tabla 3.9. Alambres y Mallas soldadas de acero para armaduras de estructuras de hormigón Designación de alambres y mallas soldadas, de acero

Normas a las que responde

Alambres de acero

Mallas soldadas, de acero

ATR 500 N IRAM-IAS U 500-26-99

AM 500 N IRAM-IAS U 500-06-99

4 y 4,2 para armadura de distribución

Alambres Nervurados (N) 4 a 4,5 para armadura de distribución

6–8-10-12 para armadura resistente

5 a 12 para armadura resistente

MPa

500

500

MPa

550

550

Alargamiento porcentual de rotura característico (A10 )

%

6

6

Diámetro del mandril de doblado. Angulo de doblado 180°

mm

4d

4d

Conformación superficial Diámetro nominal (d) (*) Tensión de fluencia característica (**) Resistencia a la tracción, característica

Nervurados (N) mm

La resistencia al corte de las uniones soldadas en las mallas, expresada en kN, debe ser igual o mayor de 0,15 Smax (Smax = Área de la sección nominal transversal del alambre de mayor diámetro de la unión soldada, expresada en mm2 ). (*) Las normas IRAM-IAS designan al diámetro nominal de la barra o alambre como d mientras que en este Reglamento se designan como db (**) Según se define en el Glosario. NOTA: Se deben modificar las normas IRAM que correspondan, adoptando una tensión característica definida para un nivel de aceptación del 95 % (p=0,95), con un nivel de confianza del 90 % (1-α = 0,90)


Cap. 3 - 57

Tabla 3.10. - Alambres lisos para estructuras de hormigón pretensado

Designación de los alambres

Diámetro nominal

Tensión convencional de fluencia

Resistencia a la tracción

Alargamiento porcentual de rotura

Longitud de referencia

Doblado alternado

Mínima

Mínima

Mínimo

Lo

MPa

MPa

%

mm

4,6

50

4

10

5,0 5,0

50 70

4 4

15 20

IRAM-IAS U 500-517-89

Nº de doblados

Radio del mandril

(*)

mm APL – 1700

4,0 5,0 7,0

1500

1700

mm

Relajación máxima a 1.000 h y 20 ºC, para una carga inicial expresada en % de la carga de rotura Qt ( Qt = 1700 MPa x área nominal de cada alambre ) 60 % Qt 70 % Qt 80 % Qt Baja Baja Baja relajación relajación relajación % % % 1

2

(*) Los valores de designación corresponden a la resistencia a la tracción nominal del acero, expresada en MPa.


Cap. 3- 58

3

Tabla 3.11. Cordón de dos o tres alambres para estructuras de hormigón pretensado Designación de los cordones IRAM – IAS U 500 – 07-98

Construcción del cordón

Carga al 1 % de alargamiento total

Carga de rotura

Alargamiento de rotura bajo carga sobre 200 mm

(Nº de alambres x diámetro nominal)

Q1

Qt

At

Mínima kN 13,2 19,8 8,1 13,8 20,7 31,5 52,9

Mínima kN 15,6 23,5 9,5 16,2 24,3 37,1 62,2

Mínimo %

(*) C – 1950

C – 1800 C – 1750 C – 1650

2 x 2,25 3 x 2,25 2 x 1,84 2 x 2,40 3 x 2,40 3 x 3,00 3 x 4,00

2,5

( * ) Los valores de designación corresponden a la resistencia a la tracción nominal del acero, expresada en MPa. Los valores de relajación se deben establecer por convenio previo con el fabricante. Se verificarán aplicando la norma IRAM-IAS U 500-114 – 85


Cap. 3 - 59

Tabla 3.12. Cordón de siete alambres para estructuras de hormigón pretensado

Designación de los cordones

Diámetro nominal del cordón

IRAM – IAS U 500 – 03-98 (*)

C – 1750

C – 1900

Carga al 1 % de Alargamiento total

Carga de rotura

Alargamiento de rotura bajo carga sobre 600 mm

Relajación máxima a 1.000 h y 20 ºC, para una carga inicial expresada en % de la carga de rotura

Q1

Qt

At

Qt

Mínima Baja Relajación BR

Mínima

Mínimo Baja Relajación BR

mm

kN

kN

9,5

80,1

89,0

12,7

144,0

160,0

15,2

216,0

240,0

9,52

92,0

102,0

12,7

166,0

184,0

15,2

235,0

261,0

60 % Qt

70 % Qt

80 % Qt

%

%

%

%

3,5

1

2,5

3,5

(*) Los valores de designación corresponden a la resistencia a la tracción nominal del acero, expresada en MPa.


Cap. 3- 60

PARTE 3 - REQUISITOS CONSTRUCTIVOS CAPITULO 4. CRITERIOS Y CONTROL DE CONFORMIDAD DEL HORMIGÓN

4.0. SIMBOLOGÍA fćm

media aritmética de los resultados de los ensayos de resistencia, en MPa.

fć

resistencia especificada a la compresión del hormigón, en MPa.

fćm3 resistencia media móvil de cada serie de tres ( 3 ) ensayos consecutivos, en MPa. fći

resistencia de un ensayo, en MPa.

sn

desviación estándar de los resultados de los ensayos de resistencia.

4.1. REQUISITOS GENERALES 4.1.1. Los criterios de conformidad son las disposiciones destinadas a establecer si el hormigón que se colocó en una estructura cumple con los requisitos especificados por este Reglamento y los Documentos del Proyecto. Los criterios de conformidad contenidos en este capítulo están referidos a las propiedades del hormigón fresco y del hormigón endurecido. 4.1.2. El control de conformidad constituye el conjunto de acciones y decisiones destinadas a la recepción del hormigón, aplicando los criterios de conformidad. Se basa en la realización de ensayos normalizados que miden las propiedades del hormigón especificadas en los Documentos del Proyecto. Dichos ensayos se deben realizar a partir de muestras extraídas en obra bajo la responsabilidad del Director de Obra. Los ensayos a realizar sobre dichas muestras también son responsabilidad del Director de Obra. 4.1.3. El plan de muestreo y ensayos y los criterios de conformidad a aplicar se indican en los artículos 4.2.2 a 4.2.5 inclusive. Cuando en un Proyecto sea necesario incrementar el muestreo y los ensayos, ello se debe establecer en los Documentos del Proyecto. 4.1.4. Los criterios de conformidad establecidos en este Reglamento tienen en cuenta los sistemas de control de producción correspondientes a la elaboración del hormigón y los controles de conformidad realizados por el Director de Obra.


Cap. 4 - 61

4.1.5. Se han establecido dos modos de control de conformidad a ser aplicados en diferentes modos de producción, puesta en obra y control de producción del hormigón. Dichos modos se describen a continuación: Modo 1. El hormigón es producido en una planta productora que opera con un sistema de calidad. La planta elaboradora puede estar instalada dentro o fuera del recinto de la obra. El Director de Obra tiene acceso al control de producción de la planta y conoce sus registros. El control de conformidad se realiza según el artículo 4.2.3. Modo 2. El hormigón es producido en condiciones que no satisfacen los requisitos establecidos para el Modo 1. El control de conformidad se realiza según el artículo 4.2.4. 4.1.6. Ensayos para verificar la resistencia especificada 4.1.6.1. Se debe realizar ensayos de resistencia de rotura a la compresión utilizando probetas cilíndricas normales de 15,0 cm de diámetro y 30,0 cm de altura, las que deben ser moldeadas y curadas de acuerdo con lo establecido en las normas IRAM 1 534-85 ó 1 524-82. Las probetas deben ser ensayadas a compresión hasta la rotura, de acuerdo con lo establecido por la norma IRAM 1 546 -92. La edad de ensayo debe ser la edad de diseño de acuerdo con el artículo 2.3.3. Si la totalidad de las partículas del agregado grueso que se utiliza para elaborar el hormigón pasan por el tamiz de 25,0 mm, se puede determinar su resistencia de rotura a la compresión por ensayo de probetas cilíndricas normales de 10,0 cm de diámetro y 20,0 cm de altura, moldeadas, curadas y ensayadas según las normas IRAM indicadas precedentemente. En este caso, no se debe efectuar corrección de los resultados de ensayo por tamaño de la probeta. 4.1.6.2. Se debe tomar como resultado de un ensayo (fći) al valor que se obtiene como promedio de las resistencias de, como mínimo, dos (2) probetas cilíndricas normales, moldeadas con la misma muestra de hormigón y ensayadas a la misma edad. Se debe cumplir que la diferencia entre las resistencias extremas del grupo que constituye cada ensayo, sea menor del quince por ciento (15 %) de la resistencia media de las probetas que constituyen el grupo. Si dicho valor resultara mayor, se debe rechazar el ensayo correspondiente y se deben investigar los procedimientos de moldeo, curado y ensayo de las probetas, con el objeto de analizar si los mismos se están realizando en un todo de acuerdo con las normas. En el caso de que el grupo esté constituido por tres (3) probetas, si la diferencia entre las resistencias extremas es mayor del quince por ciento (15 %), pero las resistencias de dos (2) de ellas difieren en menos del diez por ciento (10 %) con respecto a su resistencia promedio, se puede descartar el tercer resultado y aceptar el ensayo, tomando como resistencia del mismo el promedio de las dos aceptadas.

4.2. CONFORMIDAD CON LA RESISTENCIA ESPECIFICADA 4.2.1. Requisitos generales 4.2.1.1. La conformidad de la resistencia del hormigón colocado en una parte o en toda la estructura se debe determinar mediante resultados de ensayos de probetas moldeadas con muestras de hormigón extraídas en la planta elaboradora y/o a pie de obra.


Cap. 4 - 62

4.2.1.2. Ensayos para verificar la resistencia especificada Para juzgar la resistencia del hormigón que se colocó en los encofrados o moldes (resistencia potencial), se moldearán como mínimo dos (2) probetas, identificándose el elemento y el sector en donde se colocará el hormigón que ellas representan. El moldeo, acondicionamiento y ensayo se realizará según lo establecido en el artículo 4.1.6. 4.2.1.3. A los efectos indicados en los artículos 4.2.1.1. y 4.2.1.2., se deben agrupar los elementos estructurales de igual f’c en conjuntos sucesivos denominados lotes. La conformidad de la resistencia se debe determinar para cada lote, salvo excepción debidamente justificada. La conformación de los lotes se indicará en los Documentos del Proyecto, pero será igual o menor que la establecida en el artículo 4.2.2. 4.2.2. Dimensión de lotes y extracción de muestras 4.2.2.1. En Modo 2, la dimensión de los lotes debe ser igual o menor que la indicada en la Tabla 4.1. 4.2.2.2. En el Modo 1, la dimensión de los lotes debe ser igual o menor que dos veces la indicada en la Tabla 4.1, siempre que se den las siguientes condiciones: el número mínimo de lotes sea igual o mayor que 3. en el caso de que algún lote resulte no conforme, se pasará a utilizar los límites de la Tabla 4.1 sin reducción hasta que cuatro lotes seguidos resulten conformes. 4.2.2.3. En el Modo 1, cuando un conjunto de elementos estructurales posea dimensiones mayores que el doble de los límites de la Tabla 4.1, se puede considerar que dichos elementos estructurales constituyen un lote único si se cumpla que: son hormigonados durante una misma jornada de trabajo en forma continuada, salvo interrupciones menores de 3 horas. en su hormigonado se utiliza un mismo tipo de hormigón elaborado con los mismos materiales.


Cap. 4 - 63

Tabla 4.1. Dimensiones máximas de lotes para el Modo 2 de control de conformidad Tipo de elementos estructurales Estructuras que tienen elementos comprimidos

Estructuras que tienen sólo elementos solicitados a flexión

Estructuras Macizas

(1)

(2)

(3)

Volumen de hormigón

100 m3

100 m3

100 m3

Número de pastones

50

50

100

Superficie construida

500 m2

1000 m2

2

2

Límite superior

Número de plantas

(1) Elementos comprimidos como: pilares, pilas, muros portantes, pilotes, etc. (2) Esta columna incluye entrepisos de hormigón sobre pilares metálicos, tableros, muros de sostenimiento, etc. (3) Este límite no es de aplicación a edificios.

4.2.2.4. El número de muestras a extraer debe ser igual o mayor que el menor resultante de aplicar las siguientes frecuencias: cinco (5) muestras por lote. tres (3) muestras por planta de edificio. para los casos previstos en el artículo 4.2.2.3, una (1) muestra cada cien (100) metros cúbicos de hormigón y no menos de cinco (5) muestras. En cada muestra se debe realizar como mínimo un ensayo (dos probetas) a la edad de diseño. 4.2.3. Criterios de conformidad para el Modo 1 de Control 4.2.3.1. Campo de validez El Modo 1 de Control es de aplicación para obras abastecidas por plantas que reúnen las siguientes condiciones: la Planta Elaboradora posee un sistema de calidad acreditado, que cumple con la norma IRAM-IACC-ISO 9001 o 9002, o con la Disposición CIRSOC que se elaborará al efecto. la Planta Elaboradora opera en las condiciones establecidas en el artículo 4.2.3.2. la Planta Elaboradora suministra a la Dirección de Obra copia de los registros de control de producción correspondientes a la elaboración del tipo de hormigón del cual se realizó el suministro a la Obra. Dicha información estará certificada por el responsable de la Gerencia de Calidad de la Planta Elaboradora o su equivalente.


Cap. 4 - 64

la Dirección de Obra tiene libre acceso a la Planta Elaboradora y a sus registros de calidad. 4.2.3.2. Condiciones en que opera la Planta Elaboradora La Planta Elaboradora cumple las siguientes condiciones: El hormigón se elabora en forma continua. Control de recepción de los materiales y verificación periódica de sus características de empleo. Acopio de materiales en condiciones y cantidades suficientes para una producción mínima de 7 días. Medición de todos los materiales en masa. Registro continuo de pesadas y verificación periódica de los equipos de pesado y de las mezcladoras. Mezcla dosificada racionalmente, con corrección de materiales por humedad. Muestreo periódico del hormigón y seguimiento de sus propiedades en estado fresco y de la resistencia a la edad de diseño, y a una edad anterior que se pueda correlacionar con la de diseño. El control de producción se basa en el seguimiento de la resistencia utilizando matemática estadística y cartas de control. Determinación de la resistencia media, desviación normal característica con un mínimo de 30 resultados de ensayos.

y

resistencia

Utilización de tablas y gráficos de control tales como: valores individuales, media móvil, característica móvil, "cusum", etc., que permitan el seguimiento de las variaciones de resistencia, con detección de variaciones de tendencias de variables sesgadas. Cálculo periódico de la resistencia característica y de la desviación estándar. 4.2.3.3. Cuando la Planta Elaboradora esté instalada en el mismo recinto físico de la obra, y el Director de Obra supervise directamente el sistema de control de producción, se podrá considerar que dicha supervisión es equivalente a la acreditación del sistema. 4.2.3.4. Los resultados del control de producción de la Planta, realizados de acuerdo con al sistema de calidad acreditado según la norma IRAM-IACC-ISO 9001 o 9002, o con su equivalente según se indica en los artículos 4.2.3.1. y 4.2.3.3., deben demostrar que la media aritmética de los resultados de los ensayos de resistencia correspondientes al tipo de hormigón del cual proviene el lote que se evalúa, es igual o mayor que la resistencia especificada más 1,28 por la desviación estándar.

fćm ≥ fć + 1,28 sn


(4-1)

Cap. 4 - 65

La desviación estándar debe ser calculada según se indica en el artículo 5.2.3., utilizando resultados de ensayos correspondientes a un período mayor de tres meses. Dicho período será anterior al que se evalúa. El valor de la desviación estándar así determinado puede ser aplicado al período subsiguiente siempre que el valor móvil de los últimos quince ensayos se mantenga acotado dentro del rango 0,63 sn - 1,37 sn . En caso contrario se calculará la desviación estándar con los últimos resultados de ensayos correspondiente al período de obra en análisis, en el cual se verifique que todo el hormigón de una misma clase pertenece a la misma población, con distribución de frecuencias aproximadamente simétrica. 4.2.3.5. Cumplidas las condiciones establecidas en los artículos 4.2.3.1. a 4.2.3.4., la recepción del lote se debe hacer exclusivamente con los resultados de los ensayos que se indican en 4.1.2. Se considera que el hormigón evaluado posee la resistencia especificada cuando: a)

La resistencia media móvil de todas las series posibles de tres (3) ensayos consecutivos cualesquiera, es igual o mayor que la resistencia especificada.

fćm3 ≥ fć b)

(4-2)

El resultado de cada uno de los ensayos es igual o mayor que la resistencia especificada menos 3,5 MPa.

fći ≥ fć – 3,5 MPa

(4-3)

4.2.3.6.. Cuando no se cumpla alguna de las condiciones establecidas en los artículos 4.2.3.1 a 4.2.3.4 se debe pasar al Modo 2 de Control de Conformidad. 4.2.4. Criterios de conformidad para el Modo 2 de Control En este caso se debe evaluar hormigón perteneciente a una misma clase, recibido durante un intervalo de tiempo durante el cual la entrega en obra ha sido continua, salvo interrupciones menores de tres horas. La resistencia de dicho hormigón se evalúa con un número reducido de ensayos realizados según el artículo 4.2.1. Se considerará que todo el hormigón evaluado posee la resistencia especificada si se cumplen las dos condiciones siguientes: a) La resistencia media móvil de todas las series posibles de tres (3) ensayos consecutivos, correspondientes al hormigón evaluado, es igual o mayor que la resistencia especificada más 5 MPa.

fćm3 ≥ fć + 5 MPa


(4-4)

Cap. 4 - 66

b)

El resultado de cada uno de los ensayos será igual o mayor que la resistencia especificada:

fći ≥ fć

(4-5)

4.2.5. Determinación del volumen de hormigón no conforme Cuando alguno de los valores individuales, o de las medias móviles, no cumplen los criterios de conformidad correspondientes, se debe acotar el volumen de hormigón representado por las muestras defectuosas. A tal efecto se debe considerar que: a)

Si una o más medias móviles no cumplen con el criterio de conformidad que le corresponde según el modo de control adoptado, se considerará defectuoso todo el hormigón recibido durante el período comprendido entre la extracción de la primera y la última muestra utilizadas en el cálculo de las medias móviles defectuosas.

b)

Si un ensayo individual no cumple con el criterio de conformidad de los valores individuales, se considerará defectuoso a todo el hormigón recibido durante el período comprendido entre la extracción de las muestras anterior y posterior más próximas a la defectuosa, cuyos resultados individuales satisfagan el criterio de conformidad de los valores individuales.

4.3.

JUZGAMIENTO DE LA RESISTENCIA PARA VALORAR EL GRADO DE ENDURECIMIENTO DEL HORMIGON

4.3.1 Campo de validez Este artículo contempla los casos en que se requiere conocer el grado de endurecimiento del hormigón (desarrollo de resistencia in situ), para poder valorar: las condiciones de protección y de curado del hormigón. la oportunidad de realizar las operaciones de desencofrado y desapuntalamiento. la resistencia del hormigón como requisito previo para aplicar cargas a la estructura. la resistencia del hormigón para iniciar el movimiento y traslado de los elementos premoldeados. otras condiciones que sean necesarias por circunstancias propias de la estructura o de su construcción.


Cap. 4 - 67

4.3.2. Ensayo de probetas moldeadas Para juzgar el grado de endurecimiento se deben moldear y ensayar probetas de hormigón adicionales a las requeridas en el artículo 4.2. El grado de endurecimiento se debe determinar, como mínimo, con el promedio de dos (2) ensayos provenientes de igual número de pastones distintos empleados en la construcción de los elementos estructurales. A ese efecto se deben cumplimentar las siguientes condiciones: a)

Se moldearán grupos de dos (2) probetas adicionales cada uno (un ensayo), con muestras extraídas del mismo hormigón que se colocó en los elementos estructurales a verificar. Es aconsejable moldear también dos (2) probetas para ensayar según las condiciones establecidas en el artículo 4.2.

b)

La cantidad de grupos de probetas adicionales, dependerá de las variables a controlar según el artículo 4.3.1., de las diferentes edades de ensayo a que se realizarán los controles y de la importancia del elemento estructural. En hormigón pretensado es aconsejable realizar estos controles sobre cada elemento estructural.

c)

Las probetas serán moldeadas y ensayadas según las normas IRAM 1 524-82 y 1 546-92.

d)

Después de moldeadas, las probetas adicionales serán mantenidas junto a los elementos estructurales que representan y serán sometidas al mismo curado.

4.3.3 Aplicación de la madurez del hormigón Como alternativa a lo especificado en el artículo 4.3.2 se puede utilizar la madurez del hormigón según lo establecido en el artículo 5.10.2.11. Cuando se utilice la madurez del hormigón para determinar el momento de aplicación de las cargas (pretensado, cargas de servicio o transitorias, etc.), se deben realizar también ensayos de resistencia a satisfacción del Proyectista y del Director de Obra.

4.4. VERIFICACIONES A REALIZAR CUANDO UN LOTE NO POSEE LA RESISTENCIA POTENCIAL ESPECIFICADA 4.4.1. Esta verificación es de exclusiva aplicación para estructuras en construcción, en las que la evaluación según el artículo 4.2 haya indicado lotes no conforme. Esta verificación no puede ser aplicada a estructuras existentes o a estructuras en construcción en las que se carezca de resultados de ensayos de probetas moldeadas. 4.4.2. Si la evaluación según el artículo 4.2 indica que un lote o fracción de un lote es no conforme, se debe proceder de la siguiente forma: a)

se debe acotar el lote o fracción del lote no conforme.


Cap. 4 - 68

b)

se debe extraer una cantidad de testigos de hormigón igual o mayor que el doble del número de muestras indicada en el artículo 4.2.2.4.

c)

la extracción y los ensayos de los testigos deben ser realizados bajo la supervisión de la Dirección de Obra.

d)

los testigos deben ser extraídos en lugares que no afecten la estabilidad de la estructura, empleando un equipo que asegure la extracción de muestras no alteradas del hormigón de la estructura.

e)

la extracción de los testigos, su preparación para el ensayo de resistencia y la corrección de los resultados por esbeltez, se debe realizar según la norma IRAM 1 551-83. El ensayo a la compresión se realizará según la norma IRAM 1 546-92.

f)

el diámetro de los mismos debe ser igual o mayor que tres (3) veces el tamaño máximo del agregado grueso, y no menor de 7,5 centímetros. La relación altura/diámetro debe ser en lo posible igual a 2, y nunca menor de 1.

4.4.3. El Reglamento considera que el hormigón representado por los testigos extraídos y ensayados, según los artículos 4.4.1 y 4.4.2, posee la resistencia especificada si se cumplen las siguientes condiciones: 4.4.3.1. Modo 1 de Control a)

La resistencia individual de cada testigo es igual o mayor que 0,75 de la resistencia especificada.

f'ci b)

≥ 0,75 f'c

(4-6)

La resistencia media de los testigos extraídos del elemento estructural o del sector de la estructura de hormigón que se analiza, es igual o mayor que 0,85 de la resistencia especificada.

fćm

≥ 0,85 f'c

(4-7)

4.4.3.2. Modo 2 de Control a)

La resistencia individual de cada testigo es igual o mayor que 0,75 de la resistencia especificada.

f'ci b)

≥ 0,75 f'c

(4-8)

La resistencia media de los testigos extraídos del elemento estructural o del sector de la estructura de hormigón que se analiza es igual o mayor que 0,85 de la resistencia especificada más 5 MPa.


Cap. 4 - 69

fćm ≥ 0,85 ( f'c + 5 MPa)

(4-9)

4.5. CONFORMIDAD DE LOS REQUISITOS DE DURABILIDAD 4.5.1. Requisitos generales El Reglamento considera que el hormigón colocado en una parte o en toda la estructura es conforme por durabilidad y verifica los requisitos establecidos en 2.2, cuando: los agregados cumplen con los requisitos de durabilidad establecidos en el Capítulo 3. cuando se deben utilizar cementos especiales y los mismos cumplen los requisitos de durabilidad correspondientes. el conjunto cemento-agregados no presenta expansiones perjudiciales según el artículo 2.2.9. el hormigón es conforme por resistencia según el artículo 4.2. el hormigón es conforme por razón agua/cemento según el artículo 4.5.2. el hormigón es conforme por su contenido de aire incorporado según el artículo 4.6.4. la mezcla de hormigón utilizada cumple con el requisito de permeabilidad según 2.2.11. 4.5.2. Criterios de conformidad para la razón agua-cemento. 4.5.2.1. Cuando se exija una razón agua/cemento máxima, ella se debe verificar a partir de los pesos de los materiales empleados en la producción de los pastones. Los valores de las pesadas deben ser tomados de los registros impresos o relevados de los equipos de pesada. En la determinación del contenido de agua, se debe considerar la humedad superficial y el agua absorbida de los agregados. El agua absorbida por los agregados se debe determinar para un tiempo de inmersión de veinticuatro horas. En caso de agregados muy absorbentes dicha determinación se debe realizar también para un tiempo de inmersión de sesenta minutos. 4.5.2.2. La determinación de la razón agua/cemento se efectuará como mínimo en las siguientes ocasiones: al comienzo del proceso de hormigonado de cada día, al menos en los cinco primeros pastones consecutivos. dos (2) veces por día.


Cap. 4 - 70

cuando se detecten variaciones importantes en la humedad superficial de los agregados. luego de obtener un resultado de ensayo no conforme, al menos en los tres (3) pastones consecutivos siguientes. 4.5.2.3. Un resultado de control de la razón agua/cemento se considera no conforme cuando la misma excede en 0,02 al valor especificado. 4.5.2.4. Cuando se obtiene un resultado de ensayo de control no conforme, se debe considerar que el pastón bajo control es no conforme respecto de la razón agua/cemento.

4.6 CONFORMIDAD DE LAS PROPIEDADES DEL HORMIGÓN FRESCO 4.6.1. Extracción de muestras de hormigón fresco 4.6.1.1. La extracción de las muestras del hormigón fresco se debe efectuar en la boca de descarga de los equipos mezcladores fijos y/o motohormigoneros, en la forma y condiciones que establece el presente Reglamento. 4.6.1.2. Cada muestra de hormigón fresco se debe extraer de un pastón distinto elegido al azar, o de acuerdo con un plan de muestreo elaborado previamente a la iniciación de las operaciones de hormigonado. 4.6.1.3. El volumen de la muestra, una vez homogeneizada, debe ser como mínimo superior en un 40 % al volumen necesario para realizar todos los ensayos de control previstos, incluyendo en ellos al moldeo de las probetas para ensayos de resistencia. 4.6.1.4. Para hormigoneras fijas, la muestra de hormigón fresco se debe extraer del volumen del pastón en algún momento después de haberse descargado el 15 % del total y antes de que se haya descargado el 85 % del volumen del pastón. La muestra se debe obtener introduciendo un recipiente estanco que atraviese toda la corriente de descarga. 4.6.1.5. En el caso del hormigón elaborado en planta externa a la obra y transportado por equipos motohormigoneros, la muestra se extraerá de la motohormigonera luego de haberse descargado como mínimo el primer cuarto de metro cúbico del pastón y antes de la descarga del último cuarto de metro cúbico, de acuerdo con lo especificado por la norma IRAM 1 666-86, Parte I. Para los ensayos de control de la consistencia la muestra se recogerá inmediatamente después de haberse descargado el primer cuarto de metro cúbico de hormigón del pastón. 4.6.1.6. El plan de muestreo diario para el control de las propiedades del hormigón fresco, se debe establecer para cada clase de hormigón elaborado bajo las mismas condiciones y materiales componentes, de acuerdo con lo indicado en este Reglamento. El número básico de muestras de hormigón fresco a extraer debe ser función del volumen de hormigón a colocar y del tiempo previsto de hormigonado. El plan de muestreo mínimo final a cumplimentar se indica en los artículos correspondientes al criterio de conformidad de cada propiedad en evaluación.


Cap. 4 - 71

4.6.2. Metodología del control 4.6.2.1. La determinación y control de cada parámetro del hormigón fresco por medio de ensayos se debe efectuar como mínimo en las siguientes ocasiones: al comienzo del proceso de hormigonado de cada día, al menos en los cinco (5) primeros pastones consecutivos. cuando hubiese transcurrido dos (2) horas de la última determinación. cuando se efectúe la toma de muestras para la confección de probetas de control de resistencia. luego de obtener un resultado de ensayo no conforme, al menos en los tres (3) pastones consecutivos siguientes. 4.6.2.2. Si efectuado el ensayo se obtiene un valor del parámetro de control dentro del rango establecido para ese parámetro en este Reglamento, según se indica en los artículos siguientes, se debe considerar que el pastón es conforme respecto al parámetro del hormigón fresco ensayado. Si el resultado obtenido se encuentra fuera del rango establecido se considerará que el resultado de ensayo de control es no conforme. 4.6.2.3. Cuando se obtiene un resultado de ensayo de control no conforme, se debe proceder a obtener otra muestra del mismo pastón y a repetir la determinación. Si en este segundo ensayo se obtiene un resultado nuevamente no conforme, se debe considerar que el pastón bajo control es no conforme respecto del parámetro del hormigón fresco ensayado. Si ese segundo resultado de ensayo está dentro del rango establecido para ese parámetro en este Reglamento, se considerará que el pastón es conforme respecto al parámetro del hormigón fresco ensayado y que cumple con la especificación que corresponde 4.6.3. Criterios de conformidad para la consistencia del hormigón 4.6.3.1. Durante las operaciones de hormigonado se debe controlar visualmente la consistencia del hormigón fresco en todos los pastones, comparando el pastón bajo control con el aspecto normal del hormigón de la consistencia especificada. 4.6.3.2. La determinación y control de la consistencia del hormigón fresco por medio de ensayos se debe efectuar, como mínimo, según lo indicado en el artículo 4.6.2.1; cuando exista duda en el control visual efectuado según el artículo 4.6.3.1 y cuando se efectúe el control del contenido de aire, la temperatura de colocación y/o la determinación de la masa por unidad de volumen del hormigón fresco, indistintamente. 4.6.3.3. Se debe considerar que un resultado de ensayo de consistencia es no conforme cuando el resultado obtenido no cumpla con lo especificado en el artículo 5.1.1. 4.6.3.4. Los pastones no conformes por su consistencia serán rechazados. 4.6.4. Criterios de conformidad para el contenido de aire en el hormigón 4.6.4.1. La determinación y control del contenido de aire en el hormigón fresco por medio de ensayos se debe efectuar como mínimo, según lo indicado en el artículo 4.6.2.1.


Cap. 4 - 72

4.6.4.2. El ensayo para la determinación del contenido de aire total del hormigón fresco se debe realizar inmediatamente antes de ser colocado en los encofrados, luego de efectuado su transporte al sitio. 4.6.4.3. Un resultado de ensayo del contenido de aire incorporado se debe considerar como no conforme cuando el resultado obtenido esté por fuera de los límites establecidos en la Tabla 5.3. 4.6.4.4. Los pastones con resultados no conformes en el contenido de aire, luego de efectuar el proceso indicado en el artículo 4.6.2.3., deben ser rechazados. 4.6.5. Criterios de conformidad para la temperatura del hormigón fresco. 4.6.5.1. La temperatura del hormigón fresco, se debe controlar en el momento de verterlo en los encofrados, cuando se cumplan las condiciones establecidas en este Reglamento para tiempo frío o caluroso, según los artículos 5.11. y 5.12. respectivamente, o cuando se hubiere especificado una temperatura de colocación por características particulares en la estructura. 4.6.5.2. La determinación de la temperatura del hormigón fresco se debe efectuar como mínimo según lo indicado en el artículo 4.6.2.1. 4.6.5.3. Un resultado de ensayo de temperatura del hormigón fresco se debe considerar como no conforme cuando el valor obtenido esté por fuera de los límites establecidos en el artículo 5.11.2., para el hormigonado en tiempo frío, y en el artículo 5.12.2, para el hormigonado en tiempo caluroso. 4.6.5.4. Los pastones con resultados no conformes por su temperatura de colocación, luego de efectuar el proceso indicado en el artículo 4.6.2.3., deben ser rechazados. 4.6.6. Criterios de conformidad para la masa de la unidad de volumen del hormigón fresco. 4.6.6.1. Cuando se haya especificado la masa por unidad de volumen del hormigón fresco, por características particulares en la estructura o como medio de control para apreciar variaciones en el contenido unitario de cemento y en la uniformidad de la composición del hormigón, se debe verificar su valor mediante el ensayo establecido en la norma IRAM 1 562-78. 4.6.6.2. La determinación de la masa por unidad de volumen del hormigón fresco se debe efectuar como mínimo según lo indicado en el artículo 4.6.2.1. 4.6.6.3. Un resultado de ensayo de masa por unidad de volumen del hormigón fresco se considera como no conforme cuando el resultado obtenido difiera en más o en menos un dos por ciento (2 %) de la masa unitaria teórica de la mezcla propuesta. 4.6.6.4. Los pastones con resultados no conformes en la masa por unidad de volumen del hormigón fresco, luego de efectuar el proceso indicado en 4.6.2.3., deben ser rechazados.


Cap. 4 - 73

4.6.7. Criterios de conformidad para el contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm. 4.6.7.1. El contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm se debe verificar a partir de los pesos de los materiales empleados en la producción de los pastones. Los valores de las pesadas deben ser tomados de los registros impresos o relevados de los equipos de pesada. 4.6.7.2. La determinación del contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm, se debe efectuar como mínimo en las siguientes ocasiones: al comienzo del proceso de hormigonado de cada día, al menos en los cinco (5) primeros pastones consecutivos. cuando visualmente o al determinar la consistencia del hormigon, se detecte segregación o variaciones importantes en su contenido de finos. luego de obtener un resultado de ensayo no conforme, al menos en los tres (3) pastones consecutivos siguientes. 4.6.7.3. Un resultado del control del contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm se considera como no conforme, cuando el mismo es menor que el valor especificado en la Tabla 5.4. 4.6.7.4. Cuando se obtiene un resultado de ensayo de control no conforme, se debe considerar que el pastón bajo control es no conforme respecto del contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm. 4.6.8. Criterio de conformidad para el requisito de exudación del hormigón 4.6.8.1. Cuando el hormigón debe cumplir con los requisitos de exudación según el artículo 5.1.4., se debe verificar su valor mediante el ensayo establecido en la norma IRAM 1 604-91 (Se debe actualizar la norma IRAM 1 604-91, incorporando velocidad de exudación). 4.6.8.2. La determinación de la capacidad y velocidad de exudación, se debe efectuar como mínimo en las siguientes ocasiones: cuando se utilice una mezcla por primera vez en obra. cuando se cambie alguno de los componentes de la mezcla. cuando visualmente se detecte exudación excesiva en la mezcla. 4.6.8.3. La exudación se considera como no conforme, cuando la capacidad y/o la velocidad de exudación sean mayores que los valores especificados. 4.6.8.4. Obtenido un resultado de ensayo de control no conforme, se considera que la mezcla es no conforme respecto de la exudación.


Cap. 4 - 74

4.6.9. Criterios de conformidad para otras propiedades del hormigón exigidas en los Documentos del Proyecto Cuando los Documentos del Proyecto exijan que el hormigón posea otras propiedades, además de las indicadas taxativamente en este Reglamento, en los Documentos del Proyecto se deben establecer también los correspondientes criterios de conformidad.


Cap. 4 - 75

CAPITULO 5. HORMIGÓN FRESCO - PROPIEDADES, DOSIFICACIÓN Y PUESTA EN OBRA

5.0. SIMBOLOGÍA fć


fćr

resistencia de diseño de la mezcla, en MPa.

s

desviación estándar, en MPa.

sp

promedio estadístico de las desviaciones estándares, cuando se usan dos grupos de resultados de ensayos para determinar la desviación estándar, en MPa.

s1 y s2

desviaciones estándares calculadas por separado para cada uno de los dos grupos de resultados de ensayo, en MPa.

Xi

resultado de un ensayo.

X

promedio de (n) resultados de ensayos.

n

número de resultados de ensayos consecutivos.

n1 y n2

número de resultados de ensayos que conforman cada grupo (no inferiores a 10).

M

madurez, en ºC por hora ó ºC por día

T

temperatura en el interior del hormigón, en ºC

∆t

duración del curado a la temperatura T, en días u horas.

5.1. PROPIEDADES DEL HORMIGÓN FRESCO 5.1.1. Consistencia del hormigón 5.1.1.1. El hormigón tendrá una consistencia acorde con las características de los elementos estructurales a hormigonar y con los medios disponibles para permitir su transporte, colocación y correcta compactación, sin que se produzca segregación ni exudación perjudicial. 5.1.1.2. Este Reglamento establece seis (6) rangos de consistencia de hormigones cuyas denominaciones y métodos de evaluación se indican en la Tabla 5.1. a) Las mezclas con rangos de consistencia fluida y muy fluida se utilizarán en hormigones de cualquier clase sólo si éstos contienen un aditivo superfluidificante.


Cap. 5 - 77

La dosis y la oportunidad de ingresar el aditivo a la mezcla serán tales que maximicen la fluidez de la pasta del hormigón sin generar segregación en el hormigón bajo ninguna circunstancia. b)

Los hormigones de clase H-15, se pueden elaborar con rango de consistencia fluida sin el uso de aditivos superfluidificantes, si el asentamiento es igual o menor que 180 mm y si el contenido de cemento por metro cúbico de hormigón es igual o mayor que 350 kg.

5.1.1.3. Los Documentos del Proyecto deben indicar el valor de la consistencia media de la mezcla a utilizar en los diferentes tipos de elementos estructurales incluidos en la obra (consistencia de diseño). 5.1.1.4. Los distintos pastones deben tener una consistencia igual a la consistencia de diseño más o menos la tolerancia indicada en la Tabla 5.2. Tabla 5.1. Métodos de ensayo aplicables a cada rango de consistencia del hormigón

Consistencia

Remoldeo (V) (seg.)

Muy seca

5,0 < V ≤ 50,0

Rango Asentamiento (A) [cm]

Extendido (E) [cm]

Ensayo de evaluación aplicable

Tiempo de remoldeo en el dispositivo VeBe. Norma IRAM (en preparación).

Seca

2,0 < A ≤ 5,0

Asentamiento del Cono de Abrams. Norma IRAM 1 536-78.

Plástica

5,0 < A ≤ 10,0

Asentamiento del Cono de Abrams. Norma IRAM 1 536-78.

Muy plástica

10,0 < A ≤ 15,0

Fluida

15,0 < A ≤ 18,0

Muy fluida

50 < E ≤ 55

Asentamiento del Cono de Abrams. Norma IRAM 1 536-78. Extendido en la Mesa de Graf. Norma IRAM 1 690-86.

55 < E ≤ 60

Asentamiento del Cono de Abrams. Norma IRAM 1 536-78. Extendido en la Mesa de Graf. Norma IRAM 1 690-86.

60 < E ≤ 65

Extendido en la Mesa de Graf. Norma IRAM 1 690-86.

Tabla 5.2. Rangos de consistencia y tolerancias Consistencia

Remoldeo (V) (seg.) Rango Tolerancia


Asentamiento (A) [cm] Rango Tolerancia

Extendido (E) [cm] Rango Tolerancia

Cap. 5 - 78

Muy seca

5,0 < V ≤ 50,0

Seca

± 2,0 2,0 < A ≤ 5,0

± 1,0

Plástica

5,0 < A ≤ 10,0

± 2,0

Muy plástica

10,0 < A ≤ 15,0

± 2,0

50 < E ≤ 55

± 1,0

Fluida

15,0 < A ≤ 18,0

± 3,0 (*)

55 < E ≤ 60

± 2,0

60 < E ≤ 65

± 2,0

Muy fluida

(*) La tolerancia en (+) es válida siempre que el asentamiento medido sea igual o menor que 20,0 cm.

5.1.2. Aire intencionalmente incorporado 5.1.2.1. Cuando de acuerdo con el tipo de exposición o para hormigones especiales, según el Capítulo 2, Tablas 2.5.y 2.9., se requiera la incorporación intencional de aire, el porcentaje total debe estar comprendido dentro de los límites establecidos en la Tabla 5.3., en función del tamaño máximo del agregado grueso, donde los porcentajes de aire corresponden al hormigón integral. Tabla 5.3. Total de aire natural e intencionalmente incorporado al hormigón Total de aire natural e intencionalmente incorporado al hormigón, de acuerdo al tipo de exposición o para Tamaño máximo del hormigones especiales (Capítulo 2, Tablas 2.5. y agregado grueso 2.9.) Exposición tipo C1 y Exposición tipo C2 Hormigón a colocar bajo agua mm 13,2 19,0 26,5 37,5 53,0

% en volumen 5,5 ± 1,5 5,0 ± 1,5 4,5 ± 1,5 4,5 ± 1,5 4,0 ± 1,5

% en volumen 7,0 ± 1,5 6,0 ± 1,5 6,0 ± 1,5 5,5 ± 1,5 5,0 ± 1,5

5.1.2.2. La determinación del contenido de aire del hormigón se debe efectuar mediante los ensayos especificados en la norma IRAM 1 602-88. 5.1.2.3. Para hormigones con tamaño máximo de agregado grueso igual o mayor que 53,0 mm, el contenido de aire se debe determinar según el artículo 5.1.2.2., sobre la fracción de hormigón que resulta luego de retirar mediante tamizado, las partículas de agregado grueso mayores que 37,5 mm. En este caso, el contenido de aire medido en la fracción que pasa el tamiz de 37,5 mm de abertura debe ser el indicado en la Tabla 5.3. para el tamaño máximo de 37,5 mm.

5.1.2.4. Para hormigones de clase igual o mayor que H-35 las cantidades de aire indicadas en la Tabla 5.3., se pueden reducir hasta una unidad porcentual (1,0%), salvo que en los Documentos de Proyecto se indique lo contrario.


Cap. 5 - 79

5.1.3. Contenido de material pulverulento que pasa el tamiz IRAM 300 µm 5.1.3.1. El Reglamento especifica que se debe computar como material pulverulento de un hormigón, a la suma, en masa, de las partículas del cemento, las adiciones minerales pulverulentas, ya sean activas o no, y la fracción de los agregados que pasan el tamiz IRAM 300 µm (N° 50). 5.1.3.2. El contenido de material pulverulento debe ser el indispensable para permitir que el hormigón fresco tenga adecuada cohesión que impida su segregación y excesiva exudación. Los contenidos mínimos se indican en la Tabla 5.4., en función del tamaño máximo del agregado grueso empleado en el hormigón. Tabla 5.4.

Contenido mínimo de material que pasa por el tamiz IRAM 300 µm Tamaño máximo del agregado grueso

Contenido de material que pasa por el tamiz IRAM 300 µm (N° 50)

(mm)

(kg por metro cúbico de hormigón).

13,2

480

19,0

440

26,5

410

37,5

380

53,0

350

5.1.3.3. Los contenidos mínimos de material pulverulento indicados en la Tabla 5.4. no son de aplicación para los hormigones de clase igual o menor que H-20, que no sean transportados por bombeo, cuya consistencia no supere la consistencia muy plástica y que en la etapa de hormigón endurecido no estén en contacto con medios agresivos según lo establecido en el Capítulo 2. 5.1.3.4. Sin perjuicio del cumplimiento de los artículos 5.1.3.1. a 5.1.3.3., el tipo y cantidad de material que pasa por el tamiz IRAM de 300 µm (Nº 50) debe asegurar que la exudación del hormigón cumpla con lo establecido en el artículo 5.1.4. 5.1.4. Exudación del hormigón 5.1.4.1. Cuando se construyan elementos estructurales que superen los dos (2) metros de altura o que estén sometidos a abrasión, erosión o cavitación, la exudación del hormigón, determinada según la norma IRAM 1 604-91 (se ha solicitado a IRAM su actualización), debe cumplir los límites siguientes: capacidad de exudación igual o menor que cinco por ciento (5 %). velocidad de exudación igual o menor que 100 x 10 – 6 cm/s .


Cap. 5 - 80

5.1.5. Contenido unitario de cemento 5.1.5.1. El hormigón debe contener la cantidad de cemento que resulte necesaria para cumplir con los requisitos de resistencia y durabilidad establecidos en este Reglamento según el destino para el que se lo utilice. 5.1.5.2. A los efectos de proteger las armaduras contra la corrosión, el contenido mínimo de cemento debe ser igual a 280 kg/m³ de hormigón fresco compactado tanto en el hormigón armado como en el pretensado. 5.1.5.3. En los elementos estructurales de hormigón masivo armado el contenido mínimo de cemento debe ser igual a 200 kg/m³ de hormigón fresco compactado si se cumplen las siguientes condiciones: a) El elemento estructural está expuesto a un medio no agresivo tanto para el hormigón como para las armaduras (Agresividad Clase A1, del Capítulo 2, Tabla 2.1.). b) El recubrimiento de las armaduras es igual o mayor que 100 mm. 5.1.6. Homogeneidad de una mezcla de hormigón Para determinar la hormogeneidad de una mezcla de hormigón, se debe aplicar lo establecido en la Parte III, de la Norma IRAM 1 666-86

5.2. DOSIFICACIÓN DEL HORMIGÓN 5.2.1. Requisitos generales 5.2.1.1. Los materiales componentes y las proporciones del hormigón deben asegurar: la trabajabilidad necesaria para su adecuado escurrimiento entre las armaduras y para el llenado completo de los encofrados, con la terminación requerida y en las condiciones de colocación a ser empleado en obra, sin que se produzca segregación o exudación perjudicial para el hormigón según lo establecido en el artículo 5.1. la resistencia mecánica y demás características especificadas para el hormigón endurecido, según se establece en el Capítulo 2. las condiciones necesarias para la protección de las armaduras contra la corrosión. la durabilidad requerida para resistir las condiciones de agresividad del medio ambiente en el lugar de emplazamiento de la estructura, según se establece en el Capítulo 2. 5.2.1.2. La dosificación del hormigón se debe establecer en forma racional, en base a información de experiencias previas y/o mediante la preparación de mezclas de prueba en el laboratorio o en la obra. En ambos casos con los materiales que se van a utilizar en la obra. (Ver los artículos 5.2.5.1. y 5.2.5.2.).


Cap. 5 - 81

La dosificación para hormigones de clase H-15, se puede establecer en forma empírica cuando se cumplan los requisitos especificados en el artículo 5.2.5.3. 5.2.1.3. Los ensayos de resistencia de rotura a la compresión se realizarán en la forma indicada en el artículo 4.1.6. 5.2.1.4. Cuando los criterios de diseño se basen en la resistencia del hormigón a tracción por compresión diametral, se debe: a) verificar en forma experimental en los ensayos de dosificación que la mezcla cumpla con la resistencia a tracción especificada en los Documentos del Proyecto. b) determinar la correlación entre la resistencia a compresión y la resistencia a tracción por compresión diametral mediante ensayos con el mismo hormigón a utilizar en obra. c) la recepción del hormigón se debe realizar mediante ensayos de compresión y se debe verificar el cumplimiento de la resistencia especificada aplicando el coeficiente de correlación determinado según b). 5.2.2. Estimación de la resistencia de diseño de la mezcla 5.2.2.1. La resistencia de diseño de la mezcla de hormigón que se utilizará en obra, es la resistencia media de rotura a compresión para la cual se dosifica dicha mezcla. La resistencia media de las probetas moldeadas con la mezcla en los ensayos de prueba debe ser igual o mayor que la resistencia de diseño de la mezcla calculada según el artículo 5.2.2.2. 5.2.2.2. Modos de control a) Modo de Control 1: La resistencia de diseño de la mezcla debe ser mayor que los valores que resulten de aplicar las siguientes ecuaciones:

f'cr = f'c + 1,34 s

(5-1)

f'cr = f'c + 2,33 s – 3,5

(5-2)


Cap. 5 - 82

b) Modo de Control 2: La resistencia de diseño de la mezcla debe ser mayor que el valor que resulte de aplicar la siguiente expresión:

f'cr = (f'c + 5) + 1,34 s

(5-3)

siendo: fć


fćr

resistencia de diseño de la mezcla, en MPa.

s


5.2.2.3. La desviación estándar se debe determinar según el artículo 5.2.3. 5.2.2.4. En ningún caso la desviación estándar a utilizar en la estimación de la resistencia de diseño de la mezcla debe ser menor de 3,0 MPa. 5.2.2.5. Cuando no se cuente con registros para poder determinar la desviación estándar, el hormigón se debe proyectar adoptando la resistencia media de rotura a compresión dada en la Tabla 5.5. 5.2.2.6. Durante la construcción de la obra, a medida que se disponga de resultados de ensayos se podrá determinar su desviación estándar y con ese valor reajustar la mezcla. El valor a adoptar en ningún caso debe ser menor que 2,0 MPa. Tabla 5.5. Resistencia de diseño de la mezcla cuando no se conoce la desviación estándar

Resistencia especificada (f’c) MPa

Resistencia de diseño de la mezcla (f’cr) MPa

Igual o menor que 20

f’c + 7,0

Entre 20 y 35, inclusive

f’c + 8,5

Mayor de 35

f’c + 10,0

5.2.3. Desviación estándar 5.2.3.1. La desviación estándar es una medida estadística de la dispersión de los resultados de los ensayos que representan a una determinada clase y tipo de hormigón. Consecuentemente, es también una medida de la variación de la resistencia del hormigón producido por una misma planta.


Cap. 5 - 83

5.2.3.2. Cuando una planta elaboradora posea registros de su producción se debe calcular la desviación estándar a aplicar en los hormigones a producir. Los resultados de ensayo que se utilicen para calcular la desviación estándar deben cumplir los siguientes requisitos: a)

los resultados de ensayo deben pertenecer a una misma mezcla.

b)

los materiales y las condiciones de elaboración, deben ser similares a los del hormigón a producir.

c)

los procedimientos de control de producción realizados deben ser igual de rigurosos que los del hormigón a producir.

d)

los cambios en los materiales y en las proporciones de la mezcla, que se hayan producidos durante el período de tiempo al que corresponden los registros de ensayos, deben ser iguales o más restringidos que aquellos esperados para la obra.

e)

los resultados deben pertenecer a hormigones cuya resistencia esté dentro de un rango de ± 10 MPa respecto de la resistencia especificada para el Proyecto a construir.

f)

se debe disponer de treinta (30) o más resultados de ensayos consecutivos o en su defecto de al menos dos grupos de ensayos consecutivos que totalicen un mínimo de 30 ensayos, donde cada grupo no podrá tener menos de 10 ensayos.

5.2.3.3. Cuando se disponga de treinta (30) o más resultados de ensayos consecutivos que conforman un (1) único grupo, la desviación estándar se debe determinar aplicando la siguiente fórmula:

s=

∑ (Xi − X )

2

(n − 1)

(5-4)

siendo: s Xi X n

desviación estándar resultado de un ensayo. promedio de (n) resultados de ensayos. número de resultados de ensayos consecutivos.

5.2.3.4. Cuando se disponga de dos (2) grupos de ensayos consecutivos, que entre ambos sumen treinta (30) o más resultados de ensayos, se debe determinar la desviación estándar promedio aplicando la siguiente expresión:

sp =

(n

1

)

− 1 (s

1

) 2 + (n 2

− 1) (s 2 ) 2

n1 +n 2 −2

(5-5)

siendo:


Cap. 5 - 84

sp

promedio estadístico de las desviaciones estándares, cuando se usan dos grupos de resultados de ensayos para determinar la desviación estándar.

s1 y s2

desviaciones estándares calculadas por separado para cada uno de los dos grupos de resultados de ensayos.

n1 y n2

número de resultados de ensayos que conforman cada grupo (no inferiores a 10).

5.2.3.5. Si la planta posee registros que cumplan con las condiciones a), b), c), d), e) y f) dadas en el artículo 5.2.3.2. pero sólo se dispone de 15 a 29 resultados de ensayos consecutivos, la desviación estándar (s) se debe determinar con los valores de ensayo disponibles utilizando la expresión indicada en el artículo 5.2.3.3. y ese valor se debe incrementar con el factor que le corresponda según la Tabla 5.6. Este procedimiento es válido si los ensayos pertenecen a un solo conjunto de ensayos consecutivos realizados dentro de un período de tiempo no menor que cuarenta y cinco (45) días corridos, y comprendido dentro de los últimos doce meses respecto de la fecha del estudio de las proporciones que se efectúa. Tabla 5.6. Factor que incrementa la desviación estándar (s), cuando se dispone de menos de 30 resultados de ensayos consecutivos

N° de ensayos (*)

Factor de modificación de la desviación estándar

Menos de 15 15 20 25 30

No aplicable 1,16 1,08 1,03 1,00

(*) - Interpolar para un número de ensayos intermedios

5.2.3.6. En todos los casos, a medida que por el avance de obra se disponga de treinta (30) o más ensayos consecutivos, se debe determinar la desviación estándar y con este valor reajustar la dosificación del hormigón en caso de ser necesario. 5.2.4. Elección de la razón agua/cemento 5.2.4.1. La razón agua/cemento o la razón agua/material cementicio con que se debe proyectar el hormigón debe ser la menor de las dos siguientes: a)

la necesaria para alcanzar la resistencia de diseño de la mezcla según lo establecido en el artículo 5.2.2.

b)

la menor de las máximas especificadas por durabilidad y por características especiales de la estructura, según se establece en el Capítulo 2.

5.2.4.2. Cuando se use cemento pórtland más una adición mineral activa incorporada


Cap. 5 - 85

en el momento del mezclado, se debe reemplazar la razón agua/cemento (a/c) por la razón agua/ material cementicio [a/(c+x)], que tenga en cuenta la suma del cemento pórtland (c) y la cantidad y eficiencia de la adición (x). Esta equivalencia deberá ser respaldada con experiencias de laboratorio o por resultados fehacientes de obras anteriores. En ambos casos las experiencias deben haber sido realizadas con los mismos materiales componentes y con hormigones de proporciones similares. 5.2.5. Determinación de la composición del hormigón La determinación de la composición y proporciones de los materiales del hormigón se debe realizar de acuerdo con uno de los siguientes procedimientos: a)

racional mediante pastones de prueba, según se establece en el artículo 5.2.5.1.

b)

racional utilizando información de obras anteriores, según se establece en el artículo 5.2.5.2.

c)

empírico, según se establece en el artículo 5.2.5.3.

5.2.5.1. Dosificación racional mediante pastones de prueba Las proporciones de las mezclas para las diferentes clases de hormigones, materiales y condiciones de elaboración con que se ejecutará la obra, se deben establecer experimentalmente, en base a la preparación y ensayo de pastones de prueba, elaborados bajo las siguientes condiciones: a)

se deben emplear tres (3) razones agua/cemento distintas, que comprendan a la elegida según el artículo 5.2.4 y con contenidos de materiales cementícios que produzcan un rango de resistencias que comprenda a la resistencia de diseño fćr.

b)

el asentamiento del hormigón debe ser el especificado para la estructura donde se empleará el hormigón, con las tolerancias admitidas en la Tabla 5.2.

c)

el contenido de aire incorporado debe ser el especificado para la estructura a construir, con las tolerancias admitidas en la Tabla 5.3.

d)

la temperatura de la mezcla fresca en el laboratorio debe estar comprendida dentro de un rango de ± 5°C respecto de la máxima temperatura que se prevé que tendrá el hormigón en el momento de ser mezclado y colocado en obra.

e)

para cada razón agua/cemento se deben moldear por lo menos tres (3) probetas cilíndricas de 15,0 cm de diámetro y 30,0 cm de altura o, si corresponde, un mínimo de cuatro (4) probetas cilíndricas de 10,0 cm de diámetro y 20,0 cm de altura, para la edad de diseño y para cada edad de ensayo adicional que se desee. Las probetas se deben preparar, curar y acondicionar para su ensayo en un todo de acuerdo con lo establecido en las normas IRAM 1 524-82 ó 1 534-85. Los ensayos de resistencia a la compresión se deben realizará en las condiciones que establece la norma IRAM 1 546-92, a la edad de diseño que corresponda, en un todo de acuerdo con lo establecido en el artículo 5.2.1.


Cap. 5 - 86

f)

con los resultados de los ensayos se debe trazar una curva que relacione las razones agua/cemento del hormigón con las resistencias medias de rotura a la compresión a la edad de diseño, obtenidas con las mezclas mencionadas en a). De la curva trazada para la resistencia de diseño de la mezcla establecida según el artículo 5.2.2.2., se debe obtener la razón agua/cemento a usar en la obra. El valor obtenido no debe exceder la máxima razón establecida por consideraciones de durabilidad, según el artículo 5.2.4.1).

g)

la mezcla resultante se debe ajustar posteriormente con los materiales y equipos disponibles en la obra, antes de iniciar su producción industrial. Las proporciones finales se establecerán de modo tal que no sea excedida la máxima relación agua/cemento determinada según f), cuando el asentamiento sea el máximo especificado.

5.2.5.2. Dosificación racional basada en información de experiencias previas La dosificación del hormigón se puede calcular mediante métodos racionales aplicados a la información experimental obtenida en obra o en laboratorio, siempre que se cumpla que : a)

La relación agua/cemento sea elegida según lo establecido en el artículo 5.2.4.

b)

La información necesaria se haya obtenido mediante ensayos realizados dentro de los últimos doce (12) meses.

c)

Los materiales, equipos y condiciones de diseño, sean similares a las que se utilizarán en la obra que motiva la dosificación a realizar.

d)

La mezcla sea finalmente ajustada en obra según se establece en el artículo 5.2.5.1.g)

5.2.5.3. Dosificación del hormigón establecido en forma empírica Para los hormigones clase H-15, exclusivamente, se pueden adoptar dosificaciones empíricas basadas en proporciones preestablecidas, si se cumple que: a)

La condición de exposición de la estructura sea del tipo A1, según lo indicado en el Capítulo 2.

b)

Se utilicen cementos según el artículo 3.1.1.1 y se asegure los contenidos mínimos indicados en la Tabla 5.7.

c)

No se utilicen aditivos ni adiciones minerales de ningún tipo.

d)

La consistencia del hormigón pertenezca a las consistencias seca, plástica, muy plástica y fluida con exclusión de las consistencias muy seca y muy fluida.

e)

El cemento se deberá medir en bolsa entera


Cap. 5 - 87

Tabla 5.7.

Contenido mínimo de cemento para hormigones dosificados en forma empírica

Clase de hormigón

Contenido mínimo de cemento por metro cúbico de hormigón (kg) según la consistencia del hormigón Consistencias seca y plástica

Consistencia muy plástica

Consistencia fluida

300

320

350

H-15

5.3. PRODUCCIÓN 5.3.1. Datos básicos de producción a disponer 5.3.1.1. En el lugar físico desde el cual se opere la planta de elaboración de los hormigones, debe estar disponible la documentación con la indicación precisa de la composición y de las proporciones de los materiales constituyentes de los hormigones a producir. Para cada uno de los tipos de hormigón que se elaboren, se determinar la siguiente información: a)

Contenido de agua de la mezcla, expresado en dm³/m³ o kg/ m³ de hormigón y en dm³/pastón o kg/pastón.

b)

Cantidad de agua neta a ingresar a la hormigonera, en función de los distintos valores de humedad que presenten los agregados.

c)

Tipo, características y procedencia de los agregados a emplear.

d)

Cantidad de agregados de cada fracción y procedencia, expresada en kg/m³.

e)

Tipo, marca y procedencia del cemento y los aditivos.

f)

Cantidad de cemento y adiciones, si las hubiere, expresadas en kg/m³.

g)

Dosis de cada uno de los aditivos a incorporar a los hormigones, expresada en kg/m³.

h)

Razón agua / cemento o razón agua / cemento efectiva, expresada en masa.

i)

Resistencia media a obtener con la dosificación.

j)

Consistencia del hormigón fresco.

k)

Masa de la unidad de volumen del hormigón fresco, expresada en kg/m³.


Cap. 5 - 88

5.3.1.2. En el proceso de producción de hormigones de clase igual o mayor que H-20 se deberá registrar, para cada pastón elaborado, la información correspondiente a los puntos a) hasta g) detalladas en el artículo 5.3.1.1. 5.3.2. Medición de los materiales componentes del hormigón 5.3.2.1. Los equipos de medición deben estar instalados de tal manera que operen dentro de las tolerancias establecidas en el artículo 5.3.2.9., Tabla 5.8. , aún ante movimientos y/o vibraciones que se produzcan en la zona de la planta de elaboración de hormigones. 5.3.2.2. Los equipos de medición de la planta de elaboración de hormigones deben ser operados por personal idóneo y experimentado en su manejo, con capacitación comprobable. 5.3.2.3. Periódicamente se debe proceder a limpiar las balanzas y articulaciones de los equipos de medición, como así también a realizar controles de funcionamiento. El contraste de las balanzas se debe realizar como mínimo al iniciarse la producción del hormigón y posteriormente una vez por mes o antes si hubiere presunción de deficiencias en el funcionamiento. 5.3.2.4. Los dispositivos empleados para la medición del agua de mezclado no deben resultar afectados, ni producir errores de medición fuera de las tolerancias establecidas, si varía la presión del agua en la cañería de alimentación. 5.3.2.5. El cemento se debe medir en masa y en forma separada de los agregados. Como única excepción se admitirá la incorporación a la hormigonera del cemento en sus bolsas originales enteras. 5.3.2.6. Las fracciones de agregados finos y de agregados gruesos se deben medir en forma separada, bajo las siguientes condiciones: a)

Exclusivamente en masa para hormigones de clase mayor que H-20.

b)

En masa o en volumen para hormigones de clase igual o menor que H-20. En el segundo caso, se debe determinar previamente la densidad a granel ( peso unitario) de los materiales en las condiciones de humedad en que se encuentran en el acopio, efectuándose la medición en volúmenes aparentes de materiales sueltos, en recipientes cuidadosamente enrasados de pequeña sección y gran altura.

c)

Se debe determinar el contenido de humedad superficial de los agregados, como mínimo al comenzar las tareas de hormigonado y cuando cambie el acopio o las condiciones de humedad del mismo.

d)

La cantidad de agregados a introducir en la hormigonera debe ser la que corresponda a la dosificación proyectada de acuerdo con su real humedad superficial.

5.3.2.7. El agua de mezclado se puede medir en masa o en volumen. Al medirla se tendrá en cuenta el agua aportada por los agregados en forma de humedad superficial y la incorporada como hielo, a los efectos de efectuar la corrección correspondiente.


Cap. 5 - 89

5.3.2.8. Los aditivos químicos líquidos se deben medir en volumen o en masa, y los pulverulentos se debe medir sólo en masa. 5.3.2.9. Cuando los materiales componentes del hormigón se midan en masa y el agua en masa o volumen, se debe cumplir en cada medición con las tolerancias establecidas en la Tabla 5.8. Los valores allí consignados son para cada pastón considerado individualmente. Tabla 5.8. Tolerancia porcentual admitida en la medición de los materiales por pastón

Materiales componentes del hormigón Cemento Adiciones minerales

Tolerancia porcentual admitida en la medición, respecto a la masa total de cada material ± 1,0 %

Cada fracción de agregado

± 2,0 %

Agua de mezclado (incluyendo hielo)

± 1,0 %

Aditivos químicos (polvo o líquidos)

± 3,0 %

5.3.2.10. Las balanzas deben estar graduadas como mínimo al 0,1 % de su capacidad máxima y se deben utilizar en el rango de lectura que supere el 30 % de su capacidad máxima. 5.3.3. Mezclado del hormigón 5.3.3.1. La operación de mezclado se debe realizar exclusivamente en forma mecánica. 5.3.3.2. El tiempo de mezclado se debe medir a partir del momento en que todos los materiales componentes ingresaron al tambor de la mezcladora. 5.3.3.3. Los equipos de mezclado se deben encontrar en condiciones de uso y mantenimiento que permitan cumplir con lo establecido en este Reglamento. Se debe llevar un registro de los servicios de mantenimiento y controles de funcionamiento efectuados desde su puesta en servicio. 5.3.3.4. Para cada equipo mezclador el tiempo mínimo de mezclado se debe determinar al iniciar la producción en obra y posteriormente cuando hubiere presunción de deficiencias de funcionamiento. Sí el equipo tiene una capacidad nominal superior a 1 m3, el tiempo de mínimo mezclado se determinará con una frecuencia igual o menor que tres (3) meses.


Cap. 5 - 90

5.3.3.5. Cuando el hormigón se mezcle mediante motohormigoneras, cumplirá con los requisitos de mezclado especificados en la norma IRAM 1 666-86. 5.3.3.6. Los aditivos químicos se debe ingresar al tambor de la hormigonera en forma de soluciones acuosas, como parte del agua de mezclado, con excepción de los superfluidificantes líquidos que se deben incorporar en la forma suministrada, sin diluir. Cuando el hormigón contenga dos (2) o más aditivos químicos, las soluciones de ambos se deben almacenar, medir e ingresar en forma separada al tambor de la hormigonera. En el caso del uso de más de un aditivo se debe verificar previamente la compatibilidad entre los productos empleados desde el punto de vista del comportamiento del hormigón fresco y endurecido. 5.3.3.7. Para hormigoneras estacionarias de ejes horizontal, basculante o vertical, el tiempo de mezclado se debe establecer determinando el mínimo tiempo requerido para que el hormigón producido cumpla con las condiciones de homogeneidad de una mezcla, establecidas en el artículo 5.1.6. 5.3.3.8. Si no se aplica lo especificado en el artículo 5.3.3.7, para las hormigoneras estacionarias de eje horizontal y de eje basculante, los tiempos mínimos de mezclado deben ser los que se indican en la Tabla 5.9. Tabla 5.9. Tiempos mínimos de mezclado en hormigoneras de eje horizontal y de eje basculante. Capacidad nominal de la hormigonera Igual o menor que 1,0 m³ Mayor que 1,0 m³ pero menor o igual que 2,0 m³ Mayor que 2,0 m³ pero menor o igual que 3,0 m³ Mayor que 3,0 m³ pero menor o igual que 4,0 m³ Mayor que 4,0 m³

Tiempo mínimo de mezclado 90 segundos 110 segundos 130 segundos 150 segundos 180 segundos

5.3.3.9. El tiempo máximo de mezclado no debe superar para ningún equipo los cinco (5) minutos. 5.3.3.10. La capacidad útil debe cumplir con las siguientes condiciones: a)

Hormigones de clase mayor que H-15: La capacidad útil, medida en el volumen del hormigón producido, debe ser mayor de 0,250 m³.

b)

Hormigones de clase igual o menor que H-15: La capacidad útil debe ser tal que permita elaborar pastones cuyo contenido de cemento corresponda a un número exacto de bolsas de cemento enteras y originales de fábrica.


Cap. 5 - 91

5.4. TRANSPORTE DEL HORMIGÓN A Y EN LA OBRA 5.4.1. Transporte en camiones sin dispositivos mezcladores ni de agitación 5.4.1.1. El hormigón de consistencia muy seca y con un asentamiento (norma IRAM 1 536-78) a la salida de la planta elaboradora igual o menor que 7,0 centímetros, puede ser transportado a y en la obra en camiones o vehículos adecuados sin dispositivos mezcladores ni de agitación, si se cumplen todas las condiciones establecidas en los artículos 5.4.1.2 a 5.4.1.7 inclusive. 5.4.1.2. El hormigón no se debe segregar durante el transporte. 5.4.1.3. Los vehículos de transporte deben tener cajas metálicas, lisas, estancas con aristas y vértices redondeados, y deben estar provistos de puertas que permitan controlar la descarga del hormigón, y de los medios o cubiertas necesarias para proteger al hormigón contra las acciones climáticas y contra toda posibilidad de contaminación con sustancias extrañas. 5.4.1.4. Al momento de su descarga del vehículo de transporte, el hormigón debe tener la consistencia necesaria para su colocación y compactación acorde con los equipos disponibles en el lugar, de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento. 5.4.1.5. El hormigón debe ser completamente descargado con tiempo suficiente para que pueda ser colocado, compactado y terminado con los medios disponibles en la obra antes de que se haya alcanzado su tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95). 5.4.1.6. Se debe verificar que el hormigón sea uniforme luego de efectuado su transporte con los equipos dispuestos, aplicando el criterio de uniformidad establecido en el artículo 5.1.6. Ello se debe realizar al inicio del proceso y luego con una frecuencia igual o menor de tres (3) meses, o cuando hubiere presunción de alteraciones en el proceso. 5.4.1.7. Si no se determina el tiempo de fraguado inicial del hormigón para verificar la condición establecida en el artículo 5.4.1.5., o no se controla la uniformidad del hormigón luego de efectuado el transporte, según el artículo 5.4.1.6., se debe limitar el transporte por este medio a un recorrido máximo de 10 km, exclusivamente por camino nivelado, y la descarga del hormigón se debe concluir en un lapso máximo de 30 minutos desde que el agua se puso en contacto con el cemento. 5.4.2. Transporte del hormigón mediante motohormigoneras o equipos agitadores 5.4.2.1. Los equipos motohormigoneros deben cumplir con las condiciones establecidas en la norma IRAM 1 666-86. 5.4.2.2. Cuando el mezclado del hormigón se complete en planta central, el transporte se debe realizar con el tambor de la motohormigonera en velocidad de agitación. Cuando el mezclado se efectúe en la motohormigonera en tránsito, el transporte se debe efectuar a velocidad de mezclado hasta que se completen de 70 a 100 revoluciones del tambor, manteniendo luego al tambor en velocidad de agitación. 5.4.2.3. Cuando la motohormigonera llegue a pie de obra, antes de proceder a su descarga, se debe realizar un remezclado del hormigón con velocidad de giro del tambor


Cap. 5 - 92

correspondiente a mezclado. El número necesario de revoluciones del tambor se debe determinar de acuerdo con el criterio de cumplimiento de la uniformidad de composición del hormigón producido, establecido en la norma IRAM 1 666-86, parte III, pero en ningún caso debe ser menor a 25 revoluciones. 5.4.2.4. La descarga total de las motohormigoneras se debe producir con tiempo suficiente para que el hormigón se pueda colocar, compactar y terminar con los medios disponibles en la obra antes de haber alcanzado su tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95). Por otra parte, la consistencia del hormigón al momento de la descarga, debido a la pérdida ocasionada por el tiempo de transporte, sin el agregado adicional de agua debe ser compatible con los medios disponibles para colocarlo y compactarlo de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento. 5.4.2.5. Se deber verificar, al inicio del proceso y luego en forma periódica, que el hormigón sea uniforme luego de efectuado su transporte con los equipos motohormigoneros dispuestos, aplicando el criterio establecido en el artículo 5.1.6. 5.4.2.6. Si no se determina el tiempo de fraguado inicial del hormigón, para verificar la condición establecida en el artículo 5.4.2.4., o no se controla la uniformidad del hormigón luego de efectuado el transporte, según el artículo 5.4.2.5, la descarga total de las motohormigoneras se debe producir antes de que transcurran noventa (90) minutos contados a partir del momento en que el agua se puso en contacto con el cemento, o antes que se alcance el límite de 300 revoluciones contados a partir del mismo momento. En situaciones de tiempo caluroso, según lo establecido en el artículo 5.12, o en condiciones que favorezcan el endurecimiento del hormigón, ese tiempo de transporte en motohormigonera hasta la descarga total del hormigón se debe limitar a 60 minutos desde que el agua se puso en contacto con el cemento. 5.4.2.7. Durante el transporte se puede producir un aumento de consistencia importante que afecte las condiciones de colocación y compactación. En esos casos, el incremento de consistencia será compensado antes de la descarga del hormigón, por alguno de los siguientes métodos: a)

Mediante el agregado de un aditivo superfluidificante.

b)

Mediante el agregado de agua. En este caso, la cantidad de agua a agregar debe ser parte del agua total correspondiente a la dosificación de la mezcla. Se debe acordar entre el productor de hormigón y los responsables de la obra, la metodología para la medición, la incorporación y el control del agua a agregar para recuperar el asentamiento.

5.5. MANIPULEO DEL HORMIGÓN EN OBRA 5.5.1. Generalidades 5.5.1.1. El hormigón debe ser conducido desde la hormigonera, desde el lugar de descarga de la motohormigonera o desde los vehículos de transporte hasta el emplazamiento definitivo, con la mayor rapidez posible y sin interrupciones,


Cap. 5 - 93

empleando métodos y procedimientos que eviten la pérdida de humedad y la segregación del mismo. 5.5.1.2. La verificación de la uniformidad del hormigón luego de efectuado su manipuleo por cualquier medio en la obra, se debe realizar cada vez que existieren dudas sobre la eficacia del proceso de manipuleo dispuesto, si hubiere presunción de deficiencias en el funcionamiento del equipo utilizado o si se detectan alteraciones significativas en el hormigón en colocación. 5.5.2. Utilización de canaletas 5.5.2.1. Las canaletas sólo se deben emplear como elementos auxiliares, cuando sea necesario alcanzar zonas reducidas y aisladas de la estructura, y con mezclas de hormigón que no manifiesten tendencia a la segregación. 5.5.2.2. Las superficies de la canaleta en contacto con el hormigón se deben confeccionar con materiales no absorbentes, y deben ser lisas, estancas y sus aristas y vértices deben ser redondeados. 5.5.2.3. La inclinación máxima de las canaletas debe ser aquella que permita el escurrimiento lento de la masa fresca, sin segregación de los componentes. No debe superar los 35º a partir de la horizontal 5.5.3. Transporte del hormigón mediante cintas 5.5.3.1. El transporte mediante cintas debe estar limitado a hormigones con consistencias muy seca, seca, plástica y muy plástica. Las cintas serán de material no absorbente y de sección transversal cóncava. 5.5.3.2. El perfil transversal que adopta la cinta en condiciones de transporte, la inclinación en el sentido del transporte y la velocidad de transporte; deben ser tales que aseguren la homogeneidad del hormigón transportado, evitando su segregación, de acuerdo al criterio prescrito en el artículo 5.1.6. 5.5.3.3. El hormigón transportado por cintas debe ser descargado en el sitio de colocación a través de una tolva. La velocidad de transporte no debe provocar segregación en el punto de transferencia. 5.5.3.4. Cuando se deba evaluar la homogeneidad del hormigón, de acuerdo con lo indicado en el artículo 5.5.1.2., dicha evaluación se debe efectuar al final del conjunto de cintas de transporte y tolvas de transferencia con el criterio establecido en el artículo 5.1.6. 5.5.3.5. En épocas con temperatura ambiente igual o mayor que 25ºC o humedad relativa del aire inferior a 70%, se debe proteger de la desecación al hormigón transportado mediante cintas. 5.5.4. Transporte del hormigón por bombeo 5.5.4.1. La composición del hormigón debe permitir transportarlo por bombeo sin segregación como una vena continua, evaluándose el comportamiento en la boca de descarga de la cañería.


Cap. 5 - 94

5.5.4.2. El equipo de bombeo debe tener las características y capacidad adecuada para efectuar un transporte continuo del hormigón hasta el lugar de su colocación definitiva. 5.5.4.3. Las cañerías, soportes, fijaciones y uniones del conjunto de bombeo deben estar diseñados para soportar el doble de la presión máxima del equipo. Las cañerías no deben estar constituidas por aluminio ni aleaciones que lo contengan, y deben tener un diámetro interno por lo menos tres (3) veces el tamaño máximo nominal del agregado grueso que contenga el hormigón a bombear. Los conductos flexibles, o mangas, sólo se deben admitir en el extremo de descarga. 5.5.4.4. Las instalaciones se deben limpiar al finalizar las tareas de hormigonado mediante agua a presión. La limpieza se debe efectuar también cada vez que se hubiere interrumpido el bombeo por un lapso superior a la mitad del tiempo de fraguado inicial del hormigón (norma IRAM 1 662-95). Si no se determina el tiempo de fraguado del hormigón, se debe limpiar en forma total la cañería cuando se interrumpa el bombeo por un lapso superior a los 60 minutos. 5.5.4.5. Cuando la cañería de bombeo termine en un tramo vertical o subvertical descendente, se debe adoptar una de las siguientes alternativas: a) Durante todo el hormigonado, la tubería vertical debe estar llena y con su extremo final sumergido en el hormigón fresco ya colocado. b) Horizontalizar un tramo de tubería antes de la descarga. La cláusula b) no debe ser de aplicación cuando se bombee una mezcla que reúna simultáneamente todas las características siguientes: 19 mm de tamaño máximo del agregado grueso, contenido de cemento igual o mayor que 380 kg/m3, porcentaje de arena sobre el total de agregado igual o mayor que 50%, consistencias muy plástica, fluida o muy fluida ; colocación de la mezcla sobre una superficie de hormigón o mortero que aún no ha comenzado su fraguado y no se produzca segregación de la mezcla. 5.5.4.6. El procedimiento de bombeo no debe afectar la homogeneidad del hormigón. En caso de corresponder verificarlo, de acuerdo con lo indicado en el artículo 5.5.1.2. ello se debe efectuar con muestras obtenidas, en distintas oportunidades, del punto de descarga de la cañería y aplicando al respecto el criterio establecido en el artículo 5.1.6. 5.5.4.7. Cuando se transporte por bombeo una mezcla con aire intencionalmente incorporado, la cantidad de aire especificada se deberá verificar en el hormigón al final de la cañería de bombeo. 5.5.5. Utilización de tuberías verticales


Cap. 5 - 95

5.5.5.1. Las tuberías usadas para el transporte vertical del hormigón, desde una cota superior a una cota inferior deben estar constituidas por caños de sección circular. Los mismos pueden ser metálicos, de material plástico o de goma. Su diámetro debe ser igual o mayor que ocho veces el tamaño máximo del agregado grueso. 5.5.5.2. Se debe evitar que estas tuberías se doblen, se aplasten o se tuerzan, para impedir la formación de obstrucciones durante la etapa de colocación del hormigón.

5.6. COLOCACIÓN 5.6.1. Aspectos generales 5.6.1.1. Antes de iniciar las operaciones de hormigonado se deben verificar los siguientes puntos: a)

Dimensiones, niveles, alineación, estanqueidad y condiciones de los encofrados.

b)

Diámetros, separaciones, recubrimiento y estado superficial de las armaduras.

c)

Estado de las superficies de las fundaciones.

d)

Seguridad en las estructuras de apuntalamiento de los encofrados y otros elementos de sostén.

e)

Disponibilidad suficiente en cantidad y calidad de los materiales, equipos y mano de obra necesarios para realizar las operaciones de colocación, compactación, terminación y curado continuo de los elementos estructurales.

5.6.1.2. En forma general el hormigón se debe colocar en los elementos estructurales en el sitio más cercano al de su posición definitiva mediante trayectorias de dirección verticales, evitando los desplazamientos laterales y la innecesaria manipulación de la mezcla fresca que generen segregación de sus componentes. 5.6.2. Estructuras hormigonadas en contacto con el suelo 5.6.2.1. Los elementos de fundación no se deben ejecutar directamente sobre el suelo. Este debe ser cuidadosamente limpiado, compactado y alisado, para luego recubrirlo con una capa de hormigón bien compactada y de un espesor igual o mayor que 50 mm, denominada capa de limpieza, de la misma calidad que el hormigón del elemento de fundación que apoyará sobre ella. 5.6.2.2. El espesor de esta capa de limpieza no se debe tener en cuenta a los efectos del dimensionamiento estructural, y deberá transcurrir un mínimo de 24 horas desde su moldeo antes de construir sobre ella el elemento de fundación. 5.6.2.3. No se debe colocar hormigón sobre terrenos o superficies de fundación congelados, o que estén cubiertos de hielo, nieve o materiales congelados. Las superficies congeladas se deben descongelar hasta una profundidad tal que, una vez


Cap. 5 - 96

colocado el hormigón, la superficie de contacto no se vuelva a congelar nuevamente durante el período establecido para protección del hormigón. 5.6.3. Estructuras hormigonadas en contacto con agua 5.6.3.1. No se debe colocar hormigón en contacto con agua en movimiento. 5.6.3.2. Cuando haya que colocar hormigón bajo agua, para la composición del mismo se deben respetar los requisitos establecidos en el Capítulo 2 de este Reglamento. 5.6.3.3. La colocación se debe realizar empleando las técnicas particulares correspondientes, previniendo el flujo de agua a través de la masa de hormigón fresco en el sitio de colocación. La incorporación del nuevo hormigón se debe hacer desde adentro de la masa ya colocada para que no tome contacto con el agua circundante. 5.6.3.4. Las interrupciones en el hormigonado superiores a los 30 minutos se deben tratar como interrupciones totales, y en tal caso se debe proceder a reiniciar el proceso, excepto que el hormigón incluya retardador de fraguado y se cuente en obra con medios aptos para prolongar ese tiempo. 5.6.3.5. La consistencia y contenido de aire de los hormigones colocados bajo agua se debe controlar con una frecuencia igual al doble de la establecida para la clase de hormigón correspondiente según lo indicado en el Capítulo 4 de este Reglamento. 5.6.4. Estructuras hormigonadas en contacto con encofrados 5.6.4.1. Las superficies internas de los encofrados, se deben limpiar en forma cuidadosa, eliminando todo resto de mortero u hormigón endurecidos y cualquier otra sustancia extraña o restos de madera que ocupen el lugar donde se debe colocar el hormigón. 5.6.4.2. Al empezar la colocación del hormigón no debe existir acumulación de agua u otros líquidos sobre la superficie de los encofrados. 5.6.4.3. Las superficies internas de los encofrados no deben ser porosas, y se deben cubrir con un agente antiadhesivo que facilite el rápido y limpio desencofrado de los elementos estructurales, sin producir roturas del hormigón, sin mancharlo ni alterar su proceso de endurecimiento. 5.6.4.4. Sobre la superficie interna del encofrado se pueden colocar membranas destinadas a mejorar la calidad del hormigón de recubrimiento de armaduras, o para lograr efectos estéticos en la superficie de hormigón visto. La utilización de esta membranas está condicionada a que se demuestre que las mismas no producen otros efectos que alteren las características del hormigón endurecido. 5.6.5. Disposiciones sobre colocación del hormigón 5.6.5.1. El hormigón debe ser colocado, compactado y terminado en obra antes de que alcance el tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95). 5.6.5.2. El hormigón se debe colocar en capas horizontales y continuas de un espesor máximo de 0,50 metros, las cuales deben ser perfectamente compactadas antes que la


Cap. 5 - 97

capa precedente haya alcanzado el tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95). Se exceptúan de esta limitación los elementos estructurales indicados en el artículo 5.6.5.3. Dichas capas pueden ser continuas o escalonadas, según sea la longitud y espesor del elemento estructural. Cada capa debe ser solidarizada a la inferior, mediante la compactación conjunta de un espesor mínimo de 5 cm de la inferior. 5.6.5.3. En columnas, vigas y otros elementos estructurales de volumen reducido con relación a la altura, el espesor de la capa de hormigonado se puede aumentar a 1,00 metro, si se verifica que por compactación interna complementada por vibración o golpeteo del encofrado, se puede obtener la máxima densidad del hormigón sin pérdida de homogeneidad. 5.6.5.4. La máxima altura para verter el hormigón libremente será de 1,50 metros. Para alturas mayores se debe conducir la vena de hormigón empleando embudos y/o conductos metálicos verticales ajustables, de forma cilíndrica. Los conductos pueden ser rígidos, articulados o flexibles. 5.6.5.5. No se debe colocar hormigón si las condiciones climáticas (lluvia, viento, nieve, humedad ambiente) pueden perjudicar su calidad o impedir que las operaciones de colocación y compactación se realicen en forma adecuada. 5.6.5.6. El vertido del hormigón se debe efectuar de modo tal que la masa fresca no reciba cambios bruscos en la dirección de su movimiento y que no impacte contra un obstáculo donde se pueda originar rebote. 5.6.5.7. El ingreso del hormigón en los encofrados se debe realizar en forma continua y con la menor velocidad de colocación posible. 5.6.5.8. Cuando no se disponga de los medios adecuados y eficaces para proteger al hormigón y evitar los efectos perjudiciales de las temperaturas extremas, de acuerdo con lo indicado en este Reglamento, se deben interrumpir las operaciones de colocación del hormigón. 5.6.5.9. Durante las operaciones de colocación y compactación del hormigón, las armaduras no se deben deformar, ni desplazar respecto a la ubicación establecida en los planos. 5.6.6. Hormigonado de elementos típicos 5.6.6.1. Las losas se deben hormigonar en todo su espesor por franjas continuas y paralelas, preferentemente en la dirección de la luz menor. El ancho de la franja debe ser el que corresponda para que al colocar el hormigón de la contigua, el hormigón de la anterior no haya alcanzado el tiempo indicado en el artículo 5.6.5.1. 5.6.6.2. En superficies planas, el vertido se debe ejecutar a distancias cortas entre sí, evitando la formación de grandes pilas o montículos que requieran de importantes movimientos transversales para alcanzar su sitio definitivo. 5.6.6.3. Se recomienda hormigonar las columnas hasta el nivel de fondo de vigas, previamente a la colocación de las armaduras de ellas.


Cap. 5 - 98

El nervio y la losa en las vigas placas se deben hormigonar en forma simultánea, con el objeto de garantizar la absorción del esfuerzo de corte que se produce entre ambos. En caso contrario se deben disponer elementos de transferencia del esfuerzo de corte dimensionados de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento. 5.6.6.4. Las bases de fundación se deben ejecutar preferentemente en una sola operación continua. En caso de que por razones constructivas ello no fuera posible, se debe permitir subdividir su hormigonado, tratando las superficies de contacto según lo establecido en el artículo 5.8.4, debiendo presentarse memoria de cálculo sobre la transferencia de los esfuerzos cortantes y detalles de la ejecución. 5.6.6.5. Los elementos estructurales que apoyen sobre las bases se deben moldear no antes de transcurridas 48 horas de la ejecución de las mismas. 5.6.6.6. Cuando se coloque hormigón en una superficie inclinada, la operación se debe iniciar en el punto más bajo de aquella, aplicando técnicas de colocación y características de la mezcla fresca que eviten el desplazamiento del hormigón cuando se efectúen las operaciones de compactación. 5.6.6.7. Si se interrumpiese la construcción de la estructura por un período mayor de tres meses, se deben proteger las armaduras salientes en espera, destinadas a vincular la futura ampliación, contra los efectos de la corrosión, utilizando una capa continua de pasta de cal protegida con un mortero de cemento. No se pueden proteger las armaduras salientes en espera utilizando hormigón pobre o mampostería, sin previamente realizar sobre las barras las protecciones establecidas precedentemente. 5.6.6.8. Al reiniciar la construcción de una estructura se deben limpiar en forma cuidadosa las armaduras salientes mediante arenado, retirando todo vestigio del material de protección y el acero que se hubiere transformado en óxido. Antes de proceder a utilizar las barras de espera se debe verificar su estado, especialmente en la parte empotrada inmediatamente por debajo de la interfase hormigón-aire, y en caso que presenten signos de corrosión avanzada serán reemplazadas total o parcialmente según corresponda de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento. A este efecto se debe considerar corrosión avanzada cuando, luego de la limpieza de la barra, se constate una disminución de cualquier sección transversal igual o mayor que el 10%.

5.7. COMPACTACIÓN 5.7.1. Requisitos generales 5.7.1.1. Durante e inmediatamente después de su colocación, el hormigón debe ser compactado hasta alcanzar la máxima densidad posible, evitando eliminar el aire intencionalmente incorporado en caso que exista, sin producir su segregación, y sin que queden porciones de hormigón sin consolidar. 5.7.1.2. En ningún caso se debe colocar hormigón fresco sobre otro que no haya sido compactado.


Cap. 5 - 99

5.7.1.3. El hormigón no debe ser vibrado ni revibrado después que el mismo alcanzó su tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95). También se debe evitar tocar las armaduras con los vibradores de inmersión. 5.7.1.4. Una vez alcanzado el tiempo de fraguado inicial del hormigón (norma IRAM 1 662-95), y hasta por lo menos 24 horas después de haberlo alcanzado, se debe evitar todo movimiento, golpe o vibración de los encofrados y de los extremos salientes de las armaduras. 5.7.1.5. Antes del inicio de cada hormigonado se deben disponer en el lugar equipos alternativos de colocación y compactación para reemplazar a aquellos que sufran desperfectos. 5.7.1.6. El método de compactación se deben adoptar en función de la consistencia del hormigón fresco a colocar, cuyas condiciones de aplicación se indican en las secciones siguientes. 5.7.2. Compactación mediante vibradores de inmersión 5.7.2.1. El hormigón de consistencias muy seca, seca, plástica y muy plástica, se debe compactar con vibradores internos de alta frecuencia, complementados con el golpeteo de los encofrados y/o con vibradores de encofrados, controlando el tiempo de funcionamiento de estos últimos. 5.7.2.2. El hormigón de consistencias fluida y muy fluida se puede compactar por vibración interna muy leve y cuidadosa, evitando la segregación, para eliminar el aire atrapado pero no el intencionalmente incorporado. 5.7.2.3. Para lograr la compactación total de la masa de hormigón, el diámetro del elemento vibrante debe permitir su cómoda introducción en los encofrados a través de las armaduras, siendo además necesario que sea de mayor tamaño a medida que se incremente la consistencia a la categoría muy seca . 5.7.2.4. Los vibradores se deben insertar a distancias uniformemente espaciadas entre sí, con una separación entre los puntos de inserción menor que el diámetro del círculo dentro del cual la vibración es visiblemente efectiva. En cada lugar de inserción, el vibrador debe ser mantenido solamente durante el tiempo necesario y suficiente para producir la compactación del hormigón, sin que el mismo se segregue. 5.7.2.5. Los vibradores se deben introducir y se deben extraer de la masa de hormigón en posición vertical, y la vibración debe ser interrumpida en el momento que cese el desprendimiento de las grandes burbujas de aire y se observe la aparición de agua y/o de lechada en la superficie del hormigón. 5.7.2.6. En ningún caso se deben utilizar los vibradores de inmersión como medio para el desplazamiento del hormigón colocado. 5.7.2.7. Durante las operaciones de vibrado se debe evitar el contacto de los vibradores con el encofrado o con las armaduras, y que el vibrado produzca la deformación y el desplazamiento de las armaduras respecto del lugar indicado en los planos.


Cap. 5 - 100

5.7.2.8. Al vibrar una capa de hormigón, la inmediata inferior aún debe estar en condiciones de ser revibrada, no habiendo superado su tiempo inicial de fraguado (norma IRAM 1 662-95). El vibrador debe atravesar la nueva capa totalmente y penetrar en la inferior para asegurar la unión entre ambas, evitando la formación de un plano de junta. 5.7.3. Compactación manual por varillado 5.7.3.1. Se debe realizar mediante el picado de la masa fresca utilizando varillas de acero. Esta acción se debe complementar mediante el golpeteo, con una maza, de los encofrados laterales. 5.7.3.2. Esta modalidad de compactación se puede usar exclusivamente en hormigones de consistencias muy plástica, fluida y muy fluida . En el caso de hormigones de consistencia muy plástica , el uso de este tipo de compactación está condicionado a que el mismo se realice en forma muy enérgica. 5.7.3.3. Las varillas deben ser de acero de diámetro igual o mayor que 16 mm, con superficie lateral lisa y de punta redondeada. Su largo será el suficiente para alcanzar a compactar la totalidad del espesor de las capas de hormigón colocado. 5.7.3.4. En el procedimiento de compactación manual por varillado se deben adoptar las indicaciones prescritas para el uso de vibradores internos en los artículos 5.7.2.6. a 5.7.2.8. 5.7.4. Compactación mediante vibradores de encofrados 5.7.4.1. El hormigón de consistencia muy seca, utilizado en la fabricación de piezas prefabricadas en obra o en fábrica, se debe compactar por vibración y/o presión externa. 5.7.4.2. Los hormigones de consistencias seca y plástica se pueden compactar con vibradores de inmersión y de encofrados. En aquellos casos en que el hormigón se encuentre en posición inaccesible para ser compactado con vibradores de inmersión se admite utilizar únicamente vibradores de encofrado. 5.7.4.3. Los vibradores de encofrado deben operar a frecuencias comprendidas entre 50 y 100 Hertz. Se debe controlar en forma permanente el tiempo de vibrado para que no se produzca la segregación del hormigón, particularmente en las zonas adyacentes a los encofrados. 5.7.4.4. Los vibradores de encofrado se deben usar siempre que se garantice que los encofrados sean lo suficientemente rígidos y resistentes como para evitar su desplazamiento y/o destrucción como consecuencia de la vibración aplicada.

5.8. SUPERFICIES Y JUNTAS DE CONSTRUCCIÓN 5.8.1. Definición 5.8.1.1. Cuando se producen interrupciones de las operaciones de hormigonado se originan superficies denominadas juntas de construcción o de trabajo.


Cap. 5 - 101

5.8.1.2. Las juntas de construcción se deben ejecutar siempre entre un hormigón endurecido que haya superado su tiempo de fraguado inicial (norma IRAM 1 662-95) y un nuevo hormigón en estado fresco. 5.8.2. Ubicación 5.8.2.1. Las interrupciones de las operaciones de hormigonado deben estar previstas en la documentación del proyecto y ser ejecutadas en los lugares especialmente establecidos con anterioridad en los planos, salvo que la interrupción se produzca excepcionalmente en forma accidental o por causa de fuerza mayor. 5.8.2.2. Las juntas de construcción no consideradas en los planos, con origen accidental o por fuerza mayor, se deben ejecutar en la forma que menos perjudique a la resistencia, durabilidad y aspecto de la estructura, y en general disponiéndolas normalmente a la dirección de los esfuerzos principales de compresión.


Cap. 5 - 102

5.8.3. Metodología de ejecución 5.8.3.1. Entre las juntas de construcción, el hormigonado de las estructuras se debe realizar en forma continua. 5.8.3.2. En las estructuras estancas, todas las juntas de construcción previstas en los Documentos del Proyecto, deben estar diseñadas con elementos que impidan el paso de agua a través de las mismas. 5.8.3.3. Siempre que un hormigón fresco deba ponerse en contacto con otro ya endurecido, o cuyo endurecimiento se ha iniciado al haberse superado su tiempo final de fraguado (norma IRAM 1 662-95), la superficie de contacto del hormigón existente debe ser tratada para asegurar una buena adherencia, como se especifica en el artículo 5.8.4. de este Reglamento. 5.8.3.4. Toda superficie expuesta, que constituirá una junta de construcción, debe ser mantenida con curado continuo hasta que la nueva capa de hormigón sea colocada o hasta que se cumpla con el tiempo mínimo establecido en el artículo 5.10. 5.8.4. Tratamiento de las superficies y juntas de construcción 5.8.4.1. El tratamiento de las superficies y juntas de construcción se debe iniciar tan pronto como sea posible sin que se perjudique la calidad del hormigón colocado. 5.8.4.2. De acuerdo con el grado de endurecimiento del hormigón colocado, y el tamaño de la junta de construcción, la limpieza de su superficie se debe realizar mediante rasqueteo con cepillos de alambre, chorro de agua a presión, o combinando chorro de arena y agua a presión. Esta operación se debe continuar hasta eliminar la lechada, mortero u hormigón porosos y toda sustancia extraña, dejando al descubierto hormigón de buena calidad y las partículas de agregado grueso de mayor tamaño, cuya adherencia no debe verse perjudicada, obteniendo una superficie lo más rugosa posible. Las partículas de agregado grueso que queden expuestas deberán tener empotrado las tres cuartas partes de su volumen o los dos tercios de su altura. 5.8.4.3. En todos los casos, la superficie de la junta debe ser lavada enérgicamente luego de la limpieza, hasta eliminar todo resto de material suelto. La eliminación del material indeseable de la superficie o junta de construcción descripta, no se debe realizar picando la superficie con una herramienta cortante ni sometiéndola a operaciones de martelinado. 5.8.4.4. Antes de colocar el nuevo hormigón en estado fresco sobre la junta, la superficie de unión debe ser humedecida con agua y se debe eliminar toda película o acumulación de agua que hubiese podido quedar sobre la misma. 5.8.4.5. La adherencia entre el hormigón fresco a colocar y el hormigón endurecido existente se alcanza colocando al primero en forma directa sobre el hormigón endurecido, asegurándose que la mezcla fresca disponga de suficiente mortero en su composición. 5.8.4.6. Cuando sea necesario mejorar la adherencia entre ambos hormigones a unir, dado los esfuerzos a que estará sometida la estructura, o para lograr una mayor estanqueidad, se deben emplear en la superficie o junta de construcción adhesivos


Cap. 5 - 103

específicos, denominados puentes de adherencia, basados en resinas epoxi o morteros de cemento con polímeros, sobre los que exista fehaciente información, a través de ensayos y sobre su comportamiento satisfactorio en obra para el uso al que se los destina. Esta técnica sólo se debe utilizar en casos de excepción y para solucionar juntas constructivas producidas durante la marcha de la obra y no previstas en el proyecto. En estos casos se deben utilizar productos y procedimientos constructivos que aseguren que el puente de adherencia tenga una vida útil de aplicación mayor que la suma de los tiempos necesarios para la aplicación del puente de adherencia; el acondicionamiento final de los encofrados y las armaduras, cuando corresponda; y la colocación del hormigón fresco. Lo expresado en el párrafo anterior se debe extremar cuando se trabaje con alta temperatura ambiente.

5.9. JUNTAS DE CONTRACCIÓN Y DE DILATACIÓN 5.9.1. Ubicación 5.9.1.1. Las juntas de contracción y de dilatación se deben ejecutar en los lugares y de acuerdo con los detalles establecidos en los planos de proyecto de la estructura de hormigón, y en los Documentos del Proyecto. 5.9.2. Metodología de ejecución 5.9.2.1. Previamente a su implementación se deben aprobar los métodos y materiales a emplear en la ejecución de las juntas de contracción y de dilatación, los cuales deben estar indicados en los Documentos del Proyecto. 5.9.2.2. En el caso de estructuras estancas, las juntas de contracción y de dilatación también deben serlo.

5.10. PROTECCIÓN Y CURADO DEL HORMIGÓN 5.10.1. Acciones que originan la necesidad de protección 5.10.1.1. Inmediatamente después de su colocación, el hormigón debe ser protegido desde la etapa fresca hasta la endurecida en sus tempranas edades contra las acciones que pudieran agredirlo. Las protecciones que al efecto se materialicen deben permanecer hasta tanto el hormigón adquiera la resistencia suficiente para no ser afectado por las agresiones. 5.10.1.2. El hormigón debe ser especialmente protegido, de los efectos que a continuación se detallan adoptándose las medidas indicadas en este Reglamento para cada tipo de agresión en las secciones correspondientes, de acuerdo con el grado de endurecimiento alcanzado por el hormigón en cada edad: a) Secado prematuro por la acción del sol y del viento, particularmente en el caso de estructuras con grandes superficies no encofradas y expuestas.


Cap. 5 - 104

b) Secado prematuro por acción de la circulación del aire, particularmente en túneles, conductos, galerías y estructuras similares, donde se evitará la circulación de aire por su interior, manteniéndolos cerrados durante el mayor tiempo posible. c) Contacto directo con lluvia y/o nieve. d) Agua en movimiento. e) Aguas, líquidos, suelos o sustancias agresivas para el hormigón que puedan existir en el lugar de emplazamiento de la estructura. f)

Acciones mecánicas, oscilaciones, vibraciones o sobrecargas.

g)

Acción de temperaturas extremas (tanto bajas como elevadas).

h)

Acción del fuego.

5.10.2. Curado del hormigón 5.10.2.1. El proceso de curado debe ser efectuado en todas las estructuras, con independencia de la clase de hormigón de que se trate y del destino de las mismas. Este proceso debe mantener al hormigón endurecido en sus primeros días con un grado satisfactorio de humedad y temperatura a fin de que pueda desarrollar sus propiedades deseables. 5.10.2.2. El curado se debe iniciar tan pronto el hormigón haya endurecido lo suficiente como para que su superficie no resulte afectada por el método de curado adoptado. Cuando el hormigonado se realice en condiciones medioambientales que puedan afectar al hormigón, este deberá ser convenientemente protegido hasta que se inicie el curado. 5.10.2.3. El período mínimo de curado húmedo continuo para cada estructura de hormigón no masivo, contado a partir del momento de la colocación del hormigón, se indica en la Tabla 5.10. Estas duraciones son válidas para el caso en que no se efectúe el control del endurecimiento del hormigón ni esté previsto que exista contacto con medio agresivos durante el uso de la estructura. 5.10.2.4. La consideración o no de la existencia de un medio agresivo en contacto con el hormigón endurecido se debe realizar de acuerdo con lo indicado en la Capítulo 2 de este Reglamento.


Cap. 5 - 105

Tabla 5.10. Períodos mínimos de curado Tipo de cemento empleado en el hormigón Cemento de alta resistencia inicial, cuando la edad de diseño del hormigón sea igual o menor que 7 días Cemento pórtland normal Cemento pórtland con filler calcáreo Cemento pórtland con escoria Cemento blanco Cemento pórtland puzolánico Cemento pórtland compuesto (*) Cemento de alto horno Cemento de bajo calor de hidratación

Período mínimo de curado 3 días 5 días

8 días

(*) Cuando el cemento compuesto tenga una velocidad de desarrollo de resistencia igual o mayor que la del cemento pórtland normal, el plazo mínimo de curado se reducirá a cinco (5) días.

5.10.2.5. Para cumplimentar lo requerido en este artículo, se deben computar como días válidos de curado aquellos en los que la temperatura media del aire en contacto con la estructura sea igual o mayor que 10°C. Se debe computar un día de curado por cada dos días en que la temperatura media del aire esté comprendida entre 5°C y 10°C, sin perjuicio de que además se deberán adoptar los requisitos establecidos en el artículo 5.11. de este Reglamento, para el caso de un hormigón sometido a bajas temperaturas. 5.10.2.6. Cuando se efectúe el control de la evolución del endurecimiento del hormigón durante el tiempo de curado, mediante el ensayo de resistencia de probetas cilíndricas normales moldeadas durante la ejecución del elemento estructural y mantenidas junto a la estructura, y curadas en sus mismas condiciones, se puede reducir el período mínimo de curado indicado en la Tabla 5.10. hasta en un 25%; si a esa fecha se obtiene, del ensayo de por lo menos tres probetas de control, una resistencia promedio a compresión igual o mayor que el setenta por ciento (70%) de la resistencia especificada. 5.10.2.7. Cuando se prevea que el hormigón de la estructura estará en contacto con un medio agresivo, el período mínimo de curado indicado en la Tabla 5.10. se debe incrementar como mínimo en 3 días, para todos los tipos de cemento. Si se efectúa el control de la evolución del endurecimiento del hormigón se permite reducir hasta en un 25% ese plazo incrementado, siempre que se cumpla con lo establecido en el artículo 5.10.2.6. 5.10.2.8. Durante el período de curado establecido, los encofrados no impermeables que permanezcan colocados y las estructuras que se desencofren antes de finalizar dicho período, se deben mantener continuamente humedecidos. 5.10.2.9. Al finalizar el período de protección y curado, el hormigón no debe ser sometido a cambios bruscos de temperatura, debiendo los mismos ser graduales. En el caso del hormigón no masivo el gradiente máximo será de 3ºC/hora y sin sobrepasar un total de 20ºC cada 24 horas.


Cap. 5 - 106

5.10.2.10. Cuando se prevean períodos de curado extensos con temperaturas inferiores a 10°C, se debe medir la temperatura efectiva que alcanza el interior del hormigón en la estructura. 5.10.2.11. El endurecimiento alcanzado aplicando el criterio de madurez se puede evaluar comparando la madurez desarrollada por el hormigón colocado en la estructura con la madurez correspondiente al hormigón curado en condiciones de laboratorio. La madurez del hormigón se calcula aplicando la siguiente expresión:

M = ∑ (T + 10) ∆ t siendo: M

(5-6)

madurez en grados centígrados por hora o grados centígrados por día.

T

temperatura en el interior del hormigón en grados centígrados.

∆t

duración del curado a la temperatura T, expresado en días u horas.

El Reglamento considera que el hormigón colocado en la estructura ha desarrollado la resistencia requerida o tiene el curado especificado, cuando su madurez (en el sitio) sea igual a alguna de las indicadas a continuación, según corresponda: la madurez necesaria para alcanzar la resistencia requerida en condiciones de curado de laboratorio. la madurez del hormigón curado en condiciones de laboratorio hasta la edad especificada 5.10.3. Curado con agua 5.10.3.1. El hormigón se debe mantener permanentemente humedecido, a una temperatura mayor que 10 ºC, durante el período de curado establecido en la sección precedente, adicionándole agua mediante su inmersión total, riego con agua en forma de niebla fina o mediante rociadores. El agua utilizada para el curado debe cumplir las condiciones establecidas en el Capítulo 3 de este Reglamento. 5.10.3.2. El agua se debe aplicar directamente sobre la superficie del hormigón o sobre las cubiertas de arpilleras, mantos de arena, tierra o paja, que estén en contacto directo con la superficie de la estructura y en permanente estado saturado para mantener la humedad del hormigón el tiempo mínimo establecido. 5.10.4. Curado mediante compuestos líquidos capaces de formar membranas 5.10.4.1. Los compuestos que se utilicen deben ser líquidos y opacos y su color debe ser blanco o negro según convenga. Además deben cumplir las condiciones establecidas en la norma IRAM 1 675-75 y no deben provocar reacciones desfavorables para el fraguado y el endurecimiento del hormigón. 5.10.4.2. El producto se debe entregar en obra listo para su empleo, y en ningún caso debe ser diluido ni alterado en obra.


Cap. 5 - 107

5.10.4.3. En el caso de superficies expuestas de hormigón fresco, el producto se debe aplicar después de finalizadas las operaciones de terminación de la superficie, e inmediatamente después que haya desaparecido la película brillante de agua libre existente sobre la superficie. 5.10.4.4. En el caso de superficies desmoldadas de hormigón endurecido, el producto se debe aplicar después de finalizadas las operaciones de desencofrado, previa saturación de la superficie con agua e inmediatamente después de que haya desaparecido la película brillante de agua libre sobre la superficie. 5.10.4.5. El producto se debe aplicar usando equipos rociadores de accionamiento neumático, eléctrico o mecánico, provistos de un tanque a presión y de un agitador continuo del contenido. El compuesto se debe aplicar en dos (2) capas cruzadas y colocadas una inmediatamente después de la otra, en la proporción que, por metro cuadrado de superficie, indique el fabricante. Si lloviese antes de que el producto haya secado, se debe proceder a cubrir nuevamente la superficie con el compuesto en la forma indicada precedentemente. 5.10.4.6. Las superficies cubiertas con el compuesto deben estar permanentemente protegidas durante el período de curado establecido, no permitiéndose el paso de peatones, equipos o vehículos sobre la membrana, salvo en zonas restringidas en donde se realicen caminos para ese fin. 5.10.4.7. Cuando las condiciones del medio ambiente y la temperatura del hormigón puedan ocasionar la fisuración por contracción plástica, (ver el artículo 5.12.2.), inmediatamente después de terminada la superficie se aplicará un rociado con agua en forma de niebla. Este proceso debe ser suspendido cuando el hormigón esté en condiciones de recibir la membrana de curado. 5.10.4.8. El presente método de curado no se debe aplicar sobre superficies a las cuales posteriormente se deba adherir hormigón fresco, mortero u otros revestimientos, salvo en el caso en que la superficie sea posteriormente tratada en la forma indicada para superficies y juntas de construcción, según lo especificado en el artículo 5.8. de este Reglamento. 5.10.5. Curado mediante membranas preformadas 5.10.5.1. Se puede efectuar el curado mediante la utilización de membranas preformadas que impidan la pérdida de agua del hormigón, las que se aplicarán tan pronto como sea posible, pero sin afectar la superficie del hormigón, especialmente en el caso de superficies donde además de la planicidad se deba respetar una determinada textura superficial. 5.10.5.2. Las membranas pueden ser: a)

Películas plásticas de un espesor mínimo de 0,100 mm y de color blanco o negro según convenga por razones térmicas.

b)

Papel reforzado de dos hojas tipo kraft adheridas entre sí con un cementante, tratadas para reducir la deformación por humedecimiento y secado, y con superficie reflectante.


Cap. 5 - 108

5.10.5.3. Las láminas sin roturas se deben aplicar firmemente sobre las superficies expuestas de hormigón fresco, solapadas entre sí no menos de 40 cm, extendidas por fuera de los límites de los elementos que protegen, y sostenidas de modo que su desplazamiento esté impedido durante todo el lapso de curado establecido. 5.10.5.4. Las superficies transitables, cubiertas con láminas de curado, deben estar permanentemente protegidas durante el período de curado establecido, no permitiéndose el paso de peatones, equipos o vehículos sobre la membrana, salvo en zonas restringidas en donde se realicen caminos para ese fin. 5.10.5.5. Este procedimiento de curado no se debe aplicar sobre las superficies donde esté especificada una terminación vista y la apariencia de la misma fuese relevante, a excepción de que se la combine con un curado por adición de agua inicial hasta que el hormigón haya superado en 12 horas su tiempo de fraguado final (norma IRAM 1 662-95). 5.10.6. Curado a vapor 5.10.6.1. En todo plan de curado del hormigón con vapor se debe aprobar previamente la metodología, procedimientos, equipos, elementos e instalaciones a emplear para el proceso de endurecimiento acelerado por curado a vapor de elementos estructurales de hormigón. 5.10.6.2. Para mantener la temperatura y la humedad dentro de las cámaras de curado se debe utilizar vapor saturado de presión igual a la atmosférica. Los chorros de vapor deben rodear a los elementos estructurales y nunca incidir directamente sobre ellos, ni sobre las probetas moldeadas que se almacenen en la cámara para el control de las resistencias. 5.10.6.3. Las cámaras o recintos donde se realice el curado, deben permitir la libre circulación del vapor entre los elementos estructurales, y estarán construidas de forma tal que las pérdidas de humedad y de temperaturas sean mínimas. 5.10.6.4. Las cámaras o recintos deben contar en su interior con termómetros e higrómetros registradores, para medir en forma continua durante el proceso de curado las variaciones de temperatura y humedad en su interior. 5.10.6.5. El ciclo térmico del curado a vapor, debe ser estudiado experimentalmente para demostrar que con los materiales componentes elegidos, las proporciones calculadas para la mezcla y los equipos de obra, el hormigón alcanzará la resistencia de rotura a la compresión especificada tanto a corta como a larga edad. 5.10.6.6. Independientemente de lo establecido en el artículo 5.10.6.5., el ciclo térmico debe cumplir con las siguientes condiciones mínimas: a)

Antes de iniciar el curado a vapor, los elementos estructurales se deben dejar estacionar al aire a una temperatura entre 10 ºC y 30 ºC hasta el comienzo de su fraguado inicial.

b)

El calentamiento y el posterior enfriamiento del elemento estructural deben ser graduales, y con una velocidad de aumento y disminución de la temperatura en la atmósfera de la cámara limitada entre 10 ºC y 30 ºC por hora.


Cap. 5 - 109

c)

La temperatura máxima para el curado a vapor será de 80 ºC, y se debe mantener constante durante el tiempo necesario para alcanzar la resistencia de rotura a la compresión requerida.

d)

Una vez alcanzada la resistencia necesaria y finalizado el ciclo de curado a vapor, los elementos estructurales no se deben someter a cambios bruscos de temperatura.

5.10.6.7. Las probetas para verificar la resistencia del hormigón a distintas edades, se deben moldear exclusivamente en moldes metálicos y se deben colocar en aquellos lugares de la cámara de curado a vapor en donde la temperatura y la humedad sean representativas de los valores medios reinantes en la misma. 5.10.6.8. Los elementos estructurales pueden ser trasladados cuando la resistencia media de por lo menos tres probetas, obtenida según el artículo 5.10.6.7., alcance el valor especificado por el Diseñador o Proyectista Estructural para su movilización. 5.10.6.9. Inmediatamente después de realizado el traslado de los elementos estructurales y de las probetas de control, ambos se deben someter a un curado húmedo continuo adicional, durante un lapso de 7 días. 5.10.6.10. El curado húmedo exigido en el artículo 5.10.6.9. se puede acortar si se controla el endurecimiento del hormigón. En este caso el curado húmedo se puede suprimir cuando la resistencia media de tres probetas de las obtenidas y mantenidas según los artículos 5.10.6.7. y 5.10.6.8. sea igual o mayor que el setenta por ciento (70%) de la resistencia característica de diseño especificada. No obstante, el período de curado húmedo siempre será igual o mayor que 3 días.

5.11. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO FRÍO 5.11.1. Definición El Reglamento define como tiempo frío al período en el cual durante más de tres (3) días consecutivos existen las siguientes condiciones: a)

La temperatura media diaria ambiente es menor que 5 °C.

b)

La temperatura ambiental es igual o menor que 10 ºC durante medio día de cualquier período de 24 horas.

El Reglamento considera como temperatura media diaria ambiente al promedio de las temperaturas máxima y mínima que ocurren durante el período comprendido entre dos medias noches consecutivas. 5.11.2. Temperaturas de colocación del hormigón fresco La temperatura del hormigón fresco inmediatamente antes de su colocación, debe ser igual o mayor que la indicada en la Tabla 5.11. Dichas temperaturas mínimas tienen en cuenta la temperatura ambiente y la menor dimensión lineal de la sección transversal. Tabla 5.11. Temperaturas de colocación


Cap. 5 - 110

Temperatura del aire

Mínima dimensión lineal de la sección (cm)

ºC

Menor de 30

30 a 90

90 a 180

Mayor de 180

- 1 a +7

16 ºC

13 ºC

10 ºC

7 ºC

- 18 a –1

18 ºC

16 ºC

13 ºC

10 ºC

Menor de - 18

21 ºC

18 ºC

16 ºC

13 ºC

La temperatura de colocación del hormigón no debe ser superior a estos mínimos en más de 10 ºC. 5.11.3. Temperaturas máximas de calentamiento de los materiales Cuando sea necesario calentar los materiales componentes para que el hormigón alcance las temperaturas de colocación establecidas en el artículo 5.11.2., se deben respetar las siguientes temperaturas máximas: a) Agua de mezclado: 80 ºC. b) Agregados: 65ºC de media, y en cualquier punto de la masa de los mismos menor que 80ºC. Los equipos empleados para calentar los materiales, lo deben hacer en forma uniforme en toda su masa. En ningún caso la temperatura del hormigón fresco resultante será mayor que 30 °C. 5.11.4. Elaboración del hormigón 5.11.4.1. No se deben descongelar los agregados usando sales o productos químicos. 5.11.4.2. Se deben utilizar agregados que no contengan hielo adherido a su superficie. 5.11.4.3. Se debe cuidar el orden de ingreso a la hormigonera de los componentes de la mezcla, evitando que el cemento se ponga en contacto con materiales que estén a temperaturas mayores de 60 °C. 5.11.5. Colocación del hormigón 5.11.5.1. Las operaciones de colocación no se deben iniciar, o deben ser interrumpidas, cuando se carezca de medios adecuados para proteger al hormigón de las bajas temperaturas, (ver el artículo 5.11.6.), y se den algunas de las siguientes condiciones: a)

La temperatura ambiente en el lugar de la obra, a la sombra y lejos de toda fuente artificial de calor, sea menor que 5 ºC.


Cap. 5 - 111

b)

Cuando pueda preverse que dentro de las 48 horas siguientes al momento de colocar el hormigón, la temperatura ambiente pueda descender por debajo de 0 ºC.

A tales efectos, el hecho de que la temperatura ambiente a las nueve de la mañana sea menor de 4 ºC, se debe considerar como indicio suficiente para prever que dentro del plazo indicado se alcanzará el límite de temperatura establecido anteriormente. 5.11.5.2. Durante los períodos de baja temperatura ambiente, antes de iniciar las tareas de colocación se debe verificar que: a)

Existan en obra los medios necesarios para proteger al hormigón contra la acción de las bajas temperaturas.

b)

Los materiales componentes del hormigón estén libres de nieve, hielo o escarcha, inmediatamente antes de su ingreso a la hormigonera.

c)

Los encofrados, armaduras y lugares que ocupará el hormigón estén libres de nieve, hielo o escarcha.

d)

El hormigón fresco no se debe poner en contacto con suelos u hormigones congelados.

e)

La temperatura de la superficie de contacto debe ser igual o mayor que 2 oC y no debe superar en más de 5 ºC a las temperaturas mínimas de colocación dadas en la Tabla 5.11.. Ello incluye moldes y encofrados; elementos metálicos que queden empotrados en el hormigón; suelos de fundaciones y subrasantes hasta 10 cm por debajo de la superficie de contacto con el hormigón; hormigón endurecido hasta 10 cm de la superficie de construcción.

5.11.5.3. El hormigón que haya resultado perjudicado por la acción de las bajas temperaturas, debe ser eliminado antes de continuar con las tareas de hormigonado.

5.11.6. Protección y curado del hormigón 5.11.6.1. Cuando se espere que la temperatura media del ambiente descienda por debajo de + 5 ºC, después de su colocación, el hormigón fresco debe ser protegido y mantenido a temperaturas iguales o mayores que las mínimas establecidas en la Tabla 5.12., durante un período no menor que el indicado en el artículo 5.11.6.2., con las aclaraciones indicadas en los artículos 5.11.6.3 y 5.11.6.4. Tabla 5.12. Temperatura mínima a mantener durante el periodo de protección


Cap. 5 - 112

cm

Temperatura mínima a que debe mantenerse el hormigón durante el período de protección ºC

Menor que 30

13

30 a 90

10

90 a 180

7

Mayor que 180

5

Mínima dimensión lineal de la sección

5.11.6.2. Cuando el hormigón contenga aire intencionalmente incorporado, el período de protección mínimo debe ser el indicado a continuación, según sea el tipo de cemento utilizado: a)

Cementos pórtland normal, sin adiciones que alteren su desarrollo de resistencia. Incluye también a los cementos sin adiciones que sean moderada o altamente resistente a los sulfatos y/o resistente a la reacción álcali - agregado: tres (3) días.

b)

Cemento de alta resistencia inicial: dos (2) días.

c)

Cementos de bajo calor de hidratación, puzolánico, con escorias y cemento de alto horno. Incluye también a los cementos con adiciones que posean la condición de moderada o altamente resistente a los sulfatos y/o resistentes a la reacción álcaliagregado: seis (6) días.

5.11.6.3. Si el hormigón no contiene aire intencionalmente incorporado en su masa los períodos de protección establecidos en el artículo 5.11.6.2. deben ser duplicados. Como alternativa, el período de protección se debe extender como mínimo hasta que las probetas moldeadas y curadas en condiciones tan idénticas como sea posible a la que se encuentra el hormigón de la estructura que representan, tengan una resistencia de rotura a compresión igual o mayor que 7 MPa. 5.11.6.4. Durante el período de protección del hormigón se pueden admitir temperaturas de la masa inferiores a las indicadas en la Tabla 5.12. siempre que se cumplan las siguientes condiciones: a)

En ningún momento la temperatura del hormigón de la estructura será menor que 5 °C.

b)

Dicha temperatura será monitoreada con sensores empotrados en su masa, que serán leídos no menos de cuatro (4) veces al día. Las lecturas deben permitir el registro de los picos extremos.

c)

La protección del hormigón se mantendrá durante el período de tiempo necesario para que el hormigón alcance una resistencia a compresión igual o mayor que 7 MPa, y asegure el posterior desarrollo de la resistencia característica especificada.


Cap. 5 - 113

d)

La protección exterior debe ser suficientemente confiable frente a los fenómenos atmosféricos y las contingencias propias de la obra, para poder asegurar las condiciones establecidas en los puntos a), b) y c).

5.11.6.5. Para proteger el hormigón del efecto de las bajas temperaturas se deben utilizar cubiertas con aislantes térmicos que aprovechen el calor de hidratación, o cerramientos que permitan calentar con vapor de agua el recinto en que se encuentra la estructura. Si para mantener la temperatura se emplean radiadores o calefactores a combustión, se deben adoptar las precauciones necesarias para evitar el secado del hormigón. Además, los mismos no serán empleados en las primeras 24 horas después de colocado el hormigón, para evitar la exposición del mismo a una atmósfera contaminada con anhídrido carbónico. 5.11.6.6. El curado del hormigón durante el período de protección se debe realizar utilizando algunos de los métodos indicados en el artículo 5.10, combinándolos con la protección adecuada para cumplimentar los requisitos establecidos en los artículos 5.11.6.1. a 5.11.6.5. En caso de emplearse un curado húmedo con aporte de agua o vapor, el mismo debe ser interrumpido no menos de 12 horas antes de que se termine el período de protección establecido y se permitirá que el hormigón se seque lo suficiente durante el período de ajuste gradual de temperatura hasta alcanzar las condiciones ambientales del tiempo frío. 5.11.6.7. Finalizado el período de protección, en caso de que existan temperaturas ambientes por encima de 10 ºC durante más de 12 horas de cualquier período de 24 horas por tres (3) días consecutivos, se debe considerar que el hormigón no está más sometido a tiempo frío y sobre él se continuará el curado normal.


Cap. 5 - 114

5.12. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO CALUROSO 5.12.1. Definición El Reglamento define como tiempo caluroso a cualquier combinación de alta temperatura ambiente, alta temperatura del hormigón, baja humedad relativa y velocidad de viento, que tienda a perjudicar la calidad del hormigón fresco o endurecido, o que contribuya a la obtención de propiedades anormales del mismo. 5.12.2. Temperatura de colocación del hormigón fresco 5.12.2.1. La temperatura del hormigón fresco inmediatamente después de su colocación y compactación, debe ser igual o menor que 30 °C. Cuando el proyectista establezca una temperatura menor de colocación, esta tendrá prelación sobre la indicada anteriormente. 5.12.2.2. La temperatura indicada en el artículo 5.12.2.1. no evita la formación de fisuras por retracción térmica. Cuando la tipología estructural y las condiciones del medio planteen la posibilidad de que ello ocurra y se deba evitar la fisuración térmica por razones de durabilidad y/o aptitud de servicio de la estructura, se deben realizar los estudios necesarios para fijar la temperatura máxima de colocación. Lo expresado precedentemente es de especial aplicación, sin que las menciones sean taxativas, en estructuras masivas, tabiques, losas de fundación y entrepisos de grandes dimensiones, y en toda estructura en las que las formas estructurales y las restricciones de vínculos a la retracción térmica puedan producir tensiones mayores que la resistencia a tracción. 5.12.2.3. El hormigonado en tiempo caluroso puede provocar la fisuración por contracción plástica del hormigón. La temperatura indicada en el artículo 5.12.2.1. no asegura su prevención. Cuando se hormigone en tiempo caluroso se debe prever las condiciones necesarias para evitar la contracción plástica. 5.12.3. Reducción de la temperatura del hormigón Para reducir la temperatura del hormigón se puede adoptar uno o más de los siguientes métodos: a)

Usar cemento con la menor temperatura posible.

b)

Mantener los acopios de agregados a la sombra, y refrigerarlos humedecimiento con agua en forma de niebla para reducir su temperatura.

c)

Refrigerar el agua de mezclado.

d)

Emplear hielo en reemplazo parcial o total del agua de mezclado.

e)

Mantener a la sombra o aislados térmicamente o pintados de blanco o de color claro a los silos, tolvas, depósitos y cañerías que conducen el agua de mezclado, y al tambor de la hormigonera.


por

Cap. 5 - 115

5.12.4. Elaboración del hormigón 5.12.4.1. Cuando se utiliza hielo, el mismo se debe licuar totalmente antes de terminar el período de mezclado. 5.12.4.2. Si los agregados se refrigeran con agua en forma de niebla, se debe descontar del total de agua de mezclado, la aportada por los agregados. 5.12.4.3. No se debe utilizar cemento de alta resistencia inicial o aditivos químicos aceleradores. 5.12.4.4. Se puede utilizar un aditivo retardador del tiempo de fraguado, fluidificante y retardador o superfluidificante y retardador del tiempo de fraguado del hormigón. Estos aditivos permiten compensar la aceleración del fraguado producida por la mayor temperatura del hormigón, pero no son de aplicación para resolver otros efectos térmicos desfavorables. En estos casos la dosis de retardador se debe ajustar en función de las variaciones en la temperatura de colocación del hormigón. 5.12.4.5. El tiempo de mezclado del hormigón debe ser el mínimo indispensable para producir mezclas uniformes y homogéneas. En lo posible, y para hormigón mezclado en planta fija, no debe exceder de noventa (90) segundos. 5.12.5. Colocación del hormigón 5.12.5.1. Cuando la temperatura del aire ambiente llegue a 30º C, y se continúe colocando hormigón adoptando las precauciones estipuladas en el artículo 5.12.3., se debe proceder a rociar y humedecer los moldes, los encofrados, el hormigón y las armaduras existentes, con agua en forma de niebla a la menor temperatura posible. En este caso, inmediatamente antes de la colocación del hormigón, se deber eliminar toda acumulación de agua que pueda existir en los lugares que ocupará el hormigón fresco. 5.12.5.2. En caso de que las condiciones ambientales diurnas sean críticas para lograr que el hormigón tenga una temperatura menor a la establecida en el artículo 5.12.2.1, las operaciones de hormigonado se realizarán por la noche. 5.12.5.3. Se recomienda que diariamente y a distintas horas se registre la temperatura y la humedad relativa ambiente, la temperatura del hormigón y la velocidad del viento, correlacionándolas con el lugar de colocación del hormigón. 5.12.6. Protección y curado del hormigón 5.12.6.1. Las superficies expuestas de hormigón se deben mantener continuamente humedecidas durante 48 horas después de finalizada la colocación, mediante riego en forma de niebla, arpilleras húmedas u otros medios de comprobada eficacia. Inmediatamente después se debe seguir con el período de curado húmedo especificado en el artículo 5.10. 5.12.6.2. Durante las primeras 24 horas, las superficies de hormigón expuestas al medio ambiente, deben ser protegidas contra la acción del viento y del sol, con el objeto de evitar la fisuración del hormigón por contracción plástica y/o por secado prematuro.


Cap. 5 - 116

5.12.6.3. Los encofrados de madera se deben mantener continuamente humedecidos hasta finalizar el período de curado especificado en el artículo 5.10. 5.12.6.4. En ningún caso el agua de curado debe tener una temperatura inferior a la del hormigón en más de 10º C. 5.12.6.5. El curado del hormigón se debe realizar utilizando algunos de los métodos indicados en el artículo 5.10., combinándolos con la protección adecuada para cumplimentar los requisitos establecidos en los artículos 5.12.6.1 a 5.12.6.4.

5.13. HORMIGÓN MASIVO ESTRUCTURAL 5.13.1. Definición, alcance y requisitos 5.13.1.1. Se considera hormigón masivo, al colocado en secciones macizas cuya menor dimensión lineal sea igual o mayor que 75 centímetros. 5.13.1.2. El presente artículo no es de aplicación para la construcción de diques de hormigón, pero puede ser utilizado para el diseño de elementos estructurales de hormigón armado o pretensado que formen parte de un dique. 5.13.1.3. En este artículo se establecen los requisitos particulares que debe cumplir el hormigón masivo estructural, los que tienen prelación sobre las especificaciones equivalentes contenidas en otros Capítulos de este Reglamento. 5.13.1.4. En la construcción de un elemento estructural de hormigón masivo, en todo el proceso que incluye la selección de los materiales, la dosificación de la mezcla, el transporte, colocación, compactación y curado, se debe tener en cuenta que el aumento de la temperatura en la masa del hormigón, generado por el calor de hidratación del cemento, puede producir su posterior fisuración. 5.13.1.5. En una estructura masiva de hormigón se deben considerar las tensiones inducidas por las causas indicadas en el artículo 5.13.1.4, realizar los estudios necesarios y adoptar las disposiciones necesarias para cumplir con los requisitos que correspondan y que se indican a continuación: a)

En estructuras de hormigón simple o armado que deban ser estancas, entre juntas de contracción con barreras que impidan el pasaje de agua, no se admiten fisuras.

b)

En estructuras de hormigón simple que no deben ser estancas se debe evitar la fisuración errática con juntas de contracción indicadas en los Documentos del Proyecto.

c)

En estructuras de hormigón armado que no deben ser estancas se debe evitar la fisuración errática con juntas de contracción indicadas en los Documentos del Proyecto. Además, entre juntas, las armaduras deben ser diseñadas para tomar las tensiones de origen térmico.

5.13.2. Materiales componentes


Cap. 5 - 117

5.13.2.1. Los requisitos generales para los materiales componentes deben cumplir con lo establecido en el Capítulo 3. 5.13.2.2. El tamaño máximo del agregado grueso no debe exceder de los valores indicados a continuación: a)

En estructuras de hormigón simple: 100 mm.

b)

En estructuras de hormigón armado o pretensado: 75 mm.

5.13.3. Composición del hormigón 5.13.3.1. Contenido y tipo de cemento El contenido de cemento será el mínimo posible para cumplir simultáneamente con los requisitos de resistencia mecánica, durabilidad y demás características especificadas por el Diseñador o Proyectista Estructural y con las condiciones establecidas en el Capítulo 2. El hormigón no debe contener cemento de alta resistencia inicial, cloruro de calcio ni aditivos aceleradores de resistencia. 5.13.3.2. Recomendación por problemas térmicos Cuando los problemas térmicos sean determinantes, es aconsejable utilizar una solución que incluya un hormigón masivo interior que resista exclusivamente las acciones mecánicas, y un hormigón exterior con espesor no masivo, de mayor capacidad para resistir las acciones mecánicas y del medio ambiente. 5.13.4. Propiedades del hormigón fresco 5.13.4.1. Consistencia El asentamiento del hormigón masivo (IRAM 1 536-78) debe ser: a)

Estructuras de hormigón simple: Igual o menor que 50 mm.

b)

Estructuras de hormigón armado o pretensado: Igual o menor que 100 mm.

Cuando el tamaño máximo del agregado grueso sea igual o mayor que 53 mm, el asentamiento (IRAM 1 536-78) se determinará sobre la fracción de hormigón masivo que pasa por el tamiz de malla cuadrada de 37,5 mm de lado. 5.13.4.2. Contenido total de aire Cuando el contenido de cemento sea menor de 280 kg por metro cúbico de hormigón fresco compactado, el hormigón deberá contener aire intencionalmente incorporado en los porcentajes establecidos en la Tabla 5.3. Cuando el tamaño máximo del agregado grueso exceda de 53 mm, el contenido de aire (IRAM 1 602-88) se debe determinar sobre la fracción de hormigón masivo que pasa por el tamiz de malla cuadrada de 37,5 mm de lado.


Cap. 5 - 118

5.13.4.3. La temperatura máxima del hormigón masivo La temperatura máxima del hormigón masivo inmediatamente después de su colocación debe ser la que surja de los estudios térmicos realizados para el diseño de la estructura, y deberá constar en los Documentos del Proyecto. 5.13.5. Resistencia potencial del hormigón masivo 5.13.5.1. Requisitos generales A todos los efectos de este Reglamento, se debe considerar que la resistencia de un hormigón masivo es la correspondiente al hormigón integral, como se lo coloca en la estructura, incluyendo a todas las fracciones de agregados. 5.13.5.2. Dimensiones de las probetas Cuando el tamaño máximo del agregado grueso sea igual o mayor que 53 mm, la resistencia de rotura a la compresión se determinará con probetas cilíndricas normalizadas de diámetro igual o mayor a tres (3) veces el tamaño máximo nominal del agregado grueso y una relación entre altura y diámetro igual a 2, moldeadas y curadas de acuerdo con lo establecido por las normas IRAM 1 534-85 o 1 524-82, y ensayadas a la compresión hasta la rotura de acuerdo con lo establecido por la norma IRAM 1 546-92. También se pueden utilizar probetas cilíndricas normalizadas de 15 cm de diámetro, moldeadas con la fracción del hormigón que pasa por el tamiz 37,5 mm. En este caso, los resultados de ensayo deberán ser corregidos para tener en cuenta el tamaño de la probeta y la composición del material ensayado, según lo indicado en el artículo 5.13.5.3. 5.13.5.3. Relación entre las resistencias obtenidas en probetas de distinto tamaño En los estudios previos de mezclas se debe determinar la relación entre las resistencias obtenidas ensayando probetas moldeadas con el hormigón integral y probetas moldeadas con la fracción del hormigón que pasa por el tamiz de 37,5 mm. Cuando no se realicen estos ensayos comparativos, se pueden adoptar las siguientes relaciones entre las resistencias a la compresión del hormigón masivo y el hormigón tamizado. a)

Tamaño máximo igual o menor que 53 mm:

1,00

b)

Tamaño máximo mayor que 53 mm:

0,85

5.13.5.4. Control de resistencia en obra El control de las resistencias en obra se debe realizar sobre probetas cilíndricas normales de 15,0 cm de diámetro y 30,0 cm de altura, moldeadas con la fracción del hormigón masivo que pasa por el tamiz de malla cuadrada de 37,5 mm de lado, y curadas de acuerdo con lo establecido por las normas IRAM 1534-85 o 1 524-82, y ensayadas a la compresión hasta la rotura de acuerdo con lo establecido por la norma IRAM 1 546-92.


Cap. 5 - 119

5.13.5.5. El juzgamiento de la resistencia potencial se debe realizar en un todo de acuerdo con el Capítulo 4, obteniendo posteriormente la resistencia del hormigón masivo aplicando la relación establecida en el artículo 5.13.5.3. 5.13.6. Colocación y compactación del hormigón 5.13.6.1. Plan de hormigonado Para iniciar las tareas de colocación del hormigón se debe contar con un plan de hormigonado aprobado por escrito por el responsable de la obra, en el cual debe constar la metodología para la colocación del hormigón y la secuencia de hormigonado de las distintas secciones. 5.13.6.2. Secuencia de hornigonado y altura de los bloques La secuencia de hormigonado y la altura de los bloques debe cumplir con las siguientes condiciones. Los elementos estructurales de carácter masivo que tengan secciones horizontales de grandes dimensiones, se deben hormigonar en bloques no contiguos y luego los bloques faltantes hasta completar la sección horizontal total. La altura máxima de cada bloque ejecutado de una sola vez será menor de 1,50 metros, y una vez iniciada la ejecución del mismo, dicha operación no debe ser interrumpida antes de completar su construcción. Los elementos estructurales masivos se deben ejecutar colocando sucesiva y simultáneamente las capas de hormigón de un espesor igual o menor de 50 cm, en progresión de escalera. La operación se debe iniciar en uno de los extremos del elemento estructural y abarcando todo el ancho del mismo, avanzando hacia el extremo opuesto. Entre los extremos de avance de dos capas sucesivas se debe mantener en forma permanente una distancia del orden de 1,50 metros. 5.13.6.3. Tratamiento de las superficies entre bloques Antes de colocar hormigón fresco sobre la superficie horizontal de un bloque o entre superficies verticales de bloque contiguos cuyo hormigón ha endurecido, se debe dejar transcurrir un período mayor de cinco (5) días, contados a partir del momento de terminación de su ejecución. Previamente a la colocación del hormigón, las superficies de hormigón endurecido deben ser tratadas en la forma establecida en el artículo 5.8.4. 5.13.6.4. Métodos de colocación El hormigón se debe colocar empleando baldes con descarga de fondo o lateral, cinta transportadora o la combinación de ambos. En estructuras densamente armadas el hormigón se puede colocar por bombeo, utilizando un equipo y cañerías compatibles con el tamaño máximo nominal del agregado grueso. El uso de bombeo no debe ser causal de la reducción del tamaño máximo del agregado. En este caso se debe rediseñar la mezcla de hormigón a utilizar. Se admite


Cap. 5 - 120

aumentar el asentamiento hasta un máximo de 12,0 cm, sin alterar el contenido de cemento resultante según el artículo 5.13.3.1, ni incrementar el porcentaje de arena respecto del total de agregados en más de cuatro (4) unidades porcentuales. Cuando sea necesario verter el hormigón desde alturas mayores de 1,50 metros, el mismo deberá ser conducido hasta su lugar de colocación mediante tubos verticales cilíndricos, de diámetro compatible con el tamaño máximo del agregado grueso. 5.13.6.5. Compactación del hormigón La compactación del hormigón se realizará mediante vibradores de inmersión. Cuando el tamaño máximo nominal del agregado grueso sea igual o mayor que 53 mm, el diámetro de la cabeza vibrante será igual o mayor que 50 mm. 5.13.7. Curado y protección del hormigón 5.13.7.1. Curado a) El curado se debe iniciar inmediatamente después de que el hormigón haya endurecido lo suficiente como para que su superficie no resulte afectada por el método de curado adoptado, y se debe realizar únicamente con agua, en la forma indicada en el artículo 5.10.3. b)

El período mínimo de curado húmedo, contado a partir del momento de la colocación del hormigón, será: •

Cementos pórtland normal, moderada y altamente resistente a los sulfatos, sin adiciones, y resistente a la reacción álcali-agregado: siete (7) días.

•

Cemento puzolánico y cemento de bajo calor de hidratación, cuando la edad de diseño sea mayor de 28 días: catorce (14) días.

5.13.7.2. Protección a)

Durante el período de curado establecido y al finalizar el mismo, los cambios de temperatura del hormigón deben ser graduales, y menores de 1,5 ºC en una hora o de 15 ºC en cualquier período de 24 horas.

b)

Si la temperatura del aire en contacto con la estructura desciende por debajo de + 2 ºC, la superficie expuesta del hormigón debe ser protegida contra los efectos de las bajas temperaturas. Ver el artículo 5.11.6.

c)

Las superficies expuestas y los encofrados deben ser humedecidos permanentemente durante las primeras 48 horas después del hormigonado. Esta operación se debe iniciar inmediatamente después del hormigonado y no antes de que el hormigón adquiera la consistencia necesaria para que las superficies expuestas no resulten afectadas por el método de curado adoptado. Las superficies expuestas se deben rociar con agua en forma de niebla exclusivamente.


Cap. 5 - 121

d)

Durante el período de curado establecido, los encofrados no impermeables que permanezcan colocados y las estructuras que se desencofren antes de finalizar dicho período, se deben mantener continuamente humedecidos.


Cap. 5 - 122

CAPITULO 6. SISTEMAS DE ENCOFRADOS. CAÑERÍAS PARA CONDUCCIÓN DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LA ESTRUCTURA DE HORMIGÓN

6.0. SIMBOLOGÍA M

madurez, en ºC por hora ó ºC por día.

T

temperatura en el interior del hormigón, en ºC.

∆t

duración del curado a la temperatura T, en días u horas.

γc

masa unitaria del hormigón fresco, en kg/m3.

p

presión lateral sobre el encofrado, en kPa.

h

altura del hormigón fresco por encima del punto considerado, en m.

6.1. ENCOFRADOS, PUNTALES, ARRIOSTRAMIENTOS Y OTROS ELEMENTOS DE SOSTÉN 6.1.1. Exigencias generales 6.1.1.1. La Empresa Contratista será responsable del diseño y de la elaboración de los planos generales y de detalle de los encofrados, cimbras, apuntalamientos, arriostramientos y de sus eventuales reapuntalamientos, como así también de su construcción y mantenimiento. 6.1.1.2. Previamente a su construcción, la Empresa Contratista debe someter a la aprobación del Director de Obra las memorias de cálculo y los planos generales y de detalle correspondientes al sistema de encofrados a utilizar, en los siguientes casos: a) Cuando sea requerido por el Director de Obra, para estructuras de hormigón con luces de tramos menores de siete (7) metros. b) Obligatoriamente, para estructuras de hormigón con luces de tramos iguales o mayores de 7 metros. c) Obligatoriamente, cuando la estructura se deba hormigonar respetando una secuencia determinada para minimizar los efectos de la contracción por secado. d) Obligatoriamente, cuando se reapuntale en parte o toda la estructura de hormigón. La Empresa Contratista debe desarrollar el procedimiento y el programa para la remoción de los puntales y la colocación de los reapuntalamientos, y para el cálculo de las cargas que se deben transferir a la estructura durante dicho proceso.


Cap. 6 - 123

e) Obligatoriamente, para estructuras a construir en zonas sísmicas. f)

Obligatoriamente, para estructuras especiales tales como arcos, cáscaras, estructuras espaciales y estructuras pretensadas.

Las memorias de cálculo y los planos de detalles de las estructuras temporarias deben formar parte de la documentación de la obra. 6.1.1.3. La aprobación de las memorias de cálculo y de los planos de detalles del sistema de encofrados, no releva a la Empresa Contratista de su responsabilidad y de construir y mantener correctamente el sistema de encofrados propuesto. 6.1.1.4. Todas las estructuras de carácter temporario, tales como encofrados, cimbras, apuntalamientos, reapuntalamientos y otras similares que se requieran por razones de orden constructivo, deben cumplir con las siguientes condiciones: a) Se deben proyectar de tal forma que al ser construidas en la obra no dañen a los elementos estructurales o a los sectores de estructura ya construidos. b)

Se deben construir con materiales de características tales que les permitan cumplir las funciones para las que fueron diseñadas, con el grado de seguridad establecido en este Reglamento.

6.1.1.5. Cuando sea necesario apoyar cargas de origen constructivo sobre elementos estructurales o sectores de estructuras encofrados y apuntalados, se debe verificar por cálculo que los esfuerzos originados por dichas cargas sean iguales o menores que los esfuerzos con los cuales se diseñó el encofrado y su apuntalamiento. 6.1.2. Encofrados 6.1.2.1. Los encofrados deben ser resistentes, rígidos y suficientemente indeformables como para mantener las formas, dimensiones, niveles y alineamientos especificados en los planos, con las tolerancias dimensionales y de posición establecidas en el artículo 6.5. 6.1.2.2. Los encofrados se deben construir con madera, chapas de acero, de madera compensada, fenólico, plástico o con cualquier otro material que cumpla con las condiciones establecidas en el artículo 6.1.2.1., debiendo ser estancos para evitar las pérdidas de mortero durante las operaciones de hormigonado. Dichos materiales, al ponerse en contacto con el hormigón fresco, no deben ablandarlo, decolorarlo, mancharlo ni perjudicar en forma alguna su superficie. 6.1.2.3. Los encofrados deben ser diseñados y construidos con la contraflecha necesaria, para que la forma y perfil de la estructura terminada y expuesta a las condiciones de servicio sean las establecidas en los planos. 6.1.2.4. Para facilitar la inspección y limpieza de los encofrados y la colocación y compactación del hormigón, se deben dejar aberturas provisorias de dimensiones adecuadas, a distintas alturas y a distancias horizontales máximas de 2,50 metros entre sí en:


Cap. 6 - 124

a)

Encofrados profundos o de difícil inspección o limpieza.

b)

Elementos estructurales de más de 3,00 metros de altura.

c)

Elementos pretensados con armaduras postesadas, en las secciones críticas donde las vainas ocupen más del cincuenta por ciento (50 %) del ancho de la sección y/o los espacios entre ellas sean menores de dos (2) veces el tamaño máximo del agregado.

6.1.2.5. Cuando los Documentos del Proyecto no establezcan lo contrario, en todos los ángulos y rincones de los encofrados se colocarán molduras de madera cepillada, conformando un triángulo rectángulo cuyos catetos midan 2,5 cm. 6.1.2.6. Los encofrados de madera no deben quedar expuestos al viento y al sol durante un tiempo prolongado. 6.1.2.7. Los bulones, pernos y otros elementos metálicos que se utilicen como uniones internas para armar y mantener a los encofrados en sus posiciones definitivas, y que posteriormente queden incluidos en el hormigón, deben tener los recubrimientos mínimos de hormigón establecidos en el artículo 7.7., en función del tipo de exposición de la estructura al medio ambiente circundante. 6.1.2.8. Posteriormente a su remoción, las caras internas de los encofrados se deben limpiar de toda suciedad, mortero y cualquier materia extraña. 6.1.2.9. Para facilitar la remoción de los encofrados, sobre sus superficies internas una vez limpias, se debe colocar una película de material desencofrante antes de colocar las armaduras en el elemento estructural. Estos desencofrantes deben ser aplicados en cantidades tales que no escurran sobre las armadura o sobre las juntas de construcción. 6.1.3. Puntales, arriostramientos y accesorios de unión y sujeción 6.1.3.1. Los puntales y arriostramientos se deben construir con madera estacionada sin nudos, perfiles o tubos metálicos o con otros materiales de características y condiciones equivalentes. 6.1.3.2. Los puntales deben resistir sin hundimientos, deformaciones ni desplazamientos perjudiciales, la combinación más desfavorable de los esfuerzos estáticos derivados del peso del hormigón, de las armaduras y sobrecargas; los esfuerzos dinámicos ocasionados por la colocación y compactación del hormigón; la acción del viento y cualquier otro esfuerzo a que puedan verse sometidos en las condiciones de trabajo, hasta su remoción. 6.1.3.3. Los puntales deben estar provistos de cuñas, gatos, tornillos u otros dispositivos adecuados, que permitan corregir posibles asentamientos durante las tareas de hormigonado. 6.1.3.4. No se deben usar puntales de madera empalmados, a menos que los empalmes estén fabricados usando piezas metálicas que generen una unión de probada resistencia a los esfuerzos conjuntos de compresión, flexión y pandeo.


Cap. 6 - 125

6.1.3.5. Los puntales no se deben apoyar directamente sobre terrenos erosionables, sobre suelos que no sean capaces de soportar la carga transmitida a través de ellos sin que se produzca un asentamiento significativo o sobre un suelo que esté congelado. 6.1.3.6. En los edificios de varios pisos, los puntales se deben colocar superpuestos sobre una misma vertical. 6.1.3.7. Para evitar la inestabilidad de los puntales, los mismos se deben arriostrar en diagonal en todos los lugares indicados por los cálculos y los planos generales y de detalle, tanto en planos verticales como en planos horizontales. 6.1.3.8. Los puntales se deben arriostrar horizontalmente entre ellos, en las direcciones que sean necesarias para mantenerlos en su posición y aumentar su seguridad de resistencia al pandeo, según resulte del cálculo estructural. 6.1.3.9. Los accesorios de unión y sujeción a utilizar deben cumplir con los factores mínimos de seguridad establecidos en el artículo 6.3.5.2.

6.2. REMOCIÓN DE ENCOFRADOS, APUNTALAMIENTOS Y ARRIOSTRAMIENTOS. REAPUNTALAMIENTOS 6.2.1. Exigencias generales 6.2.1.1. Antes de iniciar las tareas de remoción de los encofrados, apuntalamientos y arriostramientos, la Empresa Contratista debe entregar al responsable de la obra un plan general con la secuencia para realizar los apuntalamientos y reapuntalamientos, incluyendo el cálculo de las cargas que se transfieren a la estructura de hormigón, la fecha en que se deben realizar las tareas y la resistencia obtenida para el hormigón, según lo establecido en el artículo 6.2.2.. 6.2.1.2. El apuntalamiento y el reapuntalamiento deben ser diseñados de manera tal que puedan soportar todas las posibles cargas que les sean transmitidas. Se debe usar un método de análisis racional para determinar tanto el número de pisos que se apuntalarán y reapuntalarán como las cargas que se transmitirán a los distintos pisos, a los apuntalamientos y a los reapuntalamientos, como resultado de la secuencia constructiva adoptada. 6.2.1.3. La remoción se debe realizar cuidadosa y gradualmente utilizando métodos y procedimientos que se traduzcan en esfuerzos estáticos, sin aplicación de golpes ni vibraciones, garantizando no dañar la estructura y mantener la seguridad y prestación en servicio para la cual fue proyectada. 6.2.1.4. Una vez removidos los encofrados, la Empresa Contratista debe continuar el proceso de curado del hormigón que constituye los distintos elementos estructurales, utilizando algunos de los métodos previstos en el artículo 5.10.2. En caso de estructuras de hormigón expuestas a temperaturas extremas, además, se debe garantizar una protección térmica al hormigón, adoptando las medidas establecidas en el artículo 5.11.6. 6.2.1.5. Sobre las estructuras de hormigón recientemente desencofradas o desapuntaladas no se deben acumular cargas, materiales ni equipos que hagan peligrar su estabilidad. Cuando este hecho no se pueda evitar, el responsable de la obra puede


Cap. 6 - 126

autorizar la excepción, siempre que a su juicio la Empresa Contratista haya adoptado todas las precauciones que garanticen la seguridad de la estructura de hormigón. 6.2.1.6. Con el objeto de reducir las flechas por deformaciones lentas del hormigón, los puntales y elementos de sostén permanecerán colocados, o se los volverá a colocar inmediatamente después de la remoción de los encofrados, y deberán permanecer colocados durante todo el tiempo que sea posible: en losas y vigas de luz igual o menor de 8 metros, se debe colocar un apoyo en el centro de la luz. para luces mayores de 8 metros se debe colocar mayor cantidad de apoyos. para losas de luz igual o menor de 3 metros, no se deben colocar apoyos, salvo el caso de espesores de carácter excepcional. 6.2.1.7. En estructuras constituidas por combinación de elementos prefabricados y elementos moldeados en el lugar, el momento de iniciar la remoción de los encofrados, apuntalamientos y arriostramientos, se debe regir por la menor de las resistencias efectivas de ambos hormigones, determinadas según el artículo 4.3. 6.2.1.8. Inmediatamente después que se removieron los encofrados, las superficies de hormigón a la vista deben ser protegidas para evitar deterioros durante las distintas etapas constructivas de la obra. 6.2.1.9. En estructuras pretensadas con armaduras postesadas, además de cumplimentar todo lo establecido precedentemente, la remoción de los encofrados, apuntalamientos y arriostramientos se iniciará después que se aplicaron esfuerzos de postesado a las armaduras, de intensidad suficiente como para que la estructura sea capaz de resistir su peso propio y las sobrecargas previstas para el proceso constructivo. 6.2.2. Resistencia y plazos mínimos para remoción de los encofrados laterales, apuntalamientos, arriostramientos y demás elementos de sostén 6.2.2.1. Los Documentos del Proyecto de la obra deben establecer la resistencia efectiva que debe alcanzar el hormigón para que se pueda iniciar la remoción de los encofrados, apuntalamientos, arriostramientos y demás elementos de sostén. 6.2.2.2. La resistencia efectiva indicada en el artículo 6.2.2.1. debe ser la necesaria para que el elemento estructural o sector de la estructura tenga la capacidad portante para resistir las cargas actuantes en el momento en que se realiza la operación, con el grado de seguridad establecido en el Capítulo 9. 6.2.2.3. La resistencia efectiva se determina mediante el ensayo de resistencia de probetas cilíndricas normales, moldeadas durante la ejecución del elemento estructural. Dichas probetas deben ser mantenidas junto a la estructura y curadas en sus mismas condiciones, según lo establecido en el artículo 4.3. 6.2.2.4. Si los Documentos del Proyecto no especifican la resistencia requerida según el artículo 6.2.2.1., las operaciones se pueden iniciar cuando la resistencia efectiva del hormigón sea igual o mayor que una de las dos condiciones siguientes:


Cap. 6 - 127

El setenta por ciento (70%) de la resistencia característica especificada. El doble de la resistencia necesaria para resistir las máximas tensiones que se producen en el momento de la remoción. 6.2.2.5. También se puede autorizar el inicio de la remoción de los encofrados, apuntalamientos, arriostramientos y demás elementos de sostén cuando la madurez del hormigón de la estructura sea igual o mayor que la madurez requerida para alcanzar las resistencias especificadas según el artículo 6.2.2.1. ó el artículo 6.2.2.4, según corresponda. A este efecto es de aplicación lo establecido en el artículo 5.10.2.11. 6.2.2.6. En ausencia de la información requerida para aplicar lo establecido en el artículo 6.2.2.1. y en el artículo 6.2.2.4., se puede establecer el momento de la remoción tomando los plazos mínimos orientativos indicados en la Tabla 6.1. para los encofrados y en la Tabla 6.2. para los apuntalamientos y arriostramientos. Tabla 6.1. Plazos mínimos para remoción de los encofrados laterales cuando se utilice cemento pórtland normal

Elemento estructural

Temperatura superficial del hormigón

≥ 24 ºC

16 ºC

8 ºC

2 ºC

Tabiques (*)

9 horas

12 horas

18 horas

30 horas

Columnas (*)

9 horas

12 horas

18 horas

30 horas

Laterales de vigas o viguetas(*)

9 horas

12 horas

18 horas

30 horas

Encofrados interiores de casetonados, los cuales puedan ser removidos sin perturbar el resto de los encofrados o apuntalamientos: 8 días 5 días 3 días 2 días • Ancho igual o menor de 75 cm 10 días 6 días 4 días 3 días • Ancho mayor de 75 cm (*) Cuando los encofrados de estos elementos estructurales soporten a su vez encofrados de losas o vigas, el plazo para la remoción de sus encofrados dependerá del plazo establecido para las losas o vigas que se apoyan.


Cap. 6 - 128

Tabla 6.2. Plazos mínimos en días, para remoción de apuntalamientos, arriostramientos y otros elementos de sostén, cuando se use cemento pórtland normal

Tipo de estructura

Sobrecarga estructural Sobrecarga estructural menor que el peso propio mayor que el peso propio de la estructura de la estructura

Túneles y conductos circulares.

3 días

2 días

Claves de los arcos

14 días

7 días

7 días

4 días

14 días

7 días

21 días

14 días

4 días

3 días

7 días

4 días

Vigas principales, vigas secundarias y enviguetados: • Luz libre entre apoyos menor de 3,00 metros • Luz libre entre apoyos igual o mayor de 10,00 metros y menor de 20,00 metros • Luz libre entre apoyos mayor de 20,00 metros Losas armadas en una dirección: • Luz libre entre apoyos menor de 3,00 metros • Luz libre entre apoyos igual o mayor de 10,00 metros y menor de 20,00 metros • Luz libre entre apoyos mayor de 20,00 metros Sistemas de losas armadas en dos direcciones

7 días 10 días El plazo mínimo para desapuntalar depende del momento en que la estructura pueda ser reapuntalada. Dicho reapuntalamiento debe ser colocado inmediatamente después de finalizar la operación de desapuntalamiento.

Sistemas de losas pretensadas con armaduras postesadas

Tan pronto se aplique el postesado total a las armaduras.

6.2.2.7. Para aplicar los plazos mínimos establecidos en las Tablas 6.1. y 6.2., se deben cumplimentar las siguientes condiciones: a) Proteger y curar la estructura de hormigón de acuerdo con lo establecido en los artículos 5.10 y 5.11. b) Empezar a contar el plazo a partir del momento en que la última porción de hormigón se colocó en el elemento estructural considerado, o en los elementos de las luces adyacentes si se trata de una estructura de tramos múltiples.


Cap. 6 - 129

c) Computar como válidos exclusivamente los días en los que la temperatura media del aire en contacto con la estructura sea igual o mayor que 10°C. d) Computar un día de curado cada dos días, en caso que la temperatura media del aire esté comprendida entre 5 y 10°C. Cuando se empleen cementos cuya velocidad de desarrollo de resistencia sea menor o mayor que la de los cementos indicados en las Tablas 6.1. y 6.2., o cuando se usen aditivos retardadores del tiempo de fraguado, los plazos se deben obtener determinando el grado de endurecimiento del hormigón de acuerdo con lo establecido en los artículos 4.3 y 6.2.2.4.

6.3. DISEÑO DEL SISTEMA DE ENCOFRADOS 6.3.1. Presión lateral originada por el hormigón fresco sobre los encofrados Los encofrados, apuntalamientos, arriostramientos y elementos de unión y sujeción, se deben diseñar para la presión del hormigón fresco recién colocado que se establece en los artículos 6.3.1.1. y 6.3.1.2. 6.3.1.1. Se deben utilizar los diagramas de presiones determinados experimentalmente para iguales condiciones de materiales y proporciones del hormigón, método y velocidad de colocación y compactación del hormigón fresco y tipo de encofrado. 6.3.1.2. Cuando no se disponga del diagrama experimental de presiones laterales se deben adoptar los valores que resulten de las siguientes expresiones. a) Hormigón a colocar por cualquier método que no sea impulsión por bombeo:

p =

γc h

(6-1)

b) Hormigón a colocar por impulsión por bombeo:

p = 1,25

γc h

(6-2)

siendo:

γc

masa unitaria del hormigón fresco (kg/m3).

p

presión lateral sobre el encofrado (kPa).

h

altura del hormigón fresco por encima del punto considerado (m).

1,25

factor que tiene en cuenta la presión de la bomba.


Cap. 6 - 130

El valor de h debe ser tomado como toda la altura encofrada del elemento estructural, o como la distancia entre juntas de construcción cuando el elemento estructural se hormigona en más de una vez, como columnas u otros elementos estructurales en los cuales la velocidad de colocación del hormigón es tan rápida que se termina su hormigonado antes que el hormigón pierda plasticidad. 6.3.1.3. Cuando se utilice hormigón de consistencia fluida y muy fluida elaborados con aditivo superfluidificante, para diseñar el encofrado se deben tomar las presiones establecidas en las ecuaciones dadas en el artículo 6.3.1.2. 6.3.2. Cargas verticales 6.3.2.1. Las cargas verticales están constituidas por la carga debida al peso propio y a las sobrecargas de diseño. 6.3.2.2. Los encofrados horizontales, sus estructuras de refuerzo y sujeciones, los puntales verticales y el arriostramiento diagonal y horizontal que los soporta se deben diseñar para las siguientes cargas verticales mínimas: a) Debidas exclusivamente al peso propio: 2,5 kN/m2 , cuando sobre el encofrado no transitan equipos. 3,5 kN/m2 , cuando sobre el encofrado transitan equipos. b) Debidas a la combinación del peso propio y la sobrecarga: 5,0 kN/m2 , cuando sobre el encofrado no transitan equipos. 6,0 kN/m2 , cuando sobre el encofrado transitan equipos. 6.3.3. Cargas horizontales 6.3.3.1. Los puntales y sus arriostramientos deben ser diseñados para resistir todas las fuerzas horizontales que previsiblemente puedan actuar, tales como: viento, sismo, tensiones introducidas por el tesado de los cables, proyección horizontal de cargas inclinadas, colocación del hormigón y arranque y frenado de equipos. 6.3.3.2. En el caso de estructuras de hormigón para edificios, el valor de la fuerza horizontal total debida a la suma de la acción del viento, la colocación del hormigón, la colocación en forma inclinada del hormigón y las acciones de equipos en cualquier dirección con respecto a la línea del piso, será igual o mayor que los dos (2) valores siguientes: 1,5 kN/m multiplicado por la longitud total del borde de la losa expuesto al viento. Dos por ciento (2 %) del total del peso del encofrado y del hormigón fresco a colocar sobre el mismo, tomado como una carga uniforme distribuida por metro lineal de borde de la losa expuesto al viento.


Cap. 6 - 131

6.3.3.3. Los encofrados de tabiques y sus arriostramientos deben ser diseñados para absorber como mínimo: a)

La carga de viento especificada en el Reglamento CIRSOC102 “Reglamento Argentino de Acción del Viento sobre las Construcciones”.

b)

Una carga horizontal mayor de 1,5 kN por metro lineal de tabique, la cual se debe aplicar en la parte superior del mismo.

6.3.4. Cargas especiales 6.3.4.1. La Empresa Contratista debe tener en cuenta las condiciones especiales que pueden ocurrir durante la construcción de la estructura de hormigón, tales como: colocación en forma asimétrica del hormigón. impactos que puedan producir los equipos que transportarán el hormigón. izaje de los sistemas de encofrados. cargas concentradas producidas por acopios de las armaduras. cargas que se produzcan por colgado del encofrado y eventuales acopios de materiales de construcción. adopción de recaudos especiales para el cálculo del encofrado y de su apuntalamiento, cuando el encofrado para tabiques tenga una altura o una superficie expuesta al viento mayor que la de uso habitual.. 6.3.4.2. Para el caso de elementos estructurales o sectores de estructuras pretensadas con armaduras postesadas, el apuntalamiento, los arriostramientos y las uniones y sujeciones, se deben verificar para los siguientes estados de cargas: las cargas provenientes del hormigonado del elemento estructural. las cargas transferidas durante el proceso de postesado de las armaduras. 6.3.5. Tensiones unitarias 6.3.5.1. Las tensiones unitarias de los materiales a usar en el proyecto y el cálculo de los encofrados, cimbras, apuntalamientos, arriostramientos y accesorios que se establecen en el artículo 6.3.6., deben ser fijadas teniendo en cuenta alguna de las siguientes alternativas: a)

Las recomendadas por el fabricante, siempre que estén respaldadas por un informe técnico de ensayos realizados por una entidad con reconocida experiencia en el tema y acreditada.

b)

Las obtenidas en forma experimental, ensayando muestras representativas de cada material en un laboratorio acreditado y de reconocida experiencia en el área de cada tipo de material a ensayar.


Cap. 6 - 132

c)

Las establecidas en los Reglamentos CIRSOC para estructuras metálicas o para estructuras de madera, cuando los mismos puedan ser de aplicación.

d)

Las establecidas en las normas IRAM que sean de aplicación.

6.3.5.2. Cuando se utilicen sistemas de encofrados, apuntalamientos o unidades prearmadas para encofrar o apuntalar, se deben adoptar las cargas admisibles especificadas por el fabricante, siempre que las mismas estén respaldadas por un informe técnico de ensayos realizados por una entidad oficial con reconocida experiencia en el tema. 6.3.6. Accesorios para los sistemas de encofrados 6.3.6.1. Los accesorios que constituyen los sistemas de encofrados son : las uniones internas para armar y mantener a los encofrados en sus posiciones definitivas, tales como ataduras, bulones, pernos u otros elementos metálicos. los elementos para empalmar puntales o arriostramientos los anclajes para sujeción de los sistemas de encofrados. los elementos que permiten colgar los encofrados, puntales o arriostramientos, para su posterior izaje. 6.3.6.2. Los factores mínimos de seguridad para los accesorios de encofrados y apuntalamientos, basados en la resistencia última de cada tipo de accesorio, se establecen en la Tabla 6.3.


Cap. 6 - 133

Tabla 6.3. Factor de seguridad mínimo para los accesorios de encofrados y sus apuntalamientos Tipo de accesorio

Factor de seguridad

Uniones internas para armar y mantener a los encofrados en sus posiciones definitivas.

2,0

2,0 Anclajes para encofrados 3,0

Tipo de construcción

Todas las aplicaciones Encofrados y sus apuntalamientos que soporten solamente el peso propio del encofrado y la presión del hormigón Encofrados y sus apuntalamientos que soporten el peso propio del encofrado y del hormigón, peso propio de cargas de construcción e impacto

Elementos para colgar encofrados

2,0

Todas las aplicaciones

Insertos de anclajes, usados como atadura

2,0

Paneles de hormigón premoldeado, cuando los mismos se usan como encofrados y apuntalamientos

6.4. CAÑERÍAS PARA LA CONDUCCIÓN DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LAS ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN 6.4.1. Exigencias generales 6.4.1.1. Tanto las cañerías que se utilicen como sus accesorios deben estar fabricados con materiales capaces de resistir sin deterioros el contacto con el fluido que conducen y con el hormigón en el cual están embebidas. Sus diámetros y espesores serán los que correspondan para resistir las temperaturas y presiones de los fluidos que conducen. 6.4.1.2. La temperatura del fluido a conducir debe ser igual o menor de 70 ºC. 6.4.1.3. En el diseño de los elementos estructurales de hormigón que tengan cañerías embebidas en su masa, se deben considerar los efectos producidos sobre el hormigón por la presión de conducción del fluido y por las expansiones de las cañerías. 6.4.1.4. Antes de proceder al hormigonado de la estructura, el conjunto de todas las cañerías y accesorios debe ser sometido a ensayos de presiones internas. La presión de ensayo debe ser igual o mayor que una vez y media la presión máxima de servicio, y no menor de 1,0 MPa, por encima de la presión atmosférica, y deberá ser mantenida durante un tiempo igual o mayor de 4 horas. Durante el período de prueba no se debe observar pérdida de presión.


Cap. 6 - 134

El Reglamento no se requiere el ensayo de presiones internas para las cañerías de desagües o cualquier otra proyectada para resistir presión igual o menor de 0,01 MPa por encima de la presión atmosférica. 6.4.1.5. Hasta que el hormigón alcance la resistencia característica de diseño, solo se permite que por las cañerías circule fluido a temperatura y presión igual o menor de 30 ºC y 0,3 MPa, respectivamente. 6.4.1.6. Las uniones de las cañerías y accesorios destinados a conducir fluidos a presión, se deben realizar por soldadura u otros métodos y procedimientos que garanticen igual seguridad. Se prohíben las uniones roscadas. Los trabajos de soldadura deben ser realizados por personal debidamente calificado. 6.4.1.7. Las cañerías se deben fabricar e instalar en forma tal que su colocación no requiera cortar, doblar ni desplazar las armaduras, respecto de los lugares establecidos en los planos y planillas. 6.4.1.8. El Reglamento prohíbe el uso de cañerías de aluminio y de aleaciones que lo contengan. 6.4.2. Cañerías de acero para la conducción de fluidos 6.4.2.1. En el momento de colocación del hormigón, las cañerías deben estar limpias y libres de óxidos, aceites, grasas y cualquier otra sustancia extraña, con tapones en sus extremos. 6.4.2.2. El hormigón debe tener una consistencia igual o mayor a la plástica, de acuerdo con el artículo 5.1., Tabla 5.1., y su contenido unitario de cemento debe ser mayor de 300 kg/m3. 6.4.2.3. Previamente al hormigonado, para sostener a las cañerías en su posición definitiva se deben utilizar exclusivamente elementos macizos de acero, de mortero compacto endurecido o de plástico. No se deben emplear elementos constituidos por materiales cerámicos porosos ni de madera. Cuando se utilicen elementos metálicos de sostén, los mismos deben quedar incluidos en el hormigón con un recubrimiento igual o mayor que el especificado en este Reglamento para las armaduras. 6.4.2.4. El recubrimiento de hormigón de las cañerías deben cumplir con los mínimos establecidos en el artículo 7.7. 6.4.2.5. Entre la cañería y el hormigón circundante se debe asegurar el contacto directo. En caso que la cañería deba ser protegida con materiales aislantes, los mismos no deben contener productos capaces de provocar la corrosión de las cañerías. 6.4.2.6. El espesor total del elemento estructural que contiene a las cañerías debe ser hormigonado de una sola vez. 6.4.2.7. Se prohíbe el manipuleo y el almacenamiento de materiales o productos agresivos en las proximidades de las cañerías.


Cap. 6 - 135

6.5. TOLERANCIAS CONSTRUCTIVAS DE ENCOFRADOS Y ELEMENTOS ESTRUCTURALES TERMINADOS 6.5.1. Exigencias generales 6.5.1.1. Las estructuras deben construir con todo cuidado y precisión, respetando las posiciones , niveles y dimensiones indicados en los Documentos del Proyecto. 6.5.1.2. Cuando en los Documentos del Proyecto no se indiquen tolerancias constructivas más exigentes, se deben adoptar las tolerancias máximas dadas en los artículos 6.5.2. a 6.5.6. 6.5.1.3. Las superficies terminadas que excedan las tolerancias establecidas en los artículos 6.5.3.y 6.5.4., pueden ser corregidas o modificadas, eliminando las protuberancias y nivelando las depresiones con un material de comportamiento satisfactorio verificado. 6.5.2. Estructuras de hormigón armado construidas en el lugar Las tolerancias especificadas son aplicables solamente a las dimensiones de los elementos de la estructura de hormigón terminada y a su localización. 6.5.2.1. Variaciones admisibles en la verticalidad a) En líneas y superficies de columnas, pilares, tabiques y en filos • Por cada 3 metros • Máximo en la altura total de la estructura ( * )

6 mm 30 mm

b) En columnas de esquina a la vista, buñas para juntas de control y otras líneas visibles • Por cada 6 metros • Máximo en la altura total de la estructura (*) (*)

6 mm 15 mm

Esta tolerancia es para estructuras de altura igual o menor de 30 metros. Para estructuras de mayor altura se deben establecer las tolerancias en los Documentos del Proyecto.

c) En columnas o tabiques construidos con encofrado deslizante, las tolerancias respecto a un punto de referencia en la base de la estructura, para cada una de las tres componentes ortogonales de la suma de desplazamientos producidos por translación y rotación del encofrado • Por cada 1,50 metros de altura • Por cada 15 metros de altura • Máximo en la altura total, hasta 180 m de altura


3 mm 30 mm 90 mm

Cap. 6 - 136

6.5.2.2. Niveles, medidos a partir de las pendientes y cotas especificadas en los Documentos del Proyecto a) En las superficies inferiores de losas, techos, superficies inferiores de vigas y aristas de todos los elementos estructurales, medidas antes de quitar los apuntalamientos • Por cada 3 metros • Por cada paño o por cada 6 metros • Máximo en el largo total de la estructura

6 mm 10 mm 20 mm

b) En dinteles, travesaños, parapetos, buñas horizontales y otras líneas visibles • Por cada paño o por cada 6 metros • Máximo en el largo total de la estructura

6 mm 15 mm

c) Altura de los puntos de control en losas inclinadas • Por cada paño de 6 metros • Máximo en el largo total de la estructura

10 mm 20 mm

6.5.2.3. Apartamiento con respecto a los ejes constructivos y otras alineaciones indicadas en los planos y posiciones de columnas, tabiques y vigas • Por cada paño • Por cada 6 metros • Máximo para la estructura

15 mm 15 mm 30 mm

6.5.2.4. Dimensiones de pases y aberturas en entrepisos y tabiques • Ubicación de los ejes de pases o aberturas

15 mm

6.5.2.5. Dimensiones de las secciones transversales de columnas, vigas, tabiques y espesores de losas. (Incluyendo tabiques y columnas construidos con encofrados deslizantes) • Hasta 30 cm En más En menos

10 mm 6 mm

• Más de 30 cm En más En menos

15 mm 10 mm

6.5.2.6. Fundaciones a) Dimensiones horizontales • Con encofrado En más En menos Reglamento CIRSOC 201

50 mm 15 mm Cap. 6 - 137

• Sin encofrado

80 mm

b) Error en la ubicación o excentricidad • 2% del ancho de la base en la dirección del error pero no más de

± 50 mm

c) Espesor de la sección transversal • En más • En menos

sin límite 5%

d) Para apoyo de construcción de mampostería • • • •

Alineación en 3 metros Máximo para una longitud total de 15 metros Nivel en 3 metros Máximo para una longitud total de 15 metros

± 6 mm ± 15 mm ± 6 mm ± 15 mm

e) Nivel de bases en general • En más • En menos

15 mm 50 mm

6.5.2.7. Escaleras a) Para cada escalón • Alzada • Pedada

± 3 mm ± 6 mm

b) En un tramo de escalera • Altura • Recorrido

± 3 mm ± 6 mm

6.5.3. Tolerancias en el acabado de superficies de losas 6.5.3.1. Exigencias generales Las depresiones y/o protuberancias se deben medir por debajo de una regla rígida de 3 metros de longitud total. Las mediciones deben ser realizadas el día después de terminado el piso de hormigón y antes de quitarse el apuntalamiento, para evitar cualquier influencia de contracción por secado y deformación por alabeo o flexión.


Cap. 6 - 138

a) Terminación Clase A Las depresiones entre puntos altos no deben exceder los 3 mm en 3 metros. b) Terminación Clase B Las depresiones entre puntos altos no deben exceder los 6 mm en 3 metros. c) Terminación Clase C Las depresiones entre puntos altos no deben exceder los 8 mm en 3 metros. d) Terminación Clase D Las depresiones entre puntos altos no deben exceder los 13 mm en 3 metros. 6.5.4. Clases y tolerancias de terminación 6.5.4.1. Losas Los Documentos del Proyecto se deben especificar las tolerancias de terminación seleccionadas, de entre las siguientes : a)

Terminación Clase A La superficie será plana con una tolerancia de 3 mm en 3 m, y se verificará con una regla recta colocada sobre cualquier lugar de la losa, en cualquier dirección.

b) Terminación Clase B La superficie será plana con una tolerancia de 6 mm en 3 m, y se verificará con una regla recta colocada sobre cualquier lugar de la losa, en cualquier dirección. c)

Terminación Clase C La superficie será plana con una tolerancia de 6 mm en 60 cm, y se verificará con una regla recta de 60 cm colocada en cualquier lugar de la losa, en cualquier dirección.

6.5.4.2 Superficies encofradas Los defectos e irregularidades superficiales, bruscos o graduales, se controlarán con una regla recta y rígida, de 1,50 m de longitud, apoyada sobre la superficie a controlar. Los defectos correspondientes a las superficies curvas, serán controlados mediante procedimientos que impliquen exigencias del mismo orden que las enunciadas para las superficies planas. a)

Terminación T-1 Corresponde a las superficies que no quedarán expuestas a la vista, donde la rugosidad e irregularidades no constituyen un inconveniente.


Cap. 6 - 139

Las depresiones máximas de las superficies no excederán los 25,0 mm. Las depresiones mayores deberán ser corregidas. No se aceptarán deficiencias que impliquen una reducción de dimensiones fuera de las tolerancias establecidas. b) Terminación T-2 Corresponde a las superficies que estén poco expuestas a la vista, o bien a las superficies que serán revocadas. Máxima irregularidad superficial abrupta o localizada admisible Máxima irregularidad superficial gradual admisible c)

6,0 mm 12,0 mm

Terminación T-3 Corresponde a las superficies permanentemente expuestas a la vista y a aquellas para las que el aspecto tiene especial importancia, como elementos estructurales prefabricados y superficies de apoyo de máquinas. Cualquiera que sea el material con que se construyan los encofrados, no producirán irregularidades mayores que las indicadas a continuación: Máxima irregularidad superficial abrupta o localizada admisible

3,0 mm

Máxima irregularidad superficial gradual admisible

6,0 mm

Al observar las estructuras desde una distancia de 6 metros, el hormigón presentará superficies con diferencias mínimas de color y textura. En las estructuras expuestas a la vista, los defectos e irregularidades a reparar no excederán de 1 m² por cada 500 m² de superficie, además de las cavidades dejadas por los elementos de fijación de los encofrados. 6.5.5. Estructuras de hormigón ejecutadas con encofrados deslizantes 6.5.6.1. Las variaciones a partir de las dimensiones interiores prescritas para estructuras no circulares, entre caras opuestas, no deben exceder • Por 3 metros de dimensiones especificadas • Máximo

± 15 mm ± 50 mm

6.5.6. Tolerancias en juntas a) Espesores

± 3 mm

b) Alineación de juntas verticales y nivel de juntas horizontales • Por cada 30 m de longitud • Máximo en la longitud total


± 7 mm ± 13 mm

Cap. 6 - 140

CAPITULO 7. DETALLES DE ARMADO

7.0. SIMBOLOGÍA d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, (altura útil), en mm.

db

diámetro nominal de una barra, alambre o cordón de tesado, en mm.

dbe

diámetro nominal de una barra o alambre utilizado como estribo, en mm.

fći

resistencia a la compresión del hormigón en el momento de aplicar el tesado inicial, en MPa.

fy

tensión de fluencia especificada de la armadura no tesa, en MPa.

ld

longitud de anclaje, en mm, (ver el Capítulo 12).

7.1. GANCHOS NORMALES El término “gancho normal” se utiliza en este Reglamento con alguno de los significados descriptos en los artículos 7.1.1 a 7.1.4. inclusive: 7.1.1. Ganchos con un ángulo de doblado de 180° más una prolongación de 4 db , pero como mínimo 60 mm, en el extremo libre de la barra o alambre.

Figura 7.1.1.


Gancho con un ángulo de doblado de 180° para barras y alambres de la armadura principal.

Cap. 7 - 141

7.1.2. Ganchos con un ángulo de doblado de 90° más una prolongación, como mínimo, de 12 db en el extremo libre de la barra o alambre.

D

Figura 7.1.2. Gancho con un ángulo de doblado de 90° para barras y alambres de la armadura principal.

7.1.3. Ganchos para el anclaje de estribos y de estribos cerrados Los estribos de los elementos solicitados a compresión deben ser siempre cerrados, y su función principal será tanto la de arriostrar las barras o alambres de la armadura principal de los elementos comprimidos, como la de confinar el hormigón. Los estribos en los elementos solicitados a flexión pueden ser abiertos o cerrados. Cuando sean abiertos, su función esencial será la de colaborar para soportar los esfuerzos transversales generados por las solicitaciones de corte, y en el caso de ser cerrados, adicionar su capacidad para arriostrar las barras comprimidas y absorber esfuerzos de torsión. A los fines de este Reglamento se utiliza el término “estribo cerrado” para designar a la armadura transversal de los elementos solicitados a compresión y el término “estribo” para designar genéricamente a la armadura transversal de los elementos solicitados a flexión. Tabla 7.1. Ángulos de doblado y prolongaciones en los extremos libres de las barras o alambres, tanto para estribos como para estribos cerrados Diámetro de la barra o alambre del estribo (mm)

Angulo de doblado

Prolongación en el extremo libre

db ≤ 16

90°

≥ 6 db

16 < db ≤ 25

90°

≥ 12 db

135°

≥ 6 db

db ≤ 25


Cap. 7 - 142

135°

Figura 7.1.3. Ganchos para el anclaje de estribos y estribos cerrados. 7.1.4. Los ganchos a utilizar en zonas sísmicas se definen en el Reglamento INPRESCIRSOC 103 Parte II.

7.2. DIÁMETROS MÍNIMOS DEL MANDRIL DE DOBLADO 7.2.1. El diámetro del mandril de doblado, debe ser igual o mayor que los valores establecidos en la Tabla 7.2.1. (ver la Figura 12.5.1.), con excepción de los estribos y estribos cerrados comprendidos entre 6 y 12 mm. Tabla 7.2.1.

Diámetros mínimos del mandril de doblado

Diámetro de las barras o alambres (mm)

Diámetro mínimo del mandril de doblado

db ≤ 25

6 db

25 < db ≤ 32

8 db

db > 32

10 db

Cuando las barras principales dobladas absorban esfuerzos de corte o se ubiquen en nudos de pórticos, los valores establecidos en esta Tabla se deben incrementar un 50%.


Cap. 7 - 143

Figura 7.2.1. Diámetros mínimos del mandril de doblado. 7.2.2. El diámetro del mandril de doblado, tanto para los estribos como para los estribos cerrados, debe ser como mínimo el indicado en la Tabla 7.2.2. Tabla 7.2.2.

Diámetro mínimo del mandril de doblado para estribos y estribos cerrados

Diámetro de la barra o alambre del estribo (mm)

Diámetro mínimo del mandril de doblado

db ≤ 16

4 db

db > 16

Según la Tabla 7.2.1.

db ≤ 16 mm

Figura 7.2.2. Diámetros mínimos del mandril de doblado para estribos.

7.2.3. El diámetro del mandril de doblado para las mallas de acero soldadas de alambres lisos o conformados, utilizadas como estribos y estribos cerrados, debe ser como mínimo 4 db .


Cap. 7 - 144

7.2.3.1. Cuando el doblado se realice con un mandril de un diámetro menor que 8 db, la intersección soldada más cercana debe estar ubicada a una distancia ≥ 4 db, de acuerdo con la Figura 7.2.3.1.

Figura 7.2.3.1. Doblado de una malla soldada con un mandril de diámetro < 8 db . 7.2.3.2. El nudo soldado puede quedar en el interior de la zona de doblado, siempre que en el doblado se utilice un mandril con encastre que permita alojar al alambre transversal, tal como se indica en la Figura 7.2.3.2.

Figura 7.2.3.2. Doblado de una malla soldada con un nudo soldado en el interior de la zona de doblado. 7.2.3.3. Cuando el alambre transversal esté ubicado en el exterior, del lado opuesto al que se halle el mandril, el nudo soldado más cercano debe estar a una distancia mínima de B ≥ 0,50 D + db , como se indica en la Figura 7.2.3.3.

Figura 7.2.3.3. Doblado de una malla soldada con un alambre exterior fuera del área del mandril de doblado.


Cap. 7 - 145

7.2.3.4. El Reglamento recomienda evitar que el alambre transversal quede situado en el lado exterior de la zona de doblado, tal como se indica en la Figura 7.2.3.4.. Si ello no se puede evitar, el doblado se debe efectuar con un mandril de un diámetro mínimo de 20 db.

Figura 7.2.3.4. Doblado de una malla soldada con un alambre transversal ubicado del lado exterior del mandril de doblado.

7.3. DOBLADO DE LA ARMADURA 7.3.1. Toda la armadura debe ser doblada en frío a menos que el Director de Obra autorice otro procedimiento. 7.3.2. Ninguna armadura parcialmente embebida en el hormigón se debe doblar en la obra, excepto cuando así se indique en los planos del proyecto o la Dirección de Obra lo permita.

7.4. ESTADO SUPERFICIAL DE LA ARMADURA 7.4.1. Antes de su utilización las armaduras se deben limpiar cuidadosamente de manera que, al realizar las operaciones de hormigonado, las mismas se encuentren libres de mortero, pasta de cemento, hormigón endurecido, polvo, barro, escamas de herrumbre sueltas, grasas, aceites, pinturas y toda otra sustancia capaz de reducir la adherencia hormigón – acero. 7.4.2. Las armaduras, con excepción de los aceros para pretensado, que presenten en su superficie signos de oxidación, escamas, o una combinación de ambos, se pueden considerar aceptables si tanto las dimensiones mínimas, incluyendo la altura del nervio como el peso de una muestra cepillada a mano, verifican los requisitos de las normas IRAM-IAS correspondientes. 7.4.3. Los aceros para pretensado deben estar limpios, libres de óxido en exceso, aceites, escamas, suciedad y picaduras, admitiéndose sólo una ligera oxidación superficial.


Cap. 7 - 146

7.5. COLOCACIÓN DE LA ARMADURA 7.5.1. Las armaduras, incluyendo los cables (ver definición en el Anexo al Capitulo 1) y las vainas para postesado, previa verificación de su forma y dimensiones, se deben colocar respetando la posición indicada en los planos y fijar en su posición definitiva, con el fin de evitar posibles desplazamientos que excedan las tolerancias admisibles indicadas en el artículo 7.5.2. 7.5.2. Todas las armaduras, incluyendo los cables y las vainas para postesado, se deben colocar en las posiciones especificadas en los planos respetando las tolerancias que se indican en los siguientes artículos. 7.5.2.1. La tolerancia para la altura útil d y para el recubrimiento mínimo del hormigón en los elementos solicitados a flexión, en los tabiques, y en los elementos solicitados a compresión, debe ser la que se indica a continuación: Tabla 7.5.2.1. Tolerancias en las dimensiones para la colocación de la armadura Altura efectiva d

Tolerancia en d (*)

Tolerancia en el recubrimiento mínimo del hormigón (**)

≤ 200 mm

± 10 mm

- 10 mm

> 200 mm

± 15 mm

- 15 mm

Excepto que: (*)

La tolerancia para la distancia libre al fondo de los encofrados debe ser – 5 mm.

(**)

La tolerancia para el recubrimiento no debe exceder, en menos, de 1/3 del recubrimiento mínimo de hormigón exigido en los planos o en las especificaciones de la obra.

Figura 7.5.2.1. Tolerancias en las dimensiones para la colocación de la armadura.


Cap. 7 - 147

7.5.2.2. La tolerancia para la ubicación longitudinal de los puntos de doblado y de los extremos de la armadura debe ser de ± 50 mm, con excepción de los extremos discontinuos de ménsulas cortas, donde la tolerancia debe ser de ± 12 mm, y de los extremos discontinuos de otros elementos estructurales, donde la tolerancia debe ser de ± 25 mm. La tolerancia para el recubrimiento mínimo de hormigón establecida en el artículo 7.5.2.1., se debe aplicar también a los extremos discontinuos de los elementos.

(± 25 mm)

Figura 7.5.2.2. Tolerancias para el doblado de barras y ubicación de sus extremos. 7.5.3. Las mallas de acero soldadas de alambres con db ≤ 7 mm utilizadas en losas con luces menores de 3 metros, se pueden doblar desde su posición en la parte superior de la losa, sobre el apoyo, hasta un punto ubicado en la parte inferior, en el centro del tramo, siempre que esta armadura se continúe sobre el apoyo o esté debidamente anclada en él. 7.5.4. El Reglamento no permite la utilización de soldaduras como método de fijación de las barras de armadura que se entrecruzan durante el proceso de armado de la estructura, excepto autorización expresa de la Dirección de Obra y siempre que se verifique el cumplimiento de la norma IRAM – IAS U 500-97.

7.6. LÍMITES PARA LA SEPARACIÓN DE LA ARMADURA 7.6.1. La separación libre mínima s, entre las barras o alambres paralelos, ubicados en una capa de armadura en elementos solicitados a flexión, debe ser :

s

≥ ≥   > 

db 25 mm tamaño máximo del agregado grueso a utilizar según el artículo 3.2.4.2.c .


Cap. 7 - 148

7.6.2. Cuando la armadura paralela se ubique en dos o más capas, las barras o alambres de las capas superiores se deben colocar con una separación libre ≥ 25 mm sobre las capas inferiores, respetando el tamaño máximo del agregado grueso.

s

≥  ≥ ≥

db 25 mm 1,33 del diámetro del agregado grueso

Figura 7.6.a). Separación libre mínima entre barras o alambres ubicados en una capa y separación libre entre capas de armadura en elementos solicitados a flexión. 7.6.3. En elementos solicitados a compresión con estribos cerrados o con zunchos, la separación libre mínima s entre la armadura longitudinal debe ser:

s

≥  ≥ ≥

1,5 d b 40 mm 1,33 del diámetro del agregado grueso

7.6.4. La limitación de la separación libre entre barras o alambres también se debe aplicar a la separación libre entre un empalme por yuxtaposición y las barras o alambres de los empalmes adyacentes. 7.6.5. En losas y tabiques, exceptuando las losas nervuradas, la separación s de la armadura principal por flexión debe ser:

s


≤  ≤ ≤ 

2 ,5 veces el espesor del tabique o de la losa 25 d b de la barra o alambre de menor diámetro 300 mm

Cap. 7 - 149

Vigas

≥  s ≥ ≥

25 mm db 1,33 del diámetro máximo del agregado grueso

Columnas

≥  s ≥ ≥

1,5 d b 40 mm 1,33 del diámetro máximo del agregado grueso

Figura 7.6.b). Ejemplos de separación de las armaduras en vigas y columnas. 7.6.6. Paquetes de barras 7.6.6.1. Los grupos de barras paralelas en contacto, dispuestas en paquetes, se deben limitar a un máximo de 4 barras por paquete para ser consideradas como una unidad, con un máximo de dos barras en el mismo plano.


Cap. 7 - 150

Figura 7.6.6.1. Esquemas posibles de paquetes de barras.

7.6.6.2. Los paquetes de barras deben estar contenidos por estribos o por estribos cerrados que los envuelvan. 7.6.6.3. En las vigas no se permite agrupar en paquetes a las barras de db > 32 mm. 7.6.6.4. En los elementos solicitados a flexión, cada una de las barras de un paquete que se interrumpen dentro del tramo deben hacerlo en secciones distintas, separadas como mínimo 40 db . 7.6.6.5. Un paquete de barras se puede considerar como una barra simple de un diámetro equivalente al área total de las barras del paquete, siempre que las limitaciones de la separación entre barras y el recubrimiento mínimo del hormigón se hayan establecido en función del diámetro db de las barras. 7.6.7. Cables y vainas de pretensado 7.6.7.1. La separación mínima entre los centros de los cables de pretensado en cada extremo del elemento debe ser: En el caso de alambres:

s ≥ 5 db En el caso de cordones y en función del valor f’ci en el momento de la transferencia:

f’ci < 28 MPa:

s ≥ 4 db

f’ci ≥ 28 MPa:

≥ 45 mm si d b ≤ 12 ,7 mm s ≥ 50 mm si d b > 12 ,7 mm

Ver el artículo 3.2.4.2. referido al tamaño máximo del agregado grueso.


Cap. 7 - 151

En la zona central del tramo se permite adoptar para los cables, una separación vertical menor, o disponerlos en paquetes. 7.6.7.2. Las vainas de postesado se pueden agrupar siempre que se demuestre que el hormigón se puede colocar satisfactoriamente y se adopten las medidas necesarias para evitar las roturas de las vainas al tesar el acero de pretensado.

7.7. RECUBRIMIENTO DE HORMIGÓN El recubrimiento de hormigón para protección de la armadura frente a la acción del clima y otras acciones, se debe medir desde la superficie del hormigón hasta la superficie exterior de la armadura a la que se aplica el recubrimiento. Cuando se indique un recubrimiento mínimo para un determinado elemento estructural, éste se debe medir de la siguiente forma: Hasta el borde exterior de los estribos, estribos cerrados, o zunchos, si la armadura transversal envuelve a la armadura principal; Hasta la capa exterior de la armadura, si se emplea más de una capa sin estribos cerrados o estribos; Hasta los dispositivos metálicos de los extremos o hasta las vainas de los cables de postesado.


Cap. 7 - 152

7.7.1.Hormigón colocado en obra (no pretensado) La armadura debe tener el recubrimiento mínimo de hormigón que se indica a continuación, pero su valor no debe ser menor que el indicado en los artículos 7.7.5. y 7.7.7. Condición

(a)

Hormigón colocado en la base de las fundaciones, en contacto con la capa de hormigón de limpieza (El recubrimiento indicado NO incluye el espesor de la capa de limpieza)

Recubrimiento mínimo en mm

50

(b) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre para barras con db > 16 mm para barras y alambres con db ≤ 16 mm

35 30

(c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

Losas, tabiques, nervaduras: para barras con db > 32 mm para barras y alambres con db ≤ 32 mm

30 20 pero ≥ db

Vigas, columnas: para armadura principal para estribos y estribos cerrados para zunchos

db pero ≥ 20 y ≤ 40 20 40

Cáscaras y placas plegadas: para barras con db > 16 mm para barras y alambres con db ≤ 16 mm

20 15

En la Figura 7.7.1. se muestran ejemplos de aplicación de los valores de recubrimientos mínimos de hormigón para elementos no pretensados, hormigonados “in-situ”.


Cap. 7 - 153

20 mm

40 mm

Vigas con db = 20 mm

Figura 7.7.1. Ejemplos de recubrimientos mínimos especificados en el artículo 7.7.1.


Cap. 7 - 154

7.7.2. Hormigón colocado en obra (pretensado) 7.7.2.1. La armadura tesa y no tesa, las vainas y los anclajes en los extremos, deben tener el siguiente recubrimiento mínimo de hormigón, pero su valor no debe ser menor que el indicado en los artículos 7.7.5., 7.7.5.1. y 7.7.7.

Condición

(a)

Hormigón colocado en la base de las fundaciones, en contacto con la capa de hormigón de limpieza. (El recubrimiento indicado NO incluye el espesor de la capa de limpieza).


50

(b) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre para paneles de tabiques, losas y nervaduras para otros elementos

25 30

(c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

Losas, tabiques, nervaduras

20

Vigas, columnas: para armadura principal para estribos, estribos cerrados y zunchos

40 25

Cáscaras y placas plegadas: para barras y alambres con db ≤ 16 mm otro tipo de armadura


10 db pero db ≥ 20

Cap. 7 - 155

7.7.3. Hormigón prefabricado (elaborado en condiciones de control en planta) La armadura tesa y no tesa, las vainas y los anclajes en los extremos, deben tener el siguiente recubrimiento mínimo de hormigón; pero su valor no debe ser menor que el indicado en los artículos 7.7.5., 7.7.5.1. y 7.7.7.

Condición (a) Hormigón que una vez desencofrado está en contacto con el suelo o expuesto al aire libre Paneles para tabiques: para barras con db > 32 mm y cables de pretensado con db > 40 mm para barras y alambres con db ≤ 32 mm y cables de pretensado con db ≤ 40 mm Otros elementos: para barras con db > 32 mm y cables de pretensado con db > 40 mm


40 20

40

para barras con 16 mm < db ≤ 32 mm y cables de pretensado con 15 mm < db ≤ 40 mm

30

para barras y alambres con db ≤ 16 mm y cables de pretensado con db ≤ 15 mm

20

(b) Hormigón no expuesto a la acción del aire libre ni en contacto con el suelo: Losas, tabiques, nervaduras: para barras con db > 32 mm y cables de pretensado con db > 40 mm cables de pretensado con db ≤ 40 mm para barras y alambres con db ≤ 32 mm Vigas, columnas: para armadura principal para estribos, estribos cerrados y zunchos Cáscaras y placas plegadas: cables de pretensado

30 20 15 db pero ≥ 15 y ≤ 40 20 20

para barras con db > 16 mm

15

para barras y alambres con db ≤ 16 mm

10


Cap. 7 - 156

7.7.4. Paquetes de barras El recubrimiento mínimo para los paquetes de barras deber ser igual al diámetro equivalente del paquete, sin necesidad de superar los 50 mm; excepto para hormigón colocado contra el suelo y permanentemente en contacto con él, en cuyo caso el recubrimiento mínimo será de 70 mm. (ver el artículo 7.4.1.2.). 7.7.5. Clases de exposición ambiental Los valores de los recubrimientos mínimos, establecidos en los artículos 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3., corresponden a las clases de exposición ambiental A1 y A2 establecidas en las Tablas 2.1. y 9.6.3. Para las clases de exposición A3, Q1 y C1 los valores dados en los mencionados artículos se deben incrementar un 30% y para las clases C2, M1 y M2 en un 50% . 7.7.5.1. Para los elementos de hormigón pretensado clasificados como Clase T o C en el artículo 18.3.3., expuestos a ambientes agresivos o corrosivos, o a otras condiciones severas de exposición, el recubrimiento mínimo de la armadura pretensada se deberá incrementar un 50%. Esta exigencia se podrá obviar si se verifica que la zona de tracción precomprimida del elemento, no resulta traccionada bajo la acción de las cargas de larga duración. 7.7.6. Ampliaciones futuras Las armaduras, los insertos y las placas expuestas, colocadas con el objetivo de prever futuras ampliaciones, se deben proteger contra la corrosión.(ver el artículo 5.6.6.7.). 7.7.7. Protección contra el fuego Los recubrimientos mínimos de las armaduras, establecidos en los artículos 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3., se deben aumentar para protección contra el fuego en los siguientes valores Por cada 30 minutos de aumento de la resistencia al fuego: En tabiques, vigas y columnas En losas

10 mm 5 mm

7.8. DETALLES ESPECIALES DE LA ARMADURA PARA COLUMNAS 7.8.1. Barras dobladas por cambio de sección Las barras longitudinales dobladas debido a un cambio de sección de una columna, deben cumplir con los siguientes artículos.


Cap. 7 - 157

7.8.1.1. La pendiente de la parte inclinada de la barra, con respecto al eje de la columna, no debe exceder de 1:6. 7.8.1.2. Los tramos de las barras que estén por encima y por debajo de la zona doblada, deben ser paralelos al eje de la columna. 7.8.1.3. Las barras dobladas por un cambio en la sección de la columna, deben tener un apoyo horizontal adecuado que puede ser proporcionado por estribos cerrados horizontales, zunchos o parte del entrepiso. Este apoyo horizontal debe ser diseñado para resistir 1,5 veces la componente horizontal de la fuerza, determinada en la zona inclinada de dicha barra. Los estribos cerrados o zunchos en espiral, se deben colocar a una distancia menor o igual que 150 mm de los puntos de doblado. 7.8.1.4. Las barras que se desvían por cambios de sección se deben doblar antes de ser colocadas en los encofrados. Ver el artículo 7.3.

Máx. 80 mm

Figura 7.8.1. Barras dobladas por cambio de sección en las columnas.

7.8.1.5. Las barras longitudinales no se deben doblar cuando, al cambiar la sección de la columna, sus caras resulten desalineadas más de 80 mm. En este caso se deben agregar barras yuxtapuestas con las barras longitudinales adyacentes a las caras desalineadas de la columna, las que deben cumplir con lo especificado en el artículo 12.17.


Cap. 7 - 158

Figura 7.8.1.5. Cambio de sección en columnas con sus caras desalineadas más de 80 mm. 7.8.2. Núcleos de acero La transmisión de las cargas en los elementos compuestos con núcleos de acero estructural solicitados a compresión, debe cumplir con las especificaciones de los artículos 7.8.2.1. a 7.8.2.4. inclusive. 7.8.2.1. Los extremos de los núcleos de acero estructural se deben terminar con precisión, para que apoyen correctamente en las secciones de empalme. Se deben adoptar medidas adecuadas para la alineación concéntrica de un núcleo con respecto al otro. 7.8.2.2. La capacidad de transferencia de carga por apoyo en los empalmes de los extremos, se debe considerar, como máximo, igual a un 50 % del esfuerzo total de compresión en el núcleo de acero. 7.8.2.3. La transmisión de los esfuerzos entre la base de la columna y la fundación se debe diseñar de acuerdo con lo especificado en el artículo 15.8. 7.8.2.4. La base de apoyo de la sección del núcleo de acero, se debe diseñar para transmitir la carga total del elemento compuesto a la fundación, o para transmitir únicamente la carga del núcleo de acero, siempre que se disponga de una sección de hormigón suficiente como para transferir a la fundación, por compresión, la parte de la carga total soportada por el hormigón armado de la columna.


Cap. 7 - 159

7.9. NUDOS 7.9.1. En los nudos de los elementos principales de pórticos (tales como vigas y columnas) se debe realizar el confinamiento de las zonas de empalmes de la armadura continua y del anclaje de las barras que terminan en dichos nudos. 7.9.2. El confinamiento en los nudos se debe materializar mediante hormigón externo, o estribos, estribos cerrados o zunchos interiores.

7.10. ARMADURA TRANSVERSAL PARA LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN 7.10.1. La armadura transversal de los elementos comprimidos debe cumplir con las condiciones establecidas en los artículos 7.10.4. y 7.10.5. y cuando se requiera armadura por corte o torsión, se deben verificar también con las prescripciones del Capítulo 11. 7.10.2. Los requisitos para la armadura transversal de elementos comprimidos compuestos, se establecen en el artículo 10.16. y los correspondientes a la armadura transversal de cables de pretensado, en el artículo 18.11. 7.10.3. Cuando se demuestre, mediante ensayos y análisis estructural, que se dispone de una resistencia adecuada y que la construcción es factible, no será necesario cumplir con los requisitos para la armadura transversal, establecidos en los artículos 7.10., 10.16. y 18.11. 7.10.4. Zunchos Los zunchos para elementos solicitados a compresión, deben cumplir con el artículo 10.9.3. y con los siguientes artículos. 7.10.4.1. Los zunchos deben estar constituidos por barras o alambres continuos, en forma de hélice cilíndrica, con separación uniforme, con un tamaño y disposición tales que permitan su manejo y colocación sin modificación de las dimensiones proyectadas. 7.10.4.2. Para elementos hormigonados in-situ, el diámetro de las barras o alambres de los zunchos debe ser db ≥ 10 mm.


Cap. 7 - 160

7.10.4.3. El paso libre s, entre las espiras del zuncho, debe ser:

s

≤ ≥   > 

80 mm 25 mm tamaño máximo del agregado grueso a utilizar según el artículo 3.2.4.2.c .

Figura 7.10.4.3. Armadura transversal en columnas (zunchos). 7.10.4.4. El anclaje de los zunchos se debe realizar con un aumento de 1 vuelta y media más de la barra, o del alambre, en cada extremo del zuncho.

Figura 7.10.4.4. Anclaje de los zunchos para el caso de vigas en todas las caras de la columna. Reglamento CIRSOC 201

Cap. 7 - 161

7.10.4.5. Los zunchos se deben empalmar mediante alguno de los siguientes métodos: a) Empalme por yuxtaposición, donde la longitud yuxtapuesta debe ser ≥ 300 mm y mayor o igual que las longitudes que se indican a continuación:

1. Barra o alambre conformado sin revestir

48 db

2. Barra o alambre liso sin revestir

72 db

3. Barra o alambre conformado revestido con epoxi (*)

72 db

4. Barra o alambre liso, sin revestir, con gancho en el extremo del zuncho, de acuerdo con el artículo 7.1.3., embebido dentro del núcleo de hormigón confinado por el zuncho 5. Barra o alambre conformado revestido con epoxi (*), con gancho en el extremo del zuncho, de acuerdo con el artículo 7.1.3., embebido dentro del núcleo de hormigón confinado por el zuncho

48 db

48 db

(*) ver limitaciones en el artículo 1.1.2.1.

b) Empalme mecánico o soldadura completa, según el artículo 12.14.3. 7.10.4.6. Los zunchos se deben prolongar, desde la parte superior de la fundación o de la losa de cualquier nivel, hasta la altura de la armadura transversal más baja del elemento soportado. 7.10.4.7. Cuando no existan vigas o ménsulas en todos los lados de la columna, los estribos cerrados se deben colocar por encima de la terminación del zuncho, hasta la parte inferior de la losa o del ábaco, si existiera. (Ver definición de ábaco en el Anexo al Capítulo 1).


Cap. 7 - 162

nivel de terminación del zuncho de la columna superior

Figura 7.10.4.7. Anclaje de los zunchos para el caso de vigas en algunas caras de la columna.

7.10.4.8. En columnas con capitel (ver definición en el Anexo al Capítulo 1), el zuncho se debe prolongar hasta un nivel en el cual el diámetro, o el ancho del capitel, sea 2 veces el de la columna. 7.10.4.9. Los zunchos se deben mantener firmemente colocados en su posición y bien alineados. 7.10.5. Estribos de columnas

Los estribos para elementos solicitados a compresión, deben cumplir con los artículos 7.10.5.1. a 7.10.5.5. inclusive. 7.10.5.1. Todas las barras, con excepción de las pretensadas, deben estar encerradas por medio de estribos transversales cerrados, cuyo diámetro mínimo será función del diámetro de las barras, de acuerdo con la Tabla 7.10.5.1.


Cap. 7 - 163

Tabla 7.10.5.1. Diámetros mínimos de los estribos de columna Barras longitudinales

Diámetros mínimos de los estribos (mm)

db ≤ 16 mm

6

16 mm < db ≤ 25 mm

8

25 mm < db ≤ 32 mm

10

db > 32 mm paquetes de barras

12

Se podrá utilizar alambre conformado o malla soldada de alambre con un área equivalente.

7.10.5.2. La separación vertical s de los estribos cerrados debe ser:

  s   

≤ 16 diámetros de la barra longitudinal, ≤ 48 diámetros de la barra o alambre de los estribos, ≤

dimensión del lado menor de la columna.

Figura 7.10.5.2. Separación vertical de los estribos.


Cap. 7 - 164

7.10.5.3. Los estribos se deben ubicar de forma tal que cada barra longitudinal de esquina y cada barra alternada, tengan un apoyo transversal proporcionado por la esquina de un estribo con un ángulo interior ≤ 135°. La separación libre máxima entre una barra longitudinal arriostrada y la próxima cercana sin estribos, o ganchos adicionales, debe ser menor o igual que 15 veces el diámetro de la barra o alambre del estribo. Cuando las barras longitudinales estén ubicadas alrededor del perímetro de un círculo, se puede utilizar un estribo circular cerrado. x ≤ 15 dbe

x ≤ 15 dbe

x ≤ 15 dbe

Figura 7.10.5.3. Distintos esquemas de distribución transversal de las barras longitudinales en columnas. 7.10.5.4. La distancia vertical entre el estribo cerrado del extremo inferior de la columna y la parte superior de la base (fundación), o de la losa de entrepiso, y la distancia entre el estribo cerrado del extremo superior de la columna y la armadura horizontal más baja de la losa o del ábaco superior, debe ser menor que la mitad del valor s de la separación entre estribos. 7.10.5.5. Cuando a una columna concurran vigas o ménsulas desde cuatro direcciones distintas, el último estribo de la columna se debe colocar, como máximo, a 80 mm por debajo de la armadura más baja de la viga, o ménsula de menor altura.


Cap. 7 - 165

Figura 7.10.5.4. Terminación de los estribos cerrados para el caso de vigas en ALGUNAS caras de la columna.

Figura 7.10.5.5. Terminación de los estribos cerrados para el caso de vigas en TODAS las caras de la columna.

7.10.5.6. Los bulones de anclaje que se colocan en la parte superior de columnas o pedestales, deben estar encerrados por armadura horizontal que contenga también, como mínimo, a cuatro barras verticales de la columna o pedestal.


Cap. 7 - 166

La armadura horizontal se debe distribuir en una altura de 120 mm a partir de la parte superior de la columna, o pedestal, y debe estar constituida, como mínimo por dos barras o alambres de db = 12 mm ó tres barras o alambres de db = 10 mm.

7.11. ARMADURA TRANSVERSAL PARA ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN 7.11.1. En las vigas, la armadura comprimida se debe encerrar con estribos o estribos cerrados que satisfagan las limitaciones de diámetro y separación establecidas en el artículo 7.10.5., o con una malla soldada de un área equivalente. Tales estribos se deben colocar en todos los sectores donde se requiera armadura comprimida. 7.11.2. La armadura transversal en elementos de pórticos, solicitados por tensiones reversibles, o torsión en los apoyos, debe estar constituida por estribos cerrados o zunchos, dispuestos alrededor de la armadura de flexión. 7.11.3. Tanto los estribos como los estribos cerrados deben constituir una sola pieza, para lo cual estarán conformados por alguna de las tres opciones siguientes: a) Un tramo de barra continua empalmando sus ganchos extremos alrededor de una barra longitudinal. b) Uno o dos tramos de barra continua con un empalme de clase B (empalme de 1,3 l d ). Ver el artículo 12.15.1.1. c) Una barra continua anclada como se indica en el artículo 12.13.

12.15.1.

Figura 7.11.3. Ejemplos de conformación de estribos.


Cap. 7 - 167

7.12. ARMADURA DE CONTRACCIÓN Y TEMPERATURA 7.12.1. En las losas estructurales donde la armadura de flexión esté dispuesta en una sola dirección, se debe colocar armadura en dirección perpendicular a ella para resistir los esfuerzos debidos a la contracción y a la temperatura. 7.12.1.1. La armadura de contracción y temperatura debe cumplir con las especificaciones del artículo 7.12.2. ó 7.12.3. 7.12.1.2. Cuando los movimientos originados por contracción y temperatura estén restringidos de forma significativa, se deben cumplir los requisitos establecidos en los artículos 8.2.4. y 9.2.3. 7.12.2. La armadura conformada que cumpla con las especificaciones del artículo 3.6. y se utilice como armadura de contracción y temperatura, se debe colocar de acuerdo con los artículos 7.12.2.1. a 7.12.2.3. inclusive. 7.12.2.1. El área de la armadura de contracción y temperatura debe ser tal que satisfaga, como mínimo, las cuantías mínimas totales que se indican en la Tabla 7.12.2.1., pero en ningún caso debe ser < 0,0014. Tabla 7.12.2.1. Cuantías mínimas totales para la armadura de contracción y temperatura Acero utilizado

Cuantías Mínimas

(a) En losas donde se utilicen barras conformadas con ADN 420 ó ADN 420S ó malla soldada de alambre liso

0 ,0018

(b) En losas donde se utilice armadura con una tensión de fluencia mayor que 420 MPa

0 ,0018 420 fy

7.12.2.2. La separación mínima s de la armadura de contracción y temperatura debe ser:

 ≤ 3 veces el espeso r de la losa  s  ≤ 300 mm


Cap. 7 - 168

fy ≤ 420 MPa fy > 420 MPa

cuantía mínima = 0,0018 cuantía mínima =

0 ,0018 420 fy

s≤3h s ≤ 300 mm

Figura 7.12.2.2. Cuantía y ubicación de la armadura de contracción y temperatura en losas. 7.12.2.3. En todas las secciones donde sea necesario contar con armadura de contracción y temperatura, ésta se debe disponer de manera tal que pueda desarrollar la tensión de fluencia especificada fy , de acuerdo con lo indicado en el Capítulo 12 y en la Tabla 7.12.2.1. 7.12.3. Los aceros de pretensado que cumplan con las especificaciones del artículo 3.6.3. y sean utilizados como armadura de contracción y temperatura deben cumplir con los requisitos establecidos en los artículos 7.12.3.1. a 7.12.3.3. inclusive. 7.12.3.1. Los cables se deben dimensionar para que generen, en el área total o bruta del hormigón, una tensión media de compresión mínima de 1 MPa, considerando las tensiones de pretensado efectivo luego de producidas las pérdidas, de acuerdo con el artículo 18.6. 7.12.3.2. La separación entre los cables utilizados como armadura de contracción y temperatura debe ser ≤ 1,8 m . 7.12.3.3. Si la separación entre los cables es > 1,4 m, se debe colocar armadura no tesa adicional de contracción y temperatura de acuerdo con el artículo 7.12.2. Esta armadura se debe disponer entre los cables y en la zona perimetral, en una franja de ancho igual a la separación entre los cables.


Cap. 7 - 169

Figura 7.12.3. Detalles de la utilización de cables de pretensado sin adherencia como armadura de contracción y temperatura en la construcción de vigas y losas en una dirección.

7.13. REQUISITOS PARA LA INTEGRIDAD ESTRUCTURAL 7.13.1. A fin de asegurar la integridad de la estructura en su conjunto, los detalles de armado y las uniones se deben materializar de tal manera que los elementos de la estructura queden eficazmente vinculados entre sí. 7.13.2. Para estructuras hormigonadas en obra, se debe exigir el cumplimiento de los requisitos mínimos que se indican en los artículos 7.13.2.1. a 7.13.2.5. inclusive.


Cap. 7 - 170

7.13.2.1. En la construcción de elementos con nervaduras se exige que, como mínimo, una barra de la armadura inferior se continúe o se empalme sobre el apoyo, con un empalme de tracción Clase A (ver el artículo 12.15.1), ó con un empalme mecánico o soldado que verifique el artículo 12.14.3., En los apoyos no continuos se exige que, como mínimo, una barra se ancle con un gancho normal (ver el artículo 7.1.).

fy Figura 7.13.2.1.

Armadura continua para la construcción de elementos con nervaduras.

7.13.2.2. Las vigas perimetrales de la estructura deben tener, como mínimo, la armadura continua que se indica a continuación: a) 1/6

de la armadura de tracción requerida por el momento negativo en el apoyo, pero no menos de dos barras o alambres, y

b) 1/4

de la armadura de tracción requerida por el momento positivo en el centro del tramo, pero no menos de dos barras o alambres

Figura 7.13.2.2. Armadura continua para vigas perimetrales.


Cap. 7 - 171

7.13.2.3. Cuando sea necesario recurrir a empalmes para asegurar la continuidad requerida, la armadura superior se debe empalmar en el centro del tramo o cerca de él, y la armadura inferior se debe empalmar en el apoyo o cerca del mismo. Los empalmes deben ser empalmes de tracción Clase A, empalmes mecánicos o empalmes soldados que verifiquen las exigencias del artículo 12.14.3. La armadura continua requerida en el artículo 7.13.2.2. (a) y (b) debe estar encerrada por las esquinas de los estribos en U, con ganchos a 135° como mínimo, alrededor de las barras continuas superiores, o por estribos cerrados de una pieza, con ganchos a 135° como mínimo, alrededor de las barras o alambres superiores. No se considera necesario continuar los estribos a través de las uniones. 7.13.2.4. En las vigas no perimetrales de la estructura, y siempre que no se coloquen estribos de acuerdo con el artículo 7.13.2.3., se debe continuar o empalmar sobre el apoyo (o cerca de él), como mínimo, un cuarto (1/4) de la armadura para momento positivo requerida en la mitad del tramo (pero no menos de dos barras o alambres), con un empalme de tracción Clase A, o un empalme mecánico o soldado que cumpla con las exigencias del artículo 12.14.3. En los apoyos extremos (o no continuos) se debe anclar la armadura con un gancho normal.

Figura 7.13.2.4. Armadura continua para vigas no perimetrales, sin estribos cerrados.


Cap. 7 - 172

7.13.2.5. Para los detalles constructivos de losas armadas en dos direcciones, ver el artículo 13.3.8.5. 7.13.3. En las construcciones de hormigón prefabricado, para vincular con efectividad los distintos elementos que componen las estructuras se deben colocar armaduras especiales de tracción en las direcciones transversal, longitudinal y vertical de la estructura y alrededor de su perímetro. Se deben aplicar las especificaciones del artículo 16.5. 7.13.4. Para la construcción de losas izadas ver los artículos 13.3.8.6. y 18.12.6.


Cap. 7 - 173

PARTE 4 – REQUISITOS GENERALES CAPITULO 8 - ANÁLISIS Y DISEÑO – CONSIDERACIONES GENERALES

8.0. SIMBOLOGÍA As

área de la armadura traccionada, no tesa, en mm².

A’s

área de la armadura comprimida, en mm².

b

ancho del borde comprimido de la sección transversal del elemento, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada (altura útil), en mm.

Ec

módulo de elasticidad del hormigón, en MPa. Ver el artículo 8.5.1.

Es

módulo de elasticidad del acero, en MPa. Ver los artículos 8.5.2 y 8.5.3.

fc'


fy


h

altura total de la sección transversal de un elemento, en mm.

lc

luz libre entre centros o ejes de apoyos.

ln

luz libre para el momento positivo o corte; promedio de las luces libres adyacentes, para momentos negativos, en mm.

Vc

resistencia nominal al corte, proporcionada por el hormigón.

wc

peso de la unidad de volumen considerando la densidad del homigón especificado, en N/m³ .

wu

carga mayorada por unidad de longitud en vigas o por unidad de área en losas.

β1

factor que se define en el artículo 10.2.7.3.

εt

deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado, para la resistencia nominal. Ver definición en el Anexo al Capítulo 1.

ρ

cuantía de armadura traccionada, no tesa (ρ = As /b d).


Cap. 8 - 175

ρ’

cuantía de armadura comprimida (ρ’ = A’s /b d).

ρb

cuantía de armadura que produce condiciones balanceadas de deformación. Ver el artículo 10.3.2.

φ

factor de reducción de resistencia. Ver el artículo 9.3.

8.1. MÉTODOS DE DISEÑO 8.1.1. En el diseño del hormigón estructural los elementos deben ser dimensionados para obtener una resistencia adecuada, de acuerdo con las disposiciones de este Reglamento, utilizando los factores de mayoración de carga y de reducción de resistencia φ , especificados en el Capítulo 9. 8.1.2. El Reglamento permite realizar el diseño de los elementos de hormigón armado utilizando las disposiciones del Apéndice B “Especificaciones Alternativas para el Diseño de Elementos de Hormigón Armado y Pretensado Solicitados a Flexión y Carga axial”, siempre que dichas disposiciones sean utilizadas en su totalidad. 8.1.3. Los elementos de anclajes comprendidos dentro del campo de validez del Apéndice D “Anclajes en Hormigón”, incorporados con el fin de transferir cargas entre elementos vinculados, se deben diseñar utilizando el mencionado Apéndice.

8.2. CARGAS 8.2.1. Las disposiciones de diseño de este Reglamento se fundamentan en la suposición de que las estructuras se diseñan para resistir todas las cargas solicitantes. 8.2.2. Las cargas de servicio se deben obtener de los Reglamentos CIRSOC específicos, al igual que los factores de reducción que sean aplicables. 8.2.3. En el diseño para cargas de viento y sismo las partes que integran la estructura se deben dimensionar para resistir las cargas horizontales totales. En el Reglamento INPRES-CIRSOC 103 Parte II, se establecen disposiciones especiales para el diseño sismorresistente. 8.2.4. Se deben considerar los efectos de los esfuerzos debidos al pretensado, cargas de montaje, vibraciones, impacto, contracción de fraguado, cambios de temperatura, fluencia lenta, expansión de hormigones de contracción compensada y asentamientos diferenciales de los apoyos.

8.3. MÉTODOS DE ANÁLISIS 8.3.1. Todos los elementos de pórticos o estructuras continuas se deben diseñar para resistir los efectos máximos producidos por las cargas mayoradas, determinados mediante un análisis elástico, excepto cuando éstos se modifiquen de acuerdo con el artículo 8.4.


Cap. 8 - 176

El diseño se puede simplificar utilizando las hipótesis especificadas en los artículos 8.6., 8.7., 8.8. y 8.9. 8.3.2. El Reglamento permite utilizar métodos aproximados para el análisis de pórticos en edificios de configuración regular, con luces, alturas de entrepisos y tipos de construcción usuales, excepto para el caso del hormigón pretensado. 8.3.3. En el diseño de vigas continuas y losas armadas en una dirección, se pueden utilizar los momentos y esfuerzos de corte aproximados, que se indican en la Tabla 8.3.3. como alternativa al análisis de pórticos, siempre que se cumplan las siguientes condiciones: a)

se tengan dos o más tramos;

b)

los tramos sean aproximadamente iguales, con la longitud del tramo mayor, como máximo, un 120% de la longitud del tramo menor adyacente;

c)

las cargas estén uniformemente distribuidas;

d)

la sobrecarga por unidad de longitud o de superficie, sea menor o igual que 3 veces la carga permanente;

e)

los elementos sean prismáticos.

8.3.4. Este Reglamento permite utilizar modelos de bielas para el diseño del hormigón estructural, para lo cual se deberá aplicar el Apéndice A.


Cap. 8 - 177

Tabla 8.3.3.

Valores aproximados de momentos y esfuerzos de corte para vigas continuas y losas armadas en una sola dirección que cumplan con las condiciones indicadas en el artículo 8.3.3.

Momento positivo Tramos exteriores si el extremo discontinuo está articulado si el extremo discontinuo está empotrado Tramos interiores

w u l 2n 11

w u l 2n 14 w u l 2n 16

Momento negativo en la cara exterior del primer apoyo interior dos tramos

w u l 2n 9

más de dos tramos

w u l 2n 10

Momento negativo en las demás caras de apoyos interiores

w u l 2n 11

Momento negativo en la cara de todos los apoyos para: losas con luces ≤ 3 m vigas en las cuales la relación entre la suma de las rigideces de las columnas y la rigidez de la viga sea > 8 en cada extremo del tramo

w u l 2n 12

Momento negativo en la cara interior de los apoyos exteriores para los elementos construidos monolíticamente con sus apoyos cuando el apoyo es una viga de borde

w u l 2n 24

cuando el apoyo es una columna

w u l 2n 16

Esfuerzo de corte en elementos extremos en la cara del primer apoyo interior

Esfuerzo de corte en la cara de todos los demás apoyos

1,15 w u l n 2

wu l n 2

w u es la carga mayorada total por unidad de longitud de viga o por unidad de área de losa. l n es la luz libre para momento positivo y esfuerzo de corte, y el promedio de las dos luces libres adyacentes para momento negativo


Cap. 8 - 178

8.4.

REDISTRIBUCIÓN DE LOS MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

8.4.1. Los momentos negativos se podrán incrementar o disminuir (excepto cuando para los momentos negativos se utilicen valores aproximados) en los apoyos de los elementos continuos solicitados a flexión, determinados mediante la teoría elástica para cualquier distribución supuesta de carga, en no más de 1000 εt (%), con un valor máximo de 20% . 8.4.2. Para calcular los momentos en las secciones interiores de cada tramo, se deben utilizar los momentos negativos modificados sobre los apoyos. 8.4.3. La redistribución de los momentos negativos se puede hacer sólo cuando εt sea mayor o igual que 0,0075 en la sección en la cual se reduce el momento.

8.5. MÓDULO DE ELASTICIDAD 8.5.1. El módulo de elasticidad Ec del hormigón de densidad normal se puede determinar con la siguiente expresión:

Ec

=

4700

f' c

(en MPa)

El módulo de elasticidad del hormigón con valores de wc comprendidos entre 1500 y 2500 kg/m3 (ver el artículo 1.1.2.2.) se puede determinar con la siguiente expresión:

E c = w c1 ,5 0 ,0043

f' c

(en MPa)

8.5.2. El módulo de elasticidad Es de la armadura no tesa, se puede considerar igual a:

Es = 200 000 MPa 8.5.3. El módulo de elasticidad Es para el acero de pretensado elegido se debe determinar mediante ensayos o ser suministrado por el fabricante.

8.6. RIGIDEZ 8.6.1. Para calcular las rigideces relativas a flexión y torsión de columnas, tabiques, sistemas de entrepisos y cubiertas, se puede adoptar cualquier conjunto de hipótesis razonables, las que deberán ser mantenidas durante todo el análisis a fin de que el mismo resulte coherente.


Cap. 8 - 179

8.6.2. Cuando existan cartelas, sus efectos se deben considerar en la determinación de los momentos y en el dimensionado de los elementos.

8.7. LUZ DE CÁLCULO 8.7.1. La luz de cálculo de los elementos que no estén construidos monolíticamente con sus apoyos, se define como la luz libre entre los apoyos más la altura del elemento, y en ningún caso debe superar el valor de la distancia entre los centros de apoyo.

Figura 8.7.1. Luz de cálculo 8.7.2. Para la determinación de los momentos en pórticos o en elementos continuos, la luz de cálculo se debe adoptar igual a la distancia entre ejes de apoyos. 8.7.3. Para las vigas construidas monolíticamente con sus apoyos, se permite realizar el diseño en base a los momentos en las caras de los apoyos. 8.7.4. Las losas macizas o nervuradas, construidas monolíticamente con sus apoyos, con luces libres menores o iguales que 3 m, se pueden calcular como losas continuas sobre apoyos simples, con longitudes iguales a las luces libres de la losa, despreciándose el ancho de las vigas.

8.8. COLUMNAS 8.8.1. Las columnas se deben diseñar para resistir los esfuerzos axiales generados por las cargas mayoradas actuando sobre todos los entrepisos superiores y la cubierta, más el momento máximo debido a las cargas mayoradas actuando sobre un solo tramo adyacente del entrepiso o cubierta que se analiza. Se debe considerar también la condición de carga que genera la máxima relación entre el momento y la carga axial. 8.8.2. En pórticos o en elementos continuos se debe considerar, tanto en las columnas exteriores como en las interiores, el efecto de las cargas no balanceadas de los entrepisos y cubiertas, así como el efecto de cargas excéntricas debidas a otras causas. 8.8.3. Para determinar en columnas los momentos debidos a las cargas gravitatorias, se pueden considerar empotrados, los extremos más alejados de las columnas construidas monolíticamente con la estructura.


Cap. 8 - 180

Figura 8.8.3. Hipótesis para calcular momentos en las columnas debidos a cargas gravitatorias. 8.8.4. La resistencia a la flexión, en cualquier nivel de entrepiso o en la cubierta, se determinará distribuyendo el momento entre las columnas inmediatamente arriba y abajo del entrepiso considerado, en forma proporcional a las rigideces relativas de las columnas y a las condiciones de empotramiento.

8.9. DISPOSICIÓN DE LA SOBRECARGA 8.9.1. El Reglamento permite suponer que: a)

la sobrecarga está aplicada únicamente al entrepiso o cubierta considerado,

b)

los extremos más alejados de las columnas, construidas monolíticamente con la estructura, están empotrados.

8.9.2. El Reglamento permite suponer que la disposición de la sobrecarga se limita a las combinaciones de: a)

carga permanente mayorada en todos los tramos, con la sobrecarga total mayorada en dos tramos adyacentes,

b)

carga permanente mayorada en todos los tramos, con la sobrecarga total mayorada en tramos alternados.


Cap. 8 - 181

Figura 8.9.2. Disposición de la sobrecarga.

8.10. SISTEMAS DE VIGAS T 8.10.1. En la construcción de vigas T, las alas y el alma se deben construir monolíticamente o, de lo contrario, se debe garantizar que estén efectivamente unidos entre sí.


Cap. 8 - 182

8.10.2. El ancho de losa efectivo como ala de una viga T, no debe superar 1/4 de la luz de la viga, y el ancho efectivo del ala, a cada lado del alma, no debe superar los siguientes valores:

≤ 8 veces el espesor de la losa be  ≤ 1/2 de la distancia libre al alma de la viga adyacente 8.10.3. Para vigas que tienen losa de un solo lado, el ancho sobresaliente efectivo del ala no debe superar los siguientes valores:

≤ 1/12 de la luz de la viga ≤ 6 veces el espesor de la losa ≤ 1/2 de la distancia libre al alma de la viga adyacente

8.10.4. En las vigas aisladas, en las que se utilice una sección T, para generar con el ala un área adicional de compresión, la misma debe tener las siguientes características:

un espesor

≥ 1/2 del ancho del alma

un ancho efectivo

≤ 4

veces el ancho del alma

8.10.5. Cuando la armadura principal de flexión, en una losa considerada como ala de una viga T (excluyendo las losas nervuradas), sea paralela a la viga, se debe colocar una armadura perpendicular a la viga en la parte superior de la losa, de acuerdo con las indicaciones dadas en los artículos 8.10.5.1. y 8.10.5.2. 8.10.5.1. La armadura transversal se debe diseñar para resistir la carga mayorada que actúa sobre el ala, suponiendo que trabaja en voladizo. Para vigas aisladas se debe considerar el ancho total del ala y para otros tipos de viga sólo será necesario considerar el ancho efectivo del ala. 8.10.5.2. La separación de la armadura transversal debe ser:

≤ 3 veces el espesor de la losa  s ≤ 300 mm


Cap. 8 - 183

8.11. LOSAS NERVURADAS 8.11.1. Las losas nervuradas son elementos constituidos por una combinación monolítica de nervios espaciados en forma regular en una dirección, o en dos direcciones ortogonales, y una losa colocada en la parte superior. 8.11.2. Los nervios deben tener las siguientes limitaciones dimensionales:

bmín ≥ 100 mm h

≤ 3,5 veces su ancho mínimo

Figura 8.11. Limitaciones dimensionales para las losas nervuradas 8.11.3. La luz libre entre los nervios debe ser ≤ 800 mm. 8.11.4. Las losas nervuradas que no cumplan con las limitaciones dadas en los artículos 8.11.1., 8.11.2. y 8.11.3. se deben diseñar como losas y vigas. 8.11.5. Cuando se utilicen como encofrados perdidos, casetones de cerámica u hormigón, con una resistencia a la compresión, como mínimo, igual a la resistencia del hormigón de los nervios, se podrán aplicar los artículos 8.11.5.1. y 8.11.5.2. 8.11.5.1. Para la determinación de la resistencia al corte y del momento negativo se puede incluir la pared vertical del elemento de relleno que está en contacto con el nervio. No se debe incluir ninguna otra parte de los rellenos en los cálculos de resistencia. Dado que los elementos de relleno no están normalizados para este fin, tanto su utilización como las reglas para el dimensionamiento y construcción de la losa quedan supeditadas a la comprobación experimental de la resistencia tanto del bloque individual como del conjunto.


Cap. 8 - 184

8.11.5.2. El espesor de la losa de hormigón sobre los elementos de relleno permanentes (encofrados perdidos) que se integran a la losa debe ser:

≥ 40 mm ≥ 1/12 de la distancia libre entre nervios 8.11.5.3. En las losas nervuradas en una dirección, se debe colocar en la losa una armadura transversal a los nervios, de acuerdo con el artículo 7.12. 8.11.6. Cuando se utilicen encofrados o rellenos removibles que no cumplan con lo especificado en el artículo 8.11.5., se deben aplicar los artículos 8.11.6.1. y 8.11.6.2. 8.11.6.1. El espesor de la losa sobre encofrados removibles debe ser:

≥ 50 mm ≥ 1/12 de la distancia libre entre nervios 8.11.6.2. En la losa se debe colocar una armadura perpendicular a los nervios con el fin de cubrir los requerimientos de flexión y considerar las concentraciones de carga, si las hubiera, la que en ningún caso debe ser menor que el valor establecido en el artículo 7.12. 8.11.7. Cuando se dispongan conductos o tuberías embebidos en la losa, de acuerdo con lo establecido en el artículo 6.4., el espesor de la losa debe ser el necesario para cumplir, respecto del conducto, con los recubrimientos especificados en el artículo 7.7., considerando la profundidad máxima del conducto o tubería en cualquier punto. Tales conductos o tuberías no deben reducir significativamente la resistencia de la estructura. 8.11.8. En las losas nervuradas se puede considerar que la contribución del hormigón a la resistencia al corte Vc , es un 10 % mayor que la especificada en el Capítulo 11. La resistencia al corte se puede incrementar mediante el uso de armadura de corte o incrementando el ancho en los extremos de los nervios.

8.12.

TERMINACIÓN SUPERFICIAL DE LAS LOSAS (contrapisos)

8.12.1. La terminación superficial de la losa (contrapiso) no se debe considerar como parte del elemento estructural, a menos que se hormigone monolíticamente con la losa o se diseñe de acuerdo con las exigencias del Capítulo 17. 8.12.2. Cualquier terminación o contrapiso ejecutado con hormigón se puede considerar como parte del recubrimiento requerido, o como parte del espesor total del elemento para consideraciones no estructurales (recubrimiento de las armaduras, protección contra el fuego, etc.), siempre que se adopten todas las medidas necesarias para garantizar que el contrapiso no se desprenda provocando una disminución en el recubrimiento. A tal fin se debe respetar el artículo 7.7. en el que se especifica para el anclaje de las armaduras, un recubrimiento mínimo de hormigón construido monolíticamente.


Cap. 8 - 185

CAPITULO 9. REQUISITOS DE RESISTENCIA Y COMPORTAMIENTO EN SERVICIO

9.0. SIMBOLOGÍA Ag

área total o bruta de la sección, en mm².

As


A’s


b


c

distancia desde la fibra comprimida extrema al eje neutro, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, (altura útil), en mm.

d’

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura comprimida, en mm.

ds

distancia desde la fibra traccionada extrema al baricentro de la armadura traccionada, en mm.

dt

distancia desde la fibra comprimida extrema a la armadura más traccionada, mm.

D

cargas permanentes o las solicitaciones correspondientes.

Ec


f’c


f' c

raíz cuadrada de la resistencia especificada a la compresión del hormigón, en MPa.

fct

valor promedio de la resistencia a la tracción, por compresión diametral del hormigón con agregados livianos, en MPa.

fr

módulo de rotura del hormigón o resistencia a la tracción por flexión del hormigón, en MPa. Es una tensión teórica de tracción correspondiente a la rotura por flexión del hormigón, calculada como si la distribución de tensiones fuera lineal.

fy

tensión de fluencia especificada de la armadura no tesa, MPa.

F

cargas debidas al peso y presión de fluidos con presiones bien definidas y alturas máximas controlables, o las solicitaciones correspondientes.


Cap. 9 - 187

h


H

cargas debidas al peso y presión lateral del suelo, del agua en el suelo u otros materiales, o las solicitaciones correspondientes.

Icr

momento de inercia de la sección fisurada de hormigón, en mm4.

Ie

momento de inercia efectivo para el cálculo de las flechas, en mm4.

Ig

momento de inercia de la sección total o bruta del elemento de hormigón, con respecto al eje baricéntrico, sin considerar la armadura, en mm4 .

l

luz de la viga o losa en una dirección según se define en el artículo 8.7.; longitud libre del voladizo, en mm.

ln

luz libre en el sentido del lado mayor, de losas armadas en dos direcciones. Para losas sin vigas, distancia entre las caras internas de los apoyos; para otros casos, distancia entre caras internas de vigas u otro tipo de apoyos, en mm.

L

sobrecargas o las solicitaciones correspondientes.

Lr

sobrecargas en las cubiertas.

Ma

momento máximo en un elemento para la etapa en que se calcula su flecha, en N mm.

Mcr

momento de fisuración, en N mm. Ver el artículo 9.5.2.3.

Pb

resistencia nominal para la carga axial, en la condición de deformación balanceada, en N. Ver el artículo 10.3.2.

Pn

resistencia nominal para la carga axial con una excentricidad dada, en N.

R

cargas provenientes de la lluvia, o las solicitaciones correspondientes.

S

cargas de nieve, o las solicitaciones correspondientes.

T

solicitaciones de coacción y efectos provenientes de la contracción o expansión resultante de las variaciones de temperatura, fluencia lenta de los materiales componentes, contracción, cambios de humedad y asentamientos diferenciales o sus combinaciones.

U

resistencia requerida para resistir las cargas mayoradas o las solicitaciones correspondientes.

wc

peso de la unidad de volumen considerando la densidad del hormigón especificado, en N/m 3.

W

carga de viento o las solicitaciones correspondientes.


Cap. 9 - 188

yt

distancia desde el eje baricéntrico de la sección bruta, sin considerar la armadura, a la fibra traccionada extrema.

α

relación entre la rigidez a flexión de la sección de una viga y la rigidez a flexión de una franja de losa, limitada lateralmente por los ejes de los paneles de losa adyacentes (si los hubiera) a cada lado de la viga. Ver en el Capítulo 13.

αm

valor promedio de α para todas las vigas de borde de un panel de losa.

β

relación entre las luces libres, mayor y menor, de una losa armada en dos direcciones.

εt

deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado para la resistencia nominal. Ver definición en el Anexo al Capítulo 1.

λ

factor para calcular la flecha adicional a largo plazo, tal como se define en el artículo 9.5.2.5.

ξ

factor que depende del tiempo para cargas de larga duración. Ver el artículo 9.5.2.5.

ρ

cuantía de la armadura traccionada, no tesa (ρ = As /bd).

ρ’

cuantía de la armadura comprimida, no tesa (ρ’ = A’s /bd).

ρb

cuantía de la armadura que produce condiciones balanceadas de deformación. Ver el artículo B 10.3.2.

φ

factor de reducción de la resistencia. Ver el artículo 9.3.

b

A’s

d’ c d

h

yt

As

εt

Figura 9.0. Simbología


Cap. 9 - 189

9.1. REQUISITOS GENERALES 9.1.1. Las estructuras y los elementos estructurales se deben diseñar para obtener, en cualquier sección, una resistencia mayor o igual que la resistencia requerida, determinada para las cargas mayoradas combinadas en la forma establecida en este Reglamento. El requisito básico para el diseño por resistencia de estructuras de hormigón se puede expresar de la siguiente forma:

Resistencia de Diseño φ Sn

≥ ≥

Resistencia Requerida U

9.1.2. Los elementos estructurales deben cumplir también con todos los demás requisitos establecidos en este Reglamento, con el fin de asegurar un adecuado comportamiento bajo cargas de servicio. 9.1.3. Este Reglamento permite el diseño de las estructuras y de los elementos estructurales, utilizando la combinación de factores de cargas y reducción de resistencias indicados en el Apéndice C, pero no permite, bajo ningún concepto, que los factores de carga dados en este Capítulo se utilicen en conjunto con los factores de reducción de resistencias dados en el Apéndice C “Combinación alternativa de factores de carga y reducción de resistencias”.

9.2. RESISTENCIA REQUERIDA 9.2.1. La resistencia requerida U debe ser mayor o igual que los efectos de las cargas mayoradas dadas en las combinaciones (9-1) a (9-7), debiendo investigarse el efecto de una o más cargas actuando simultáneamente. Las combinaciones de carga, (9-6) y (9-7) que incluyen sismo, se especifican en el Reglamento INPRES-CIRSOC 103- Parte II. Las combinaciones son: •

U = 1,4 (D+F)

(9-1)

•

U = 1,2 (D +F+T) + 1,6 (L+ H) + 0,5 (Lr ó S ó R)

(9-2)

•

U = 1,2 D + 1,6 (Lr ó S ó R) + (1,0 L ó 0,8 W)

(9-3)

•

U = 1,2 D + 1,6 W + 0,5 L + 1,0 (Lr ó S ó R )

(9-4)

•

U = 0,9 D + 1,6 W + 1,6 H

(9-5)

•

Ver combinación (9-6) y (9-7) en el proyecto de Reglamento INPRESCIRSOC 103- Parte II (2000).


Cap. 9 - 190

excepto en los siguientes casos: a) El factor de carga para L, en las expresiones (9-2), (9-3) y (9-4) 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 sea mayor de 4,8 kN/m2, donde el factor de carga deberá ser igual a 1. b) Cuando la carga de viento W no ha sido reducida por un factor de direccionalidad (ver el Reglamento CIRSOC 102-2001), se permite utilizar 1,3 W en lugar de 1, 6W, en las combinaciones (9-4) y (9-5). c) El factor de carga para H puede ser considerado igual a 0 en la combinación (9-5) si la acción estructural debida a H contrarresta o neutraliza la acción debida a W. Cuando la presión lateral del suelo contribuye a resistir las acciones estructurales debidas a otras fuerzas, no es necesario incluirlas en H, pero si es necesario incluirlas en el diseño por resistencia. 9.2.2. Si en el diseño se considera la resistencia a los efectos de impacto, éstos se deben incluir en la sobrecarga L. 9.2.3. Las estimaciones de los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción de fraguado, la expansión de hormigones de contracción compensada y los cambios de temperatura, se deben fundamentar en una evaluación realista de la ocurrencia de tales efectos durante la vida útil de la estructura. 9.2.4. Para las estructuras ubicadas en una zona inundable, se debe utilizar la carga de inundación y las combinaciones de carga que correspondan al caso. 9.2.5. Para el dimensionamiento de la zona de anclaje de los elementos postesados se debe aplicar un factor de carga de 1,2 a la máxima fuerza del gato de tesado.

9.3. RESISTENCIA DE DISEÑO 9.3.1. La resistencia de diseño proporcionada por un elemento estructural, sus uniones con otros elementos, así como por sus secciones transversales, en términos de flexión, carga axial, corte y torsión; se debe calcular como la resistencia nominal obtenida de acuerdo con los requisitos y suposiciones de este Reglamento, multiplicada por los factores φ de reducción de resistencia, establecidos en los artículos 9.3.2., 9.3.4. y 9.3.5. 9.3.2. El factor de reducción de resistencia φ, para aquellas combinaciones que no incluyen sismo, debe ser el indicado en los artículos 9.3.2.1. al 9.3.2.5. inclusive. 9.3.2.1. Secciones controladas por tracción, de acuerdo con la definición del artículo 10.3.4. (ver también el artículo 9.3.2.7.)


φ = 0,90

Cap. 9 - 191

9.3.2.2. Secciones controladas por compresión, de acuerdo con la definición del artículo 10.3.3.: a) elementos armados con zunchos de acuerdo con el artículo 10.9.3.

φ = 0,70

b) elementos armados con otro tipo de armadura

φ = 0,65

Para las 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 las secciones controladas por compresión y por tracción, el valor de φ se puede incrementar linealmente desde el valor dado para las 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 la deformación controlada por compresión (0,002) hasta 0,005. Cuando se utilice en forma alternativa, el Apéndice B, para aquellos elementos que verifiquen las siguientes características: • • •

fy ≤ 420 MPa, armadura simétrica (h - d’ - ds ) / h ≥ 0,70,

el valor de φ se podrá incrementar linealmente desde 0,90 a medida que φ Pn disminuye desde 0,10 f’c Ag hasta cero. Para los elementos armados con otro tipo de armadura (artículo 9.3.2.2.b), el valor de φ se puede incrementar linealmente desde 0,90, a medida que φ Pn disminuye desde 0,10 f’c Ag ó φ Pb , el que sea menor, hasta cero. 9.3.2.3. Corte y torsión

φ = 0,75

9.3.2.4. Aplastamiento en el hormigón excepto para zonas de anclaje de postesado y modelos de bielas

φ = 0,65

9.3.2.5. Zonas de anclaje de postesado

φ = 0,85

9.3.2.6. Modelos de bielas, puntales, tensores (Apéndice A), zonas nodales y de apoyo de estos modelos

φ = 0,75

9.3.2.7. Flexión sin carga axial en elementos pretesados en los cuales la longitud embebida del cordón es menor que la longitud de anclaje ld, de acuerdo con el artículo 12.9.1.1

φ = 0,75

9.3.3. Las longitudes de anclaje especificadas en el Capítulo 12, no requieren la aplicación de un factor φ . 9.3.4. Para aquellas combinaciones de carga que incluyan sismo, se deben utilizar los valores de φ establecidos en el Reglamento INPRES-CIRSOC 103, Parte II.


Cap. 9 - 192

9.3.5. El factor de reducción de resistencia φ , para flexión, compresión, corte y aplastamiento en el hormigón estructural simple, de acuerdo con el Capítulo 22, será φ = 0,55.

Figura 9.3.2. Variación de φ en función de εt y de la relación c/dt. Reglamento CIRSOC 201

Cap. 9 - 193

9.4. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LA ARMADURA Para el diseño de una estructura, la tensión de fluencia especificada de la armadura debe ser fy ≤ 500 MPa, excepto para el acero de pretensado.

9.5. CONTROL DE LAS FLECHAS 9.5.1. Los elementos de hormigón armado solicitados a flexión, se deben diseñar con una rigidez adecuada que permita limitar las flechas o cualquier deformación que pudiera afectar en forma negativa, tanto a la resistencia como al comportamiento en servicio de la estructura. 9.5.2. Elementos armados en una dirección (no pretensados) 9.5.2.1. Las alturas o espesores mínimos establecidos en la Tabla 9.5. (a) se deben aplicar únicamente a los elementos armados en una dirección, que no soporten o que no estén vinculados a tabiques divisorios u otro tipo de elementos no estructurales, susceptibles de sufrir daños por grandes flechas, a menos que el cálculo de las mismas indique que se puede utilizar un espesor menor sin provocar efectos inadmisibles. Tabla 9.5. (a) Altura o espesor mínimo de vigas no pretensadas o losas armadas en una dirección, para el caso en que no se realice un cálculo de las flechas ALTURA O ESPESOR MÍNIMO, h

ELEMENTOS

Simplemente apoyados

Con un extremo continuo

Ambos extremos continuos

En voladizo

Elementos que no soporten o estén vinculados a tabiques divisorios u otro tipo de elementos susceptibles de sufrir daños por grandes flechas Losas macizas armadas en una dirección Vigas o losas nervuradas en una dirección

l /20

l /24

l /28

l /10

l /16

l /18,5

l /21

l /8

La luz l se expresa en mm. Los valores dados en esta tabla son para elementos de hormigón de peso normal (wc = 2300 kg/m³) y armadura con fy = 420 MPa. Para otras condiciones, los valores se deben modificar como se indica a continuación: a) Para hormigón liviano estructural de peso unitario comprendido entre 1500 y 2000 kg/m3, los valores de la Tabla 9.5.a) se deben multiplicar por (1,65 – 0,0003 wc), valor que debe ser mayor o igual que 1,09. b) Para fy ≠ 420 MPa, los valores de esta Tabla se deben multiplicar por la expresión (0,4 + fy / 700).


Cap. 9 - 194

9.5.2.2. La determinación de las flechas instantáneas se debe realizar mediante los métodos o fórmulas usuales para la evaluación de deformaciones elásticas, considerando los efectos de la fisuración y de la armadura, en la rigidez del elemento. 9.5.2.3. A menos que los valores de las rigideces se obtengan mediante un análisis más completo, las flechas instantáneas se deben determinar con el valor del módulo de elasticidad del hormigón Ec , que se especifica en el artículo 8.5.1., (para hormigón de peso normal o liviano) y con el valor del momento de inercia efectivo Ie, obtenido con la expresión (9-8), valor que nunca debe ser mayor que Ig .

M I e =  cr  Ma

M cr =

siendo:

3

  Ig  

+

 M 1 −  cr M   a 

   

3

  I cr  

≤

Ig

(9-8)

fr I g

(9-9)

yt

f r = 0 ,7

f' c

(9-10)

9.5.2.4. Para elementos continuos, se permite adoptar como momento de inercia efectivo, Ie , el promedio de los valores obtenidos de la expresión (9-8) para las secciones de máximos momentos positivos y negativos (secciones críticas). Para elementos prismáticos, se permite adoptar como momento de inercia efectivo, Ie , el valor obtenido de la expresión (9-8) en la mitad de la luz para tramos simples y continuos, y en el apoyo para voladizos. 9.5.2.5. Cuando no se realice un análisis más completo, la flecha adicional a largo plazo resultante de la fluencia lenta y de la contracción en elementos flexionados, se debe determinar multiplicando la flecha instantánea, producida por la carga de larga duración, por el factor λ :

λ =

ξ 1 + 50 ρ'

(9-11)

siendo:

ρ’

el valor de la cuantía de armadura comprimida no tesa, en la mitad de la luz para tramos simples y continuos, y en el apoyo para voladizos.

ξ

el factor que depende del tiempo y que para cargas de larga duración se puede adoptar igual a:


Cap. 9 - 195

5 años o más......................................... 12 meses............................................... 6 meses................................................. 3 meses................................................. 1 mes

ξ = 2,0 ξ = 1,4 ξ = 1,2 ξ = 1,0 ξ = 0,7

2,0

Factor ξ

1,5 1,0 0,5

3

12 18

24

30

36

48

60

Duración de la carga (en meses)

Figura 9.5.2.5. Variación del factor ξ en función del tiempo para el cálculo de las flechas adicionales a largo plazo.

9.5.2.6. La flecha determinada de acuerdo con los artículos 9.5.2.2. a 9.5.2.5., debe ser menor o igual que los límites establecidos en la Tabla 9.5.(b)


Cap. 9 - 196

Tabla 9.5.(b) Flechas máximas admisibles

Tipo de elemento

Deformaciones (Flechas) a considerar

Cubiertas planas que no soportan ni Flecha instantánea están unidas a elementos no debida a la sobrecarga L estructurales que puedan sufrir daños por grandes flechas Entrepisos que no soportan ni están Flecha instantánea unidos a elementos no estructurales debida a la sobrecarga L que puedan sufrir daños por grandes flechas Cubiertas o entrepisos que soportan o están unidos a elementos no estructurales que pueden sufrir daños por grandes flechas

Parte de la flecha total que ocurre después de la construcción de los elementos no estructurales, o sea, la suma de las flechas Cubiertas o entrepisos que soportan o a largo plazo debidas a las están unidos a elementos no cargas de larga duración y estructurales que pueden sufrir daños las flechas instantáneas que ocasiona cualquier por grandes deformaciones (flechas) sobrecarga adicional (**)

Deformación (flecha) límite

l 180

(*)

l 360

l 480

l 240

(***)

(****)

(*)

Este límite no tiene por objeto constituirse en un resguardo contra la acumulación de agua. Esto último se debe verificar mediante cálculos adecuados de las flechas, incluyendo las debidas al peso del agua estancada y considerando los efectos a largo plazo de todas las cargas de larga duración, la contraflecha, las tolerancias de construcción y la confiabilidad de las medidas adoptadas para el drenaje.

(**)

Este límite se puede exceder siempre que se adopten las medidas adecuadas para prevenir daños en los elementos apoyados o unidos.

(***) Las flechas a largo plazo se deben determinar de acuerdo con el artículo 9.5.2.5. ó 9.5.4.3, pero se pueden reducir en la cantidad calculada de flecha que ocurre antes de vincular los elementos no estructurales. Esta cantidad será determinada en base a datos válidos relacionados con las características de la flecha en función del tiempo, para elementos similares a los que se estén considerando. (****) Pero no mayor que la tolerancia establecida para los elementos no estructurales. Este límite se puede superar si se proporciona una contraflecha tal, que la flecha total menos la contraflecha no supere dicho límite.

9.5.3. Elementos armados en dos direcciones (no pretensados) 9.5.3.1. El artículo 9.5.3. tiene prioridad para determinar el espesor mínimo de las losas u otros elementos armados en dos direcciones, diseñados de acuerdo con las disposiciones del Capítulo 13 y que satisfagan las exigencias establecidas en el artículo 13.6.1.2.


Cap. 9 - 197

El espesor de las losas sin vigas interiores, apoyadas en todos sus lados, debe satisfacer las exigencias de los artículos 9.5.3.2. ó 9.5.3.4. El espesor de las losas con vigas interiores, apoyadas en todos sus lados, debe satisfacer las exigencias de los artículos 9.5.3.3. ó 9.5.3.4.

Figura 9.5.3. Tipos de sistemas de losas en dos direcciones


Cap. 9 - 198

9.5.3.2. El espesor mínimo de las losas sin vigas interiores entre apoyos, que tengan una relación entre lados ≤ 2, debe ser el indicado en la Tabla 9.5.c) y no podrá ser inferior a los siguientes valores: a)

b)

losas sin ábacos, según se define en los artículos 13.3.7.1. y 13.3.7.2.

120 mm

losas con ábacos, según se define en los artículos 13.3.7.1. y 13.3.7.2.

100 mm

Tabla 9.5. (c). Espesores mínimos de losas sin vigas interiores

Tensión de fluencia especificada del acero fy (MPa) (*)

220 420 520

Sin ábacos (**) Losas exteriores

Con ábacos (**) Losas

Losas exteriores

interiores Sin vigas de borde

Con vigas de borde (***)

Losas Interiores

Sin vigas de borde

Con vigas de borde(***)

ln

ln

ln

ln

ln

ln

33 ln

36 ln

36 ln

36 ln

40 ln

40 ln

30 ln

33 ln

33 ln

33 ln

36 ln

36 ln

28

31

31

31

34

34

(*)

Para valores de la tensión de fluencia de la armadura, comprendidos entre los indicados en la 1° columna, el espesor mínimo se obtendrá por interpolación lineal. A los fines de este Reglamento el valor de fy ≤ 500 MPa.

(**)

El ábaco se define en los artículos 13.3.7.1 y 13.3.7.2. y en el Anexo al Capítulo 1.

(***)

Se refiere a losas con vigas entre las columnas a lo largo de los bordes exteriores. El valor de α para la viga de borde debe ser : α ≥ 0,8.


Cap. 9 - 199

Figura 9.5.3.2.

Ejemplo de espesor mínimo de las losas sin vigas interiores entre apoyos, con armadura fy = 420 MPa.

9.5.3.3. El espesor mínimo para losas con vigas entre apoyos en todos sus lados, debe ser: a) para αm ≤ 0,2 se debe aplicar el artículo 9.5.3.2. b) para 0,2 < αm ≤ 2,0 :

  

l n  0 ,8 +

pero como mínimo

c) para

h

≥

h

≥

+

36

5β

fy 



1400 

(α m

−

0 ,2 )

(9-12)

120 mm

αm > 2,0 :

  

l n  0 ,8 +

pero como mínimo

h

≥

h

≥


36

+

fy 



1400  9β

(9-13)

90 mm

Cap. 9 - 200

d) en los bordes discontinuos se debe disponer una viga de borde que tenga una relación de rigidez α ≥ 0,80, o aumentar un 10% el espesor mínimo exigido por las expresiones (9-12) ó (9-13) para el panel de losa que tenga un borde discontinuo.

espesor mínimo l n / f acero fy = 420 MPa

f

am

Figura 9.5.3.3. Espesor mínimo de las losas armadas en dos direcciones, apoyadas en vigas en todos sus lados, para fy = 420 MPa. 9.5.3.4. Los espesores mínimos de las losas, establecidos en los artículos 9.5.3.1., 9.5.3.2. y 9.5.3.3., se podrán reducir siempre que se demuestre por cálculo, que las flechas no exceden los valores límites establecidos en la Tabla 9.5.(b). Las flechas se deben determinar teniendo en cuenta la forma y dimensiones del panel, así como las condiciones de apoyo y la naturaleza de las restricciones en los bordes de dicho panel. Para fy = 420 MPa ver la Tabla 9.5.3.4.


Cap. 9 - 201

Tabla 9.5.3.4.

Espesor mínimo para sistema de losas en dos direcciones (armadura fy = 420 MPa)

Sistema de losas en dos direcciones Placa Plana Placa Plana con vigas de borde (1) (mín h = 120 mm) Losa Plana (2) Losa Plana con vigas de borde (1) (mín h = 100 mm) Losa en dos direcciones, apoyada en vigas (3)

αm

β

Mínimo h

-

≤2 ≤2 ≤2 ≤2

ln / 30

≤ 0,2 1

≤2 1 2 1 2

ln / 30 ln / 33 ln / 36 ln / 37 ln / 44

≤2 1 2 1 2

ln / 33 ln / 36 ln / 40 ln / 41 ln / 49

≥2 Losa en dos direcciones, apoyada en vigas (1,3)

≤ 0,2 1 ≥2

(1)

Relación de rigidez losa-viga de borde α ≥ 0,8 (9.5.3.3). Longitud del ábaco ≥ 1/3 altura ≥ 1,25 h (13.3.7.1.) (3) Mínimo h = 120 mm para αm ≤ 2; mínimo h= 90 mm para αm > 2 (9.5.3.3.)

ln / 33 ln / 33 ln / 36

(2)

El módulo de elasticidad del hormigón, Ec, debe ser el especificado en el artículo 8.5.1. El momento de inercia efectivo, Ie , debe ser el obtenido de la expresión (9-8). Otros valores de Ie se podrán utilizar siempre que el cálculo de las flechas razonablemente con los resultados de un programa de ensayos completo. La flecha adicional a largo plazo se debe determinar de acuerdo con la expresión (9-11) del artículo 9.5.2.5. 9.5.4. Elementos de hormigón pretensado 9.5.4.1. Para elementos solicitados a flexión, diseñados de acuerdo con el Capítulo 18, las flechas instantáneas se deben calcular con los métodos o fórmulas usuales para la determinación de las deformaciones elásticas.

Para elementos solicitados a flexión Clase U, de acuerdo con el artículo 18.3.3., se permite utilizar el momento de inercia de la sección total o bruta de hormigón para las secciones no fisuradas. 9.5.4.2. Para elementos solicitados a flexión Clase C y Clase T, según el artículo 18.3.3., la determinación de las flechas se debe realizar en función de un análisis de la sección fisurada. Se podrán realizar los cálculos en función de una relación momentocurvatura bilineal, o de un momento de inercia efectivo Ie , de acuerdo con la expresión (9-8).


Cap. 9 - 202

9.5.4.3. En elementos de hormigón pretensado, la flecha adicional a largo plazo se debe determinar, considerando las tensiones en el hormigón y en el acero bajo la acción de la carga de larga duración, incluyendo los efectos derivados de la fluencia lenta y la contracción del hormigón, así como la relajación del acero. 9.5.4.4. Las flechas determinadas de acuerdo con los artículos 9.5.4.1., 9.5.4.2. y 9.5.4.3., no deben exceder los límites establecidos en la Tabla 9.5.(b). 9.5.5. Construcción en etapas 9.5.5.0. Campo de validez Este artículo se aplica a los elementos solicitados a flexión, construidos en etapas, compuestos de elementos prefabricados de hormigón, de elementos hormigonados in-situ, o una combinación de ambos, construidos en distintas etapas, pero vinculados de manera tal que respondan a las cargas como una sola unidad. 9.5.5.1. Elementos apuntalados La determinación de las flechas en elementos construidos en etapas, solicitados a flexión, que se apuntalan durante su construcción de tal forma que, después de retirar los puntales la carga permanente es soportada por la sección compuesta total, se puede realizar considerando al elemento construido en etapas como equivalente a un elemento hormigonado monolíticamente. Cuando se opte por calcular la flecha, se deben considerar las curvaturas que resultan de la contracción diferencial de los elementos prefabricados y de los elementos hormigonados en obra y en el caso de los elementos pretensados se deben considerar los efectos de la fluencia lenta según el eje del elemento. 9.5.5.2. Elementos sin apuntalar Si el espesor de un elemento prefabricado no pretensado, solicitado a flexión, cumple con los requisitos de la Tabla 9.5. (a), no se considera necesario calcular la flecha. Si el espesor de un elemento construido en etapas, no pretensado cumple con los requisitos de la Tabla 9.5. (a), no se considera necesario calcular la flecha que ocurre una vez que el elemento se comporta como compuesto, no obstante lo cual se debe investigar la flecha adicional a largo plazo del elemento prefabricado, en función de la magnitud y duración de la carga, antes del inicio efectivo de su comportamiento como elemento compuesto construido en etapas. 9.5.5.3. La flecha determinada de acuerdo con las condiciones establecidas en los artículos 9.5.5.1. y 9.5.5.2., no debe superar los límites establecidos en la Tabla 9.5. (b).


Cap. 9 - 203

9.6. REQUISITOS DE DURABILIDAD 9.6.1. Las prescripciones contenidas en este Reglamento tienen por finalidad lograr una vida útil en servicio, para las estructuras, de 50 años (Ver el artículo 2.2.1.3.). 9.6.2. Las estructuras y sus elementos componentes deben cumplir dos (2) requisitos mínimos a fin de garantizar su durabilidad: un valor mínimo de la resistencia especificada a compresión del hormigón f’c, los recubrimientos mínimos para las armaduras, establecidos en el artículo 7.7. 9.6.3. A los fines del proyecto estructural, la resistencia especificada f’c mínima requerida por durabilidad y la identificación del tipo de protección, se deben establecer en función del grado de exposición de la estructura a la acción del medio ambiente, de acuerdo con la Tabla 9.6.3. 9.6.4. Para la especificación del hormigón se deben cumplir todos los requisitos establecidos en el Capítulo 2, especialmente en la Tabla 2.5. y en los Capítulos 3, 4 y 5.


Cap. 9 - 204

TABLA 9.6.3. Valor mínimo de fć a especificar en el proyecto estructural en función de las condiciones de exposición

Desig.

Medio ambiente en contacto con la estructura

fc´ (MPa) Sin Con armadura armadura tesa tesa

Interiores de edificios no sometidos a condensaciones

A1

Exteriores de edificios, revestidos. Hormigón masivo interior

20

20

25

30

30

35

Ambientes rurales y climas desérticos, con precipitación media anual < 250 mm Ambientes húmedos o muy húmedos (HR ≥ 65% o con condensaciones) y temperatura moderada a fría, sin congelación

A2

A3

Q1

Exteriores expuestos a anual ≥ 600 mm

lluvias con

precipitación

media

Elementos enterrados en suelos húmedos o sumergidos Climas tropical y subtropical (precipitación media anual ≥ 1.000 mm y temperatura media mensual durante más de 6 meses al año ≥ 25 ºC). Ambiente marino, a más de 1 km de la línea de marea alta y contacto eventual con aire saturado de sales (*). Ambientes con agresividad química moderada

C1

Congelación y deshielo sin uso de sales descongelantes

30

30

C2

Congelación y deshielo con uso de sales descongelantes.

35

35

M1

Ambiente marino: a menos de 1 km de la línea de marea alta y contacto permanente o frecuente con aire saturado con sales; sumergidos en agua de mar, por debajo del nivel mínimo de mareas.

35

40

40

45

Q2 M2 Q3

Ambientes con agresividad química fuerte. Ambiente marino, en la zona de fluctuación de mareas o expuesto a salpicaduras del mar Ambientes con agresividad química muy fuerte.

(*) La distancia máxima depende de la dirección de los vientos predominantes. Cuando estos provienen del mar, como ocurre en la mayor parte del litoral de la Pcia. de Buenos Aires, esta zona se extiende hasta una distancia variable entre 1 y 10 km de la costa. En la mayor parte de la Patagonia esta zona es inexistente. El Director del Proyecto deberá acotar los límites de aplicación de esta zona de agresividad.


Cap. 9 - 205

CAPÍTULO 10. CARGAS AXIALES Y FLEXIÓN

10.0. SIMBOLOGÍA a

altura del bloque de tensiones rectangular equivalente definido en el artículo 10.2.7.1., en mm.

Ab

área de una barra o alambre individual horizontal, en mm2.

Ac

área del núcleo de un elemento comprimido armado con zuncho , medida hasta el diámetro exterior del zuncho, en mm2.

Ag

área total o bruta de la sección, en mm2.

As

área de la armadura traccionada, no tesa, en mm2.

As,min

área mínima de la armadura de flexión, en mm2. Ver el artículo 10.5.

Ast

área total de la armadura longitudinal (barras, alambres o perfiles de acero), en mm2.

At

área del perfil de acero o tubo estructural en una sección compuesta, en mm2.

A1

área cargada, en mm².

A2

área de la base inferior de la mayor pirámide, o cono truncado, que quede contenida en su totalidad dentro de un apoyo y que tenga por base superior el área cargada, y pendientes laterales de 1 en vertical por 2 en horizontal, en mm.

b


bw

ancho del alma, en mm.

c

distancia desde la fibra comprimida extrema al eje neutro, en mm.

cc

espesor del recubrimiento libre, medido desde la cara traccionada más cercana de la sección hasta la superficie de la armadura traccionada por flexión, en mm.

Cm

factor que relaciona el diagrama real de momentos con un diagrama equivalente de momentos uniforme.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, (altura útil), en mm

dt

distancia desde la fibra comprimida extrema a la armadura más traccionada, en mm.


Cap. 10 - 207

Ec


Es

módulo de elasticidad del acero de la armadura, en MPa. Ver los artículos 8.5.2 y 8.5.3.

EI

rigidez a flexión de un elemento comprimido, en N mm². Ver las expresiones (10-11) y (10-12).

fc'


fs

tensión en la armadura calculada para las cargas de servicio, en MPa

fy


h


lg

momento de inercia de la sección total o bruta del elemento de hormigón, con respecto al eje baricéntrico, sin considerar la armadura, en mm4.

Ise

momento de inercia de la armadura, con respecto al eje baricéntrico de la sección transversal del elemento, en mm4.

It

momento de inercia de un perfil o tubo de acero estructural, con respecto al eje baricéntrico de la sección transversal del elemento compuesto, en mm4.

k

factor de longitud efectiva para elementos comprimidos.

lc

longitud del elemento comprimido en un pórtico, medida entre los ejes de los nudos del pórtico, en mm.

le

longitud efectiva de la columna, igual a k lu , en mm.

lu

longitud sin apoyo lateral de un elemento comprimido, en mm.

Mc

momento mayorado a ser utilizado en el diseño de un elemento comprimido, en N mm.

Ms

momento debido a las cargas que producen un desplazamiento horizontal apreciable, en N mm.

Mu

momento mayorado en la sección considerada, en N mm.

M1

el menor momento mayorado en uno de los extremos de un elemento comprimido, que será positivo si el elemento presenta curvatura simple, y negativo si tiene doble curvatura, en N mm.

M1ns

momento mayorado de un elemento comprimido, en el extremo en el cual actúa M1, debido a cargas que no causan un desplazamiento lateral apreciable, y calculado mediante un análisis elástico de primer orden del pórtico, en N mm.


Cap. 10 - 208

M1s

momento mayorado de un elemento comprimido, en el extremo en el cual actúa M1, debido a cargas que causan un desplazamiento lateral apreciable, y calculado mediante un análisis elástico de primer orden del pórtico, en N mm.

M2

el mayor momento mayorado en uno de los extremos de un elemento comprimido, siempre positivo, en N mm.

M2,min

valor mínimo de M2 , en N mm.

M2ns

momento mayorado de un elemento comprimido en el extremo en el cual actúa M2, debido a las cargas que no originan un desplazamiento horizontal apreciable, que se determina mediante un análisis elástico de primer orden del pórtico, en N mm.

M2s

momento mayorado de un elemento comprimido en el extremo en el cual actúa M2, debido a las cargas que originan un desplazamiento horizontal apreciable, que se determina mediante un análisis elástico de primer orden del pórtico, en N mm.

Pb

resistencia nominal para carga axial, en la condición de deformación balanceada, en N. Ver el artículo 10.3.2.

Pc

carga crítica, en N. Ver la expresión (10-10).

Pn

resistencia nominal para carga axial, con una excentricidad dada, en N.

Po

resistencia nominal para carga axial, con excentricidad nula, en N.

Pu

carga axial mayorada para una excentricidad dada (Pu ≤ φ Pn), en N.

Q

índice de estabilidad de un piso. Ver el artículo 10.11.4.

r

radio de giro de la sección transversal de un elemento comprimido, en mm.

s

separación horizontal entre los centros de las barras, o alambres, de la armadura traccionada por flexión más cercana a la cara más traccionada del elemento, en mm. (Cuando haya una única barra ó alambre cercano a la cara más traccionada, s será el ancho de la cara más traccionada).

ssk

separación de la armadura en las caras laterales de vigas y nervaduras, en mm.

Vu

corte horizontal mayorado en un piso, en N.

β1


βd

(a) para pórticos indesplazables, βd es la relación entre la máxima carga axial mayorada que actúa en forma permanente (carga de larga duración) y la máxima carga axial mayorada asociada a la misma combinación de cargas. (b) para pórticos desplazables, excepto en el caso indicado en (c), βd es la relación entre el máximo corte mayorado que actúa en forma permanente (carga de larga duración) en un entrepiso y el corte máximo mayorado en ese entrepiso.


Cap. 10 - 209

(c) en la verificación de la estabilidad de pórticos desplazables realizada de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.13.6., βd es la relación entre la máxima carga axial mayorada que actúa en forma permanente (carga de larga duración) y la máxima carga axial total mayorada.

δns

factor de amplificación de momentos para pórticos indesplazables, utilizado para reflejar los efectos de la curvatura entre los extremos del elemento comprimido.

δs

factor de amplificación de momentos para pórticos desplazables, utilizado para reflejar el desplazamiento lateral que resulta de las cargas gravitatorias y de las cargas horizontales.

∆o

desplazamiento horizontal relativo debido a Vu entre los extremos superior e inferior de un piso, calculado mediante un análisis elástico de primer orden del pórtico, con valores de rigideces que satisfagan lo especificado en el artículo 10.11.1.

εt

deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado, para la resistencia nominal. (ver definición en el Anexo al Capítulo 1).

ρ

cuantía de la armadura traccionada no tesa (ρ = As/bd). Ver el artículo C 10.3.3. y el Apéndice B

ρb


ρs

relación entre el volumen de armadura del zuncho y el volumen total del núcleo (medido desde el diámetro exterior del zuncho) en un elemento comprimido armado con armadura zunchada.

φ


φk

factor de reducción de la rigidez. Ver el artículo C 10.12.3.

10.1. CAMPO DE VALIDEZ Este Capítulo se debe aplicar al diseño de elementos solicitados a flexión o por cargas axiales, o por una combinación de flexión y cargas axiales.

10.2. HIPÓTESIS DE DISEÑO 10.2.1. El diseño por resistencia de elementos solicitados a flexión y cargas axiales se debe fundamentar en las hipótesis establecidas en los artículos 10.2.2. a 10.2.7. inclusive y debe satisfacer las condiciones de equilibrio y de compatibilidad de las deformaciones. 10.2.2. Las deformaciones específicas en la armadura y en el hormigón se deben suponer directamente proporcionales a la distancia desde el eje neutro, excepto que para vigas de gran altura, de acuerdo con lo establecido en el artículo 10.7.1., se debe utilizar un análisis que considere una distribución no lineal de la deformación. En forma Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 10 - 210

alternativa se permite la utilización de un modelo de bielas. Ver los artículos 10.7., 11.8. y el Apéndice A. 10.2.3. Para la determinación de la resistencia nominal de una sección, se supondrá que la máxima deformación en la fibra extrema del hormigón sometida a compresión es igual a 0,003. 10.2.4. La tensión en el acero se debe calcular como Es veces la deformación de la armadura, siempre que dicha tensión resulte menor que la tensión de fluencia especificada fy . Para deformaciones mayores que la correspondiente a fy , la tensión se debe considerar independiente de la deformación, e igual a fy . 10.2.5. La resistencia a la tracción del hormigón no se debe considerar en el dimensionamiento de los elementos de hormigón armado solicitados a flexión y a cargas axiales, excepto cuando se cumplan los requisitos del artículo 18.4. 10.2.6. La relación entre la tensión de compresión en el hormigón y la deformación específica del hormigón, se debe suponer rectangular, trapezoidal, parabólica, o de cualquier otra forma que dé origen a una predicción de la resistencia, que coincida en forma sustancial con los resultados de ensayos. 10.2.7. Los requisitos del artículo 10.2.6. se satisfacen con una distribución rectangular de tensiones equivalente en el hormigón, definida en los artículos 10.2.7.1. a 10.2.7.3. inclusive. 10.2.7.1. La tensión en el hormigón se adopta igual a 0,85 f’c , y se supone uniformemente distribuida en una zona de compresión equivalente, limitada por los extremos de la sección transversal, y por una línea recta paralela al eje neutro, a una distancia a = β1 c, a partir de la fibra comprimida con deformación máxima. 10.2.7.2. La distancia c, entre la fibra comprimida con deformación máxima y el eje neutro, se debe medir en dirección perpendicular a dicho eje. 10.2.7.3. El valor del factor β1 se debe adoptar: para

f’c ≤ 30 MPa: β 1 = 0 ,85

para

f’c > 30 MPa: β 1 = 0 ,85 − 0 ,05

( f ' c − 30 MPa ) 7

β 1 ≥ 0 ,65


Cap. 10 - 211

Deformación

Bloque rectangular de Tensiones equivalentes

Figura 10.2.7.1. Distribución rectangular de tensiones equivalente en el hormigón.

10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES 10.3.1. El diseño de una sección transversal solicitada a cargas axiales o a flexión, o a una combinación de ambas (flexocompresión), se debe basar en la compatibilidad de tensiones y deformaciones, utilizando las hipótesis establecidas en el artículo 10.2. 10.3.2. La condición de deformación balanceada se define como aquella situación que se produce en una sección transversal, cuando la deformación en la armadura traccionada es la correspondiente a la tensión de fluencia especificada fy, y en el hormigón comprimido, la deformación específica es igual al valor último, supuesto 0,003.

Figura 10.3.2. Condición de deformación balanceada en flexión.


Cap. 10 - 212

10.3.3. Las secciones son controladas por compresión cuando la deformación neta por tracción en el acero más traccionado, es menor o igual que la deformación límite controlada por compresión, y en el hormigón comprimido la deformación específica es igual al valor último, supuesto 0,003 . La deformación límite controlada por compresión es la deformación específica neta de tracción en la armadura, en condiciones de deformación balanceada. Para la armadura fy = 420 MPa y para todas las armaduras pretensadas, se permite fijar el límite de la deformación controlada por compresión en un valor igual a 0,002. 10.3.4. Las secciones son controladas por tracción cuando la deformación neta por tracción en el acero más traccionado, es mayor o igual que 0,005 y en el hormigón comprimido, la deformación específica es igual al valor último supuesto 0,003. Las secciones con una deformación neta por tracción en el acero más traccionado comprendida entre la deformación límite controlada por compresión y el valor 0,005, corresponden a una región de transición entre las secciones controladas por compresión y aquellas controladas por tracción. 10.3.5. Para los elementos no pretensados solicitados a flexión y para los elementos no pretensados con una carga axial menor que 0,10 f’c Ag, la deformación neta de tracción, εt, para la resistencia nominal debe ser mayor o igual que 0,004. 10.3.5.1. Para aumentar la resistencia de un elemento solicitado a flexión se puede utilizar armadura de compresión conjuntamente con armadura adicional de tracción. 10.3.6. La resistencia de diseño a carga axial, φ Pn, de los elementos comprimidos, se debe determinar como se indica en los artículos 10.3.6.1. al 10.3.6.3. inclusive. 10.3.6.1. Para elementos no pretensados armados con zunchos, de acuerdo con el artículo 7.10.4., o para elementos compuestos que cumplan con el artículo 10.16., la resistencia de diseño a carga axial se debe determinar con la expresión (10-1).

φ Pn ( máx ) = 0 ,85 φ [0 ,85 f ' c ( Ag − Ast ) + f y Ast ]

(10-1)

10.3.6.2. Para elementos no pretensados armados con estribos cerrados, que cumplan con el artículo 7.10.5., se debe utilizar:

φ Pn ( máx ) = 0 ,80 φ [0 ,85 f ' c ( Ag − Ast ) + f y Ast ]

(10-2)

10.3.6.3. Para elementos pretensados armados con zunchos se debe utilizar la expresión:

φ Pn ( máx ) ≤ 0 ,85 φ P0


Cap. 10 - 213

y para elementos pretensados armados con estribos cerrados:

φ Pn ( máx ) ≤ 0 ,80 φ P0 siendo:

φ P0

la resistencia de diseño a carga axial con excentricidad nula.

10.3.7. Los elementos solicitados por una carga axial de compresión se deben diseñar para el momento máximo que pueda acompañar a dicha carga axial. La carga axial mayorada, Pu , para una excentricidad dada, no debe exceder el valor de la resistencia de diseño a carga axial, φ Pn , especificada en el artículo 10.3.6. El momento máximo mayorado, Mu , se debe incrementar por los efectos de la esbeltez, de acuerdo con las especificaciones del artículo 10.10.

10.4. DISTANCIA ENTRE LOS APOYOS LATERALES DE ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN 10.4.1. La separación entre los apoyos laterales de una viga no debe exceder de 50 veces el menor ancho b de la zona comprimida de la sección transversal. 10.4.2. En la determinación de la separación entre apoyos laterales, se deben considerar los efectos de la excentricidad lateral de la carga.

10.5. ARMADURA MÍNIMA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN 10.5.1. El área As adoptada en cada sección de un elemento solicitado a flexión, en el que se requiera por cálculo armadura de tracción, con excepción de los casos definidos en los artículos 10.5.2., 10.5.3. y 10.5.4., debe ser como mínimo:

As , mín =

f' c 4 fy

bw

d

(10-3)

siempre que:

As , mín ≥

1 ,4 b w d fy

10.5.2. Para elementos estáticamente determinados con el ala traccionada, el área As,mín debe ser igual o mayor que el menor valor obtenido de la expresión (10-3), reemplazando bw por 2 bw , o por el ancho del ala.


Cap. 10 - 214

10.5.3. Si en cada sección, el área de la armadura de tracción adoptada excede al menos en un tercio (1/3) a la armadura determinada por cálculo, no es necesario aplicar los requisitos exigidos en los artículos 10.5.1. y 10.5.2. 10.5.4. Para losas estructurales y fundaciones de espesor constante, el área mínima de la armadura de tracción en la dirección de la luz, debe ser la misma que la especificada en el artículo 7.12. La máxima separación s de esta armadura no debe exceder los siguientes valores:

≤ 2 ,5 veces el espesor  s ≤ 25 veces el diámetro de las barras ≤ 300 mm 

10.6. DISTRIBUCIÓN DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN EN VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN 10.6.1. Este artículo establece especificaciones para la distribución de la armadura de flexión, a fin de controlar la fisuración por flexión en vigas y losas armadas en una dirección. 10.6.2. La distribución de la armadura por flexión, en losas armadas en dos direcciones, se debe realizar de acuerdo con el artículo 13.3. 10.6.3. La armadura de tracción por flexión se debe distribuir en forma adecuada, en las zonas de máxima tracción por flexión de la sección transversal de un elemento, de acuerdo con las especificaciones del artículo 10.6.4. 10.6.4. La separación s de la armadura más cercana a una superficie en tracción, no debe ser mayor que el menor valor obtenido de las siguientes expresiones:

 95.000 − 2 ,5 c c ≤ fs  s   ≤ 300 mm  252      fs 

(10-4)

La tensión fs (en MPa) de la armadura, determinada en función de las cargas de servicio, se debe calcular como el momento no mayorado dividido por el producto del área de armadura por el brazo de palanca interno. Se permite adoptar fs como el 60% de la tensión de fluencia especificada fy. 10.6.5. Las especificaciones dadas en el artículo 10.6.4. no se consideran suficientes para aquellas estructuras que estén expuestas a medios muy agresivos, o cuando se diseñen para ser impermeables, razón por la cual se deben adoptar medidas especiales cuando se presenten estos casos.


Cap. 10 - 215

10.6.6. Cuando las alas de las vigas T estén solicitadas a tracción, parte de la armadura de tracción por flexión se debe distribuir sobre el ancho efectivo del ala be , determinado de acuerdo con las indicaciones dadas en el artículo 8.10., o en un ancho igual a 1/10 de la luz. De ambos valores se debe elegir el que resulte menor. Si el ancho efectivo del ala be excede de 1/10 de la luz, se debe disponer alguna armadura longitudinal en las zonas externas del ala.

Figura 10.6.6. Armadura de momento negativo para vigas T. 10.6.7. Si la altura efectiva d, de una viga o vigueta es mayor que 1 m, se debe colocar a lo largo de ambas caras laterales del elemento, una armadura longitudinal, uniformemente distribuida en una distancia d/2 a partir de la armadura de tracción por flexión. La separación ssk, entre las barras o alambres longitudinales en las caras laterales del elemento, no debe ser mayor que el menor valor obtenido entre los siguientes:

≤ d / 6  s sk ≤ 300 mm ≤ 1000 Ab / ( d − 750 ) El valor d se debe expresar en mm. Esta armadura se puede incluir en el cálculo de la resistencia, siempre que se realice un análisis de compatibilidad de las deformaciones para determinar las tensiones de las barras o alambres individuales. El área total de la armadura superficial longitudinal en ambas caras no necesita exceder la mitad de la armadura de tracción por flexión requerida.


Cap. 10 - 216

Figura 10.6.7.

Armadura longitudinal en las caras laterales de vigas y viguetas con d > 1,00 m.

10.7. VIGAS DE GRAN ALTURA 10.7.1. Las vigas de gran altura son elementos cargados en un borde y apoyados en el borde opuesto, de tal manera que se puedan desarrollar bielas de compresión entre las cargas y los apoyos, y se verifique alguna de las siguientes condiciones: a)

que las luces libres, ln, sean menores o iguales que cuatro (4) veces la altura efectiva d ; o bien

b)

que las zonas cargadas con cargas concentradas estén ubicadas a una distancia menor o igual que 2 d a partir de la carga del apoyo.

Las vigas de gran altura se deben diseñar considerando la distribución no lineal de la deformación, o de acuerdo con el Apéndice A. Ver también los artículos 11.8.1. y 12.10.6. Se debe considerar el pandeo lateral. 10.7.2. La resistencia al corte de las vigas de gran altura debe cumplir con las especificaciones del artículo 11.8. 10.7.3. La armadura mínima de tracción por flexión en vigas de gran altura debe cumplir con las especificaciones del artículo 10.5. 10.7.4. La armadura mínima horizontal y vertical en las caras laterales de las vigas de gran altura, solicitadas a flexión, debe verificar los artículos 11.8.4. u 11.8.5., o bien el artículo A.3.3. del Apéndice A.


Cap. 10 - 217

10.8. DIMENSIONES PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS La mínima dimensión de una columna hormigonada en obra debe ser ≥ 200 mm y el diámetro de la armadura principal a utilizar debe ser db ≥ 12 mm. El diámetro de una columna armada con zunchos debe ser ≥ 300 mm y el diámetro de las barras o alambres de los zunchos debe ser d ≥ 10 mm. 10.8.1. Elementos comprimidos aislados armados con múltiples zunchos Los límites exteriores de la sección transversal efectiva de un elemento comprimido, armado con dos o más zunchos entrelazados, se deben establecer a una distancia fuera de los límites extremos de los zunchos, igual al recubrimiento mínimo del hormigón, indicado en el artículo 7.7., aún en el caso en que se haya adoptado un recubrimiento mayor que el necesario. 10.8.2. Elementos comprimidos construidos monolíticamente con los tabiques Los límites exteriores de la sección transversal efectiva de un elemento comprimido y armado con zunchos o estribos cerrados, construido monolíticamente con un tabique o apoyo de hormigón, se deben extender como máximo, hasta una distancia de 40 mm fuera del zuncho o del estribo cerrado del elemento. 10.8.3. Elementos comprimidos de sección circular equivalente Para el diseño de elementos comprimidos de sección transversal cuadrada, octogonal o de otra forma geométrica, se permite utilizar una sección circular equivalente con diámetro igual a la menor dimensión lateral de la sección real (en lugar del área bruta). El área total o bruta considerada, las cuantías de armadura necesarias y la resistencia de diseño, deben ser las correspondientes a dicha sección circular. 10.8.4. Límites de la sección (área efectiva reducida) Para un elemento comprimido que tenga una sección transversal mayor que la necesaria por las consideraciones de carga, se puede utilizar un área efectiva reducida Ag ≥ 50% del área total con el fin de determinar la armadura mínima y la resistencia de diseño.

10.9. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS 10.9.1. La sección de armadura longitudinal para elementos comprimidos no compuestos, debe ser:

≥ 0 ,01 Ag A' st  ≤ 0 ,08 Ag


Cap. 10 - 218

10.9.2. El número mínimo de barras longitudinales en elementos solicitados a compresión, debe ser de: 4 barras ubicadas dentro de estribos cerrados cuadrados o rectangulares, 3 barras ubicadas dentro de estribos cerrados triangulares 6 barras rodeadas por zunchos que cumplan con el artículo 10.9.3. 10.9.3. La cuantía de la armadura compuesta por zunchos, ρs , debe ser mayor o igual que el valor dado por la siguiente expresión:

 Ag

 f' c − 1   Ac  fy

ρ s ≥ 0 ,45 

(10-5)

siendo:

fy

la tensión de fluencia especificada de la armadura del zuncho, que a los fines de su utilización en la expresión (10-5) se debe considerar fy ≤ 420 MPa.

10.10. EFECTO DE LA ESBELTEZ EN ELEMENTOS COMPRIMIDOS 10.10.1. El diseño de elementos comprimidos, vigas de arriostramiento y otros elementos de apoyo, con excepción de los casos descriptos en el artículo 10.10.2., se deben realizar en base a las fuerzas y momentos mayorados obtenidos a partir de un análisis de segundo orden, considerando el comportamiento no lineal del material y la fisuración, así como también los efectos de la curvatura del elemento y del desplazamiento lateral, la duración de las cargas, la contracción, la fluencia lenta y la interacción suelo-estructura. Las dimensiones de la sección transversal de cada elemento, utilizadas en el análisis, no deben diferir en más del 10 % de las dimensiones indicadas en los planos del Proyecto; de lo contrario se debe repetir el análisis. El método o procedimiento de análisis utilizado, debe demostrar que genera predicciones de la resistencia que estén de acuerdo, de manera sustancial, con ensayos avalados por investigaciones a nivel internacional de columnas en estructuras de hormigón armado estáticamente indeterminadas. 10.10.2. Como alternativa al procedimiento indicado en el artículo 10.10.1., se permite realizar el cálculo de los elementos comprimidos, vigas de arriostramiento y otros elementos de apoyo, en base a las fuerzas axiales y momentos obtenidos a partir de los análisis descriptos en el artículo 10.11.


Cap. 10 - 219

10.11. MOMENTOS AMPLIFICADOS – CONCEPTOS GENERALES 10.11.1. Las fuerzas axiales mayoradas, Pu , los momentos mayorados M1 y M2 en los extremos de la columna y, cuando se requiera, la deformación lateral de piso, ∆0 , se deben calcular por medio de un análisis elástico de primer orden del pórtico, considerando el efecto de las cargas axiales, la presencia de zonas fisuradas a lo largo del elemento y los efectos de la duración de las cargas en las propiedades de la sección. Como alternativa, se permiten utilizar las siguientes propiedades para los elementos de la estructura.

(a) Módulo de Elasticidad Ec

artículo 8.5.1

(b) Momentos de inercia Vigas

0,35 Ig

Columnas

0,70 Ig

Tabiques no fisurados

0,70 Ig

Tabiques fisurados

0,35 Ig

Placas y losas planas

0,25 Ig

(c) Área

1,0 Ag

Los momentos de inercia se deben dividir por el valor ( 1 + βd ) en los siguientes casos: (d) cuando actúen cargas horizontales de larga duración, (e) para las verificaciones de estabilidad, realizadas de acuerdo con el artículo 10.13.6.

10.11.2. Para elementos comprimidos de sección rectangular, se permite adoptar el radio de giro r igual a 0,30 veces la dimensión total de la sección, en la dirección en la cual se está considerando la estabilidad. Para elementos comprimidos de sección circular, el valor del radio de giro se puede adoptar igual a 0,25 veces el diámetro. Para otras formas de la sección transversal se permite obtener el radio de giro de la sección total o bruta de hormigón.


Cap. 10 - 220

Figura 10.11.2. Radio de giro, r. 10.11.3. Longitud sin apoyo lateral de elementos comprimidos (longitud no soportada) 10.11.3.1. La longitud, lu, de un elemento comprimido, se define como la distancia libre entre losas de entrepiso, vigas u otros elementos capaces de proporcionarle apoyo lateral en la dirección considerada. 10.11.3.2. Cuando existan capiteles, ábacos o cartelas en las columnas, la longitud, lu, debe ser medida hasta el extremo inferior del capitel, ábaco o cartela, en el plano considerado.

Figura 10.11.3. Ejemplos de longitudes lu . 10.11.4. Las columnas y entrepisos de una estructura, se deben diseñar como columnas y entrepisos desplazables o indesplazables lateralmente. El diseño de columnas o entrepisos en sistemas indesplazables, se debe realizar de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.12. El diseño de columnas o entrepisos en sistemas desplazables, se debe realizar de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.13.


Cap. 10 - 221

10.11.4.1. Una columna de una estructura se puede suponer como indesplazable, si el incremento en los momentos extremos de la columna, debido a los efectos de segundo orden, es menor o igual que el 5% de los momentos extremos de primer orden. 10.11.4.2. Un entrepiso de la estructura se puede suponer como indesplazable, si se verifica que:

Q=

∑ Pu ∆0 Vu l c

≤

0 ,05

(10-6)

siendo:

Σ Pu

la carga vertical total.

Vu

el esfuerzo de corte en el piso considerado.

∆0

el desplazamiento relativo de primer orden entre la parte superior e inferior del entrepiso debido a Vu.

lc

longitud del elemento comprimido en un pórtico, medida entre los ejes de los nudos del pórtico, en mm.

10.11.5. Cuando un elemento comprimido individual de un pórtico tiene una esbeltez klu /r > 100, el cálculo de las fuerzas y momentos en el pórtico, se debe realizar de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.10.1. 10.11.6. Para elementos comprimidos solicitados a flexión, respecto de ambos ejes principales, el momento respecto de cada eje debe ser amplificado en forma separada, sobre la base de las condiciones de restricción correspondientes a dicho eje.

10.12. MOMENTOS AMPLIFICADOS - PÓRTICOS INDESPLAZABLES 10.12.1. Para los elementos comprimidos en pórticos indesplazables, el factor de longitud efectiva k debe ser igual a 1, a menos que se justifique por medio del análisis la utilización de un valor menor. La determinación de k se debe realizar considerando los valores de E e I establecidos en el artículo 10.11.1. 10.12.2. En los pórticos indesplazables se pueden ignorar los efectos de la esbeltez, en aquellos elementos comprimidos que verifiquen la siguiente expresión :

k lu r

con

M ≤ 34 − 12  1  M2 M 34 − 12  1  M2


   

(10-7)

  ≤ 40  

Cap. 10 - 222

donde el término M1 / M2 es positivo si el elemento se deforma con curvatura simple (momentos extremos de igual signo) y negativo si el elemento se deforma con curvatura doble (momentos extremos de distinto signo). 10.12.3. Los elementos comprimidos se deben dimensionar para la carga axial mayorada Pu y para el momento amplificado por los efectos de curvatura del elemento Mc , de acuerdo con las siguientes expresiones:

M c = δ ns M 2

(10-8)

siendo:

δ ns =

Pc =

Cm Pu 1− 0 ,75 Pc

≥

1,0

(10-9)

π2 E I

(10-10)

(k l )

2

u

 0 ,2 E c I g + E s I se  1 + βd  EI =  ó  0 ,4 E c I g   1 + β d

(10-11)

(10-12)

10.12.3.1. El coeficiente Cm, para los elementos sin cargas transversales entre sus apoyos, se debe obtener de la siguiente expresión:

C m = 0 ,6 + 0 ,4

M1 ≥ 0 ,4 M2

(10-13)

donde M1 / M2 es positivo si la columna se deforma con curvatura simple (momentos extremos de igual signo) y negativo si la columna se deforma con curvatura doble (momentos extremos de distinto signo). Para elementos con cargas transversales entre sus apoyos, se debe adoptar:

Cm = 1


Cap. 10 - 223

Figura 10.12.3.1. Valores del coeficiente Cm para columnas esbeltas en pórticos desplazables e indesplazables 10.12.3.2. El valor del momento mayorado M2 , en la expresión (10-8), debe verificar:

M 2 ≥ M 2 , mín = Pu ( 15 + 0 ,03 h )

(10-14)

alrededor de cada eje en forma separada, donde 15 y 0,03 h se expresan en mm.

Para elementos en los que se verifique que M2,mín > M2 , en la expresión (10-13) se debe adoptar Cm = 1, ó Cm se debe determinar considerando el cociente de los momentos calculados para los extremos M1 y M2.


Cap. 10 - 224

10.13. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS DESPLAZABLES 10.13.1. Para elementos comprimidos en pórticos desplazables, el factor de longitud efectiva k, se debe determinar utilizando los valores de E e I indicados en el artículo 10.11.1. , y debe ser:

k >1

10.13.2. En los elementos comprimidos desplazables, o sea no arriostrados contra el desplazamiento lateral, se permite despreciar los efectos de la esbeltez, cuando se verifique que:

k lu /r < 22 10.13.3. Los momentos M1 y M2 en los extremos de un elemento individual comprimido, se deben obtener con las siguientes expresiones:

M1 = M1ns + δs M1s

(10-15)

M2 = M2ns + δs M2s M1s

(10-16)

Las expresiones δs M1s y δs M2s se deben calcular de acuerdo con el artículo 10.13.4. 10.13.4. Determinación de δs Ms 10.13.4.1. Los momentos amplificados por efecto del desplazamiento lateral, δs Ms , se deben considerar como los momentos extremos de la columna, determinados por medio de un análisis elástico de segundo orden basado en las rigideces del elemento, establecidas en el artículo 10.11.1. 10.13.4.2. En forma alternativa, el valor de δs Ms se puede calcular con la siguiente expresión :

δ s Ms =

Ms 1−Q

≥ Ms

(10-17)

Si el valor de δs , determinado con la expresión (10-17), es > 1,5, entonces el valor δs Ms se debe calcular de acuerdo con lo indicado en los artículos 10.13.4.1. ó 10.13.4.3.


Cap. 10 - 225

10.13.4.3. Otra forma de determinación consiste en calcular el momento amplificado por desplazamiento lateral, δs Ms, con la siguiente expresión:

δ s Ms =

Ms ∑ Pu 1− 0 ,75 ∑ Pc

≥ Ms

(10-18)

siendo:

Σ Pu

la sumatoria de todas las cargas verticales en un piso,

Σ Pc

la sumatoria de las cargas de las columnas que resisten el desplazamiento lateral de un piso,

Pc

la carga crítica determinada con la expresión (10-10), utilizando para k el valor indicado en el artículo 10.13.1., y para EI el valor que surge de la expresión (10-11) ó (10-12).

10.13.5. Si un elemento individual comprimido verifique la siguiente expresión:

lu > r

35 Pu f ' c Ag

(10-19)

debe ser diseñado para la carga mayorada, Pu y para el momento Mc , determinado de acuerdo con el artículo 10.12.3. Los valores de M1 y M2 se deben calcular de acuerdo con el artículo 10.13.3., el factor βd de acuerdo con la combinación de cargas considerada y el valor k según el artículo 10.12.1. 10.13.6. En forma adicional a los estados que incluyen cargas horizontales, se debe considerar la resistencia y estabilidad de la estructura, en su conjunto, frente a las cargas gravitatorias mayoradas. a)

Cuando δs Ms se determine de acuerdo con el artículo 10.3.4.1., la relación entre la deformación lateral de segundo orden y la deformación lateral de primer orden, para la combinación de 1,4 veces la carga permanente y 1,7 veces la sobrecarga, más la carga horizontal aplicada a la estructura, debe ser menor o igual que 2,5.

b)

Cuando δs Ms se determine de acuerdo con el artículo 10.3.4.2., el valor de Q calculado usando la Σ Pu correspondiente a 1,4 veces la carga permanente más 1,7 veces la sobrecarga, debe ser menor o igual que 0,60 (Q ≤ 0,60).

c)

Cuando δs Ms se determine de acuerdo con el artículo 10.3.4.3., el valor δs calculado utilizando Σ Pu y Σ Pc , correspondientes a la carga permanente y a la sobrecarga mayoradas, debe ser positivo y menor o igual que 2,5.


Cap. 10 - 226

En los casos a), b) y c) el valor de βd será la relación entre la máxima carga axial mayorada de larga duración y la máxima carga axial mayorada total. 10.13.7. En pórticos desplazables, los elementos solicitados a flexión se deben diseñar para la totalidad de los momentos amplificados de los elementos comprimidos que concurren al nudo.

Pórtico indesplazable

Pórtico desplazable

klu /r < 22

22 < klu /r <100

klu /r > 100

No tener en cuenta la esbeltez

Métodos Aproximados

Análisis P - ∆ (∗∗)

klu /r < 34 – 12 (M1/M2)

(*)

100 > klu /r > 34 – 12 (M1/M2)

(*)

klu /r >100

(*) 34 – 12 (M1 / M2) < 40 (**) Se permite para cualquier relación de esbeltez

Figura 10.13. Esquema para la consideración de la esbeltez de columnas según se trate de pórticos desplazables o indesplazables.

10.14.

ELEMENTOS CARGADOS AXIALMENTE QUE SOPORTAN SISTEMAS DE LOSAS

Los elementos cargados axialmente, que soportan un sistema de losas, incluido dentro del campo de validez del artículo 13.1., se deben diseñar de acuerdo con lo establecido en este Capítulo y con los requisitos adicionales indicados en el Capítulo 13.

10.15.

TRANSMISIÓN DE CARGAS DE LAS COLUMNAS EN LA UNIÓN CON LAS LOSAS DE ENTREPISOS

Cuando la resistencia especificada a la compresión f’c, para el hormigón de una columna, sea mayor que 1,4 veces la resistencia especificada para los elementos del entrepiso que soporta, la transmisión de la carga a través del sistema de entrepiso, se deberá realizar de acuerdo con los artículos 10.15.1., 10.15.2. ó 10.15.3.


Cap. 10 - 227

10.15.1. En el entrepiso, en correspondencia con la ubicación de la columna, se debe colocar hormigón de la misma resistencia especificada para la columna. La superficie del hormigón de la columna se debe extender 600 mm dentro de la losa a partir de la cara de la columna. El hormigón de la columna se deberá vincular con el hormigón del entrepiso, para lo cual se procederá de la siguiente manera: a)

Las vigas, vigas principales o losas que se apoyen en columnas o tabiques, no se deben hormigonar hasta que el hormigón de los elementos verticales de apoyo no tenga la resistencia adecuada. El tiempo de espera, antes de la colocación del hormigón en los elementos que apoyan en columnas o tabiques es necesario para evitar la fisuración en la junta o superficie de contacto entre el entrepiso y el elemento de soporte, a causa de la exudación y el asentamiento del hormigón plástico en el elemento de apoyo.

b)

Las vigas, vigas principales, cartelas, ábacos y capiteles, se deben hormigonar monolíticamente como parte del sistema de losas, a no ser que se indique lo contrario en los planos del proyecto o en las especificaciones técnicas. El hormigonado por separado de losas y vigas, cartelas y elementos similares, se podrá realizar siempre que esté previsto en los planos expresamente y se hayan adoptado las medidas necesarias para transferir las fuerzas a través de las juntas de construcción, como se indica en el artículo 5.8.

10.15.2. La resistencia de una columna, en la zona en que atraviesa un entrepiso, se debe determinar en función del valor más bajo entre la resistencia del hormigón armado con barras empalmadas verticales, o armado con zunchos, según se requiera. 10.15.3. Para columnas apoyadas lateralmente en sus cuatro lados, ya sea por vigas de aproximadamente igual altura o profundidad, o por losas, la resistencia de la columna se debe determinar en función de una resistencia del hormigón equivalente, en la zona de unión de la columna con los elementos del entrepiso, para lo cual se adopta un valor igual al 75% de la resistencia del hormigón de la columna más el 35% de la resistencia del hormigón del entrepiso. En la aplicación de este artículo, la relación entre la resistencia del hormigón de la columna y la resistencia del hormigón de la losa se debe adoptar, para el diseño, menor o igual que 2,5.

10.16. ELEMENTOS COMPUESTOS (MIXTOS) SOLICITADOS A COMPRESIÓN 10.16.1. Los elementos compuestos solicitados a compresión se definen como todos aquellos elementos que están armados longitudinalmente con perfiles o tubos de acero estructural, con o sin barras o alambres longitudinales. 10.16.2. La resistencia de los elementos compuestos se debe determinar con las mismas condiciones limitantes que se aplican a los elementos no compuestos de hormigón armado. 10.16.3. Toda carga axial asignada al hormigón de un elemento compuesto se debe transmitir al hormigón mediante elementos o ménsulas cortas que se apoyen directamente en el hormigón del elemento compuesto. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 10 - 228

10.16.4. Toda carga axial no asignada al hormigón de un elemento compuesto debe ser transmitida por conexión directa al perfil o tubo de acero estructural. 10.16.5. Para la evaluación de los efectos de la esbeltez, el radio de giro r de la sección compuesta debe ser menor o igual que:

r ≤

( Ec Ig / 5 ) + Es It ( E c Ag / 5 ) + E s At

(10-20)

Si se opta por realizar un cálculo más preciso, el valor de EI en la ecuación (10-11) se debe determinar con la ecuación (10-11) ó (10-21).

Ec Ig EI =

5 1 + βd

+ E s It

(10-21)

10.16.6. Núcleo de hormigón confinado con acero estructural 10.16.6.1. Para un elemento compuesto con el núcleo de hormigón confinado por acero, el espesor del acero de confinamiento será mayor o igual que:

 f y  b  3E s  espesor ≥   f y  h 8E  s 

para cada cara de ancho b

para secciones circulares de diámetro h

10.16.6.2. En el cálculo de At e It se pueden considerar las barras o alambres longitudinales ubicados dentro del núcleo de hormigón confinado. 10.16.7. Armadura con forma de zuncho alrededor de un núcleo de acero estructural Un elemento compuesto de hormigón armado, con zuncho alrededor de un núcleo de acero estructural, debe satisfacer lo indicado en los artículos 10.16.7.1. a 10.16.7.8. inclusive. 10.16.7.1. La resistencia especificada a la compresión del hormigón debe ser f’c ≥ 20 MPa. 10.16.7.2. La tensión de fluencia de diseño del núcleo de acero estructural debe ser la tensión de fluencia especificada mínima, para el tipo de acero estructural, con un valor límite superior de 350 MPa.


Cap. 10 - 229

10.16.7.3. La armadura del zuncho debe cumplir con lo especificado en el artículo 10.9.3. 10.16.7.4. El área de las barras o alambres longitudinales, ubicados dentro del zuncho, debe ser: a)

≥ 0,01 veces el área neta del hormigón,

b)

≤ 0,08 veces el área neta del hormigón.

10.16.7.5. En la determinación de At e It se pueden considerar las barras o alambres longitudinales ubicados dentro del zuncho. 10.16.8. Estribos cerrados alrededor de un núcleo de acero estructural Un elemento compuesto de hormigón, confinado en forma transversal por estribos cerrados, alrededor de un núcleo de acero estructural, debe cumplir con lo indicado en los artículos 10.16.8.1. a 10.16.8.8. inclusive. 10.16.8.1. La resistencia f’c ≥ 20 MPa.

especificada a

la compresión del hormigón debe ser

10.16.8.2. La tensión de fluencia de diseño del núcleo de acero estructural, debe ser la tensión de fluencia especificada mínima, para el tipo de acero estructural utilizado, pero con un valor límite superior de 350 MPa. 10.16.8.3. Los estribos cerrados transversales se deben prolongar por completo alrededor del núcleo de acero estructural. 10.16.8.4. Los estribos cerrados transversales deben tener un diámetro db, con las siguientes características:

≥ 10 mm  d b ≥ 0 ,02 veces la mayor dimensión lateral del elemento compuesto, ≤ 16 mm El Reglamento permite utilizar mallas de alambres de acero soldadas de un área equivalente. 10.16.8.5. La separación vertical entre los estribos cerrados transversales debe ser:

≤ 0 ,5 veces la menor dimensión lateral del elemento compuesto, 

s ≤ 48 veces el diámetro de los estribos cerrados,

≤ 16 veces el diámetro de las barras o alambres longitudinales.


Cap. 10 - 230

10.16.8.6. El área de las barras o alambres longitudinales, ubicados dentro de los estribos cerrados, debe ser:

≥ 0,01 veces al área neta del hormigón ≤ 0,08 veces al área neta del hormigón 10.16.8.7. En cada esquina de una sección rectangular se debe colocar una barra o alambre longitudinal así como otras barras o alambres longitudinales, con una separación menor que la mitad de la menor dimensión lateral del elemento compuesto. 10.16.8.8. Las barras o alambres longitudinales, ubicados dentro de los estribos, se pueden considerar para calcular At en la determinación de la resistencia, pero no para calcular It en la evaluación de los efectos de esbeltez.

10.17. RESISTENCIA AL APLASTAMIENTO 10.17.1. La resistencia de diseño al aplastamiento del hormigón debe ser menor o igual que φ (0,85 f’c A1), excepto cuando la superficie del apoyo sea más ancha en todos sus lados que el área cargada, en cuyo caso se permite que la resistencia de diseño al aplastamiento en el área cargada se multiplique por A2 / A1 ≤ 2 . 10.7.2. El artículo 10.17. no es de aplicación a anclajes de postesado.

Figura 10.17.1. Ejemplos

del

grado

de

confinamiento

A2 / A1 ≤ 2

proporcionado por el hormigón circundante.


Cap. 10 - 231


Cap. 10 - 232

CAPÍTULO 11. CORTE Y TORSIÓN

11.0. SIMBOLOGÍA a

luz de corte, distancia entre una carga concentrada y la cara del apoyo más cercano, en mm.

Ac

área de la sección de hormigón que resiste la transmisión del corte, en mm².

Acp

área encerrada por el perímetro exterior de la sección transversal de hormigón, en mm². Ver el artículo 11.6.1.

Af

área de la armadura, que en una ménsula corta, resiste el momento mayorado [Vu a + N uc (h − d )] , en mm².

Ag

área total o bruta de la sección, en mm². En una sección hueca, Ag es el área de hormigón solamente, y no incluye el área del o los vacíos. Ver el artículo 11.6.1.

Ah

área de la armadura de corte paralela a la armadura de tracción por flexión, en mm².

Al

área total de la armadura longitudinal para resistir la torsión, en mm².

An

área de la armadura que, en una ménsula corta, resiste el esfuerzo de tracción Nuc , en mm².

Ao

área total encerrada por la trayectoria del flujo de corte, en mm².

Aoh

área encerrada por el eje de la armadura transversal cerrada más externa, dispuesta para resistir la torsión, en mm².

Aps

área de la armadura tesa en la zona de tracción, en mm².

As


At

área de una rama de un estribo cerrado que resiste la torsión en una distancia s , en mm².

Av

área de la armadura de corte en una distancia s , o área de la armadura de corte, perpendicular a la armadura traccionada por flexión, en una distancia s , para elementos de gran altura sometidos a flexión, en mm².

Avf

área de la armadura de corte por fricción, en mm².


Cap. 11 - 233

Avh

área de la armadura de corte paralela a la armadura de tracción por flexión en una distancia s2 , en mm².

b

ancho del borde comprimido de la sección transversal, que contiene los estribos cerrados que resisten la torsión, en mm.

bo

perímetro de la sección crítica para losas y zapatas, en mm.

bt

ancho de la parte de la sección transversal que contiene los estribos cerrados que resisten la torsión, en mm.

bw

ancho del alma o diámetro de la sección circular, en mm.

b1

ancho de la sección crítica definida en el artículo 11.12.1.2. medida en la dirección de la luz, para la cual han sido determinados los momentos, en mm.

b2

ancho de la sección crítica definida en el artículo 11.12.1.2. medida en dirección perpendicular a b1 , en mm.

c1

dimensión de la sección de una columna rectangular o rectangular equivalente, del capitel o de la ménsula corta, medida en la dirección de la luz para la cual se determinan los momentos, en mm.

c2

dimensión de la sección de una columna rectangular o rectangular equivalente, del capitel o de la ménsula corta, medida perpendicularmente a la dirección de la luz para la cual se determinan los momentos, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada longitudinal. Esta distancia debe ser igual o mayor que 0,80 h para secciones circulares y elementos pretensados, en mm.

f'c


f' c


fct

resistencia promedio a la tracción por compresión diametral del hormigón con agregado liviano, en MPa.

fd

tensión debida a la carga permanente sin mayorar en la fibra extrema de una sección en la cual las tensiones de tracción se producen por cargas aplicadas externamente, en MPa.

fpc

tensión de compresión en el hormigón (después de que han ocurrido todas las pérdidas de pretensado) en el baricentro de la sección transversal que resiste las cargas aplicadas externamente o en la unión del alma y el ala, cuando el baricentro está localizado dentro del ala, en MPa. (En un elemento construido en etapas, fpc es la tensión de compresión resultante en el baricentro de la sección compuesta o en la unión del alma y el ala, cuando el baricentro se encuentra dentro del ala, debida tanto al pretensado como a los momentos resistidos por el elemento prefabricado actuando individualmente.).


Cap. 11 - 234

fpe

tensión de compresión en el hormigón debida únicamente a las fuerzas efectivas del pretensado (después de que han ocurrido todas las pérdidas de pretensado) en la fibra extrema de una sección en la cual las tensiones de tracción se producen como consecuencia de las cargas aplicadas externamente, en MPa.

fpu

resistencia a la tracción especificada del acero de pretensado, en MPa.

fy


fyv

tensión de fluencia especificada de la armadura de torsión transversal cerrada (estribos circulares, estribos cerrados o zunchos), en MPa.

f yl

tensión de fluencia de la armadura longitudinal dispuesta para resistir torsión, en MPa.

h

altura o espesor total del elemento, en mm.

hv

altura total de la sección transversal del conector de corte (ver el artículo 11.12.4.), en mm.

hw

altura total de un tabique, medida desde la base hasta su extremo superior, en mm.

I

momento de inercia de la sección que resiste las cargas mayoradas aplicadas externamente, en mm4.

ln

luz libre medida entre las caras de los apoyos, en mm.

lv

longitud del brazo del conector de corte medida desde el baricentro de la carga concentrada o reacción, en mm.

lw

longitud horizontal de un tabique, en mm.

Mcr

momento que produce fisuración por flexión en la sección debido a las cargas aplicadas externamente, en N mm. Ver el artículo 11.4.2.1.

Mm

momento modificado, en N mm.

Mmáx

máximo momento mayorado en la sección debido a las cargas aplicadas externamente, en N mm.

Mp

momento plástico resistente requerido en la sección transversal del conector de corte, en N mm.

Mu

momento mayorado en la sección, en N mm.

Mv

momento resistente con que contribuye el conector de corte, en N mm.

Nu

carga axial mayorada, normal a la sección transversal, que se produce en forma simultánea con Vu o Tu . Se debe considerar positiva para compresión, en N.


Cap. 11 - 235

Nuc

esfuerzo de tracción mayorado que actúa simultáneamente con Vu sobre una ménsula corta y se debe considerar positivo cuando es de tracción.

pcp

perímetro exterior de la sección transversal de hormigón, en mm. Ver el artículo 11.6.1.

ph

perímetro del eje de la armadura de torsión transversal cerrada ubicada en la posición más externa, en mm.

s

separación de la armadura de corte o de torsión, medida en dirección paralela a la armadura longitudinal, en mm.

s1

separación de la armadura vertical en un tabique, en mm.

s2

separación de la armadura de corte o de torsión, medida en dirección perpendicular a la armadura longitudinal, o separación de la armadura horizontal en un tabique, en mm.

t

espesor de la pared de una sección hueca, en mm.

Tn

resistencia al momento nominal de torsión, en N mm.

Tu

momento torsor mayorado en la sección, en N mm.

Vc

resistencia nominal al corte proporcionada por el hormigón, en N.

Vci

resistencia nominal al corte proporcionada por el hormigón cuando se produce la fisuración diagonal como resultado de la combinación de corte y momento, en N.

Vcw

resistencia nominal al corte proporcionada por el hormigón cuando se produce la fisuración diagonal como resultado de tensiones principales de tracción excesivas en el alma, en N.

Vd

esfuerzo de corte en la sección, debido a la carga permanente sin mayorar, en N.

Vi

esfuerzo de corte mayorado en la sección, debido a las cargas aplicadas externamente que se presentan simultáneamente con Mmáx , en N.

Vn

resistencia nominal al corte, en N.

Vp

componente vertical de la fuerza efectiva de pretensado en una sección, en N.

Vs

resistencia nominal al corte proporcionada por la armadura de corte, en N.

Vu

esfuerzo de corte mayorado en la sección, en N.

vn

tensión nominal de corte, en MPa. Ver el artículo 11.12.6.2.

yt

distancia desde el eje baricéntrico de la sección transversal bruta, sin considerar la armadura, a la fibra extrema traccionada, en mm.

α

ángulo comprendido entre los estribos inclinados y el eje longitudinal del elemento.


Cap. 11 - 236

αf

ángulo entre la armadura de corte por fricción y el plano de corte.

αs

constante que se utiliza para calcular Vc en losas y zapatas.

αv

relación entre la rigidez a flexión del brazo del conector de corte y la rigidez de la sección de losa compuesta que lo rodea. Ver el artículo 11.12.4.5.

βc

relación entre el lado mayor y el lado menor del área de una carga concentrada o de una reacción.

βp

constante que se utiliza para calcular Vc en losas pretensadas.

γf

fracción del momento no balanceado transmitido por flexión en las uniones losacolumna. Ver el artículo 13.5.3.2.

γv

fracción del momento no balanceado transmitido por excentricidad del corte en las uniones losa-columna, ver el artículo 11.12.6.1. (γv = 1- γf ).

η

número de brazos idénticos de un conector de corte.

θ

ángulo de las diagonales comprimidas en la analogía del reticulado para torsión.

λ

factor de corrección relacionado con la densidad del hormigón.

µ

coeficiente de fricción. Ver el artículo 11.7.4.3.

ρ

cuantía de la armadura traccionada no tesa, (ρ = As /bd).

ρh

cuantía de la armadura horizontal de corte referida al área total de hormigón de una sección vertical.

ρn

cuantía de la armadura horizontal de corte referida al área total o bruta de hormigón de una sección horizontal.

ρw

cuantía de la armadura referida a una sección bw . d , (ρw = As / bw d)

φ


11.1. RESISTENCIA AL CORTE 11.1.1. El diseño de las secciones transversales sometidas a esfuerzos de corte se debe basar en la expresión (11-1), excepto para aquellos elementos diseñados de acuerdo con el Apéndice A:

φ V n ≥ Vu


(11-1)

Cap. 11 - 237

siendo:

Vu

el esfuerzo de corte mayorado en la sección considerada, en N.

Vn

resistencia nominal al corte determinada con la siguiente expresión, en N:

Vn = Vc + Vs

(11-2)

siendo:

Vc

la resistencia nominal al corte proporcionada por el hormigón, de acuerdo con el artículo 11.3., 11.4. ó 11.12., en N,

Vs

la resistencia nominal al corte proporcionada por la armadura de corte, de acuerdo con el artículo 11.5.6., 11.10.9., 11.11.12., en N.

11.1.1.1. Para la determinación de la resistencia al corte Vn , se debe considerar el efecto de cualquier abertura en los elementos resistentes. 11.1.1.2. Para la determinación de la resistencia al corte Vc , y sólo cuando sea de aplicación, se deben considerar los efectos de la tracción axial debida a la fluencia lenta y a la contracción de los elementos, y se permite incluir los efectos de la compresión inclinada por flexión, en los elementos de alturas variables. 11.1.2. Los valores de

f ' c que se utilizan en este Capítulo deben ser menores o iguiales

que 8,3 MPa, excepto en el caso indicado en el artículo 11.1.2.1.

f ' c ≤ 8 ,3 MPa

f ' c > 8 ,3 MPa en la 11.1.2.1. Este Reglamento permite utilizar valores de determinación de Vc , Vci y Vcw , para las vigas de hormigón armado o pretensado y para las losas nervuradas de hormigón armado, siempre que tengan una armadura mínima de alma, que cumpla con las especificaciones de los artículos 11.5.5.3., 11.5.5.4. ó 11.6.5.2. 11.1.3. El esfuerzo de corte mayorado máximo Vu en los apoyos, se puede determinar de acuerdo con las especificaciones de los artículos 11.1.3.1. ó 11.1.3.2., siempre que se verifiquen las siguientes condiciones: a) que la reacción en el apoyo, en la dirección del corte aplicado, introduce compresión en las zonas extremas del elemento; b) que las cargas se aplican en, o cerca de, la cara superior del elemento; c) que no se presente ninguna carga concentrada entre el borde del apoyo y la ubicación de la sección crítica, definida en los artículos 11.1.3.1. ó 11.1.3.2. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 11 - 238

Figura 11.1.3.a) Diagramas de cuerpo libre en el extremo de una viga.

Figura 11.1.3.b)

Ubicación de la sección crítica de corte en un elemento en el cual las cargas actúan cerca del fondo de la viga.

Las condiciones de apoyo típicas, en las que se pueden seguir las especificaciones dadas en el artículo 11.1.3.1., se representan en la figura 11.1.3. c) y d). Los casos e) y f) constituyen ejemplos en los que las especificaciones del artículo 11.1.3.1. no son aplicables.


Cap. 11 - 239

11.1.3.1. En los elementos no pretensados, se permite dimensionar las secciones ubicadas a una distancia menor que d, medida desde la cara del apoyo, con el mismo valor de corte Vu que el determinado para una distancia d.

Figura 11.1.3. (c,d,e,f). Condiciones típicas de apoyo donde se muestra la ubicación del esfuerzo de corte mayorado Vu . 11.1.3.2. En los elementos pretensados se permite dimensionar las secciones ubicadas a una distancia menor que h/2 desde la cara del apoyo, con el mismo valor de corte Vu que el determinado para una distancia h/2. 11.1.4. Para elementos de gran altura, ménsulas cortas, tabiques, losas y zapatas se deben aplicar las disposiciones especiales especificadas en los artículos 11.8. a 11.12. inclusive.

11.2. HORMIGÓN LIVIANO 11.2.1. Las disposiciones para la resistencia al corte y a torsión se aplican al hormigón de densidad normal. Cuando se utilice hormigón con agregados livianos (ver el artículo 1.1.2.2.) se deberá aplicar alguna de las siguientes modificaciones para el valor de f ' c en las expresiones


Cap. 11 - 240

dadas en este Capítulo 11, con excepción de los artículos 11.5.4.3., 11.5.6.9., 11.6.3.1., 11.12.3.2. y 11.12.4.8. 11.2.1.1. Cuando se especifique el valor de fct y el hormigón se haya dosificado de acuerdo con el artículo 5.2., el valor 1,8 fct se debe sustituir por f ' c , pero 1,8 fct debe ser siempre menor o igual que

f' c .

11.2.1.2. Cuando el valor de fct no se especifique, todos los valores de

f ' c se deberán

multiplicar por 0,85 para hormigones livianos con arena de densidad normal, y por 0,75 para hormigones con todos sus componentes livianos.

11.3. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN LOS ELEMENTOS NO PRETENSADOS 11.3.1. La resistencia al corte Vc se determinar siguiendo las especificaciones de los artículos 11.3.1.1. a 11.3.1.3., a menos que se realice una determinación más detallada según el artículo 11.3.2. 11.3.1.1. Para elementos sometidos únicamente a corte y flexión Vc debe ser:

Vc =

1 6

f' c

bw

d

(11-3)

11.3.1.2. Para elementos sometidos a compresión axial Vc debe ser :

 Nu Vc = 1 +  14 Ag 

1  6 

f' c

bw

d

(11-4)

donde el cociente Nu / Ag se debe expresar en MPa. 11.3.1.3. Para elementos sometidos a una tracción axial significativa, la armadura de corte se debe dimensionar para que resista el corte total, a menos que se realice un análisis más detallado de acuerdo con el artículo 11.3.2.3. 11.3.2. Este Reglamento permite determinar la resistencia al corte Vu mediante un procedimiento más detallado que se describe en los artículos 11.3.2.1. a 11.3.2.3. inclusive. 11.3.2.1. Para los elementos sometidos únicamente a corte y flexión:

 V d 1 V c =  f ' c + 120 ρ w u  bw . d Mu  7 


≤

0 ,3

f ' c bw d

(11-5)

Cap. 11 - 241

Vu d se debe adoptar siempre ≤ 1,0 , siendo Mu el Mu momento mayorado que actúa simultáneamente con Vu en la sección considerada. En la expresión (11-5), el cociente

11.3.2.2. Para los elementos sometidos a compresión axial se permite utilizar la expresión (11-5) para la determinación de Vc , sustituyendo el valor de Mu por el de Mm , V d obtenido de la expresión (11-6) y el cociente u sin el límite superior de 1,0. Mu

4h − d  M m = M u − Nu   8  

(11-6)

El valor de Vc obtenido debe cumplir la siguiente expresión :

V c ≤ 0 ,3

El cociente

1+

f ' c bw d

0 ,3 N u Ag

(11-7)

Nu se debe expresar en MPa. Ag

Cuando el valor de Mm obtenido de la expresión (11-6) resulte negativo (Mm < 0) el valor de Vc se debe obtener de la expresión (11-7). 11.3.2.3. Para los elementos sometidos a una tracción axial significativa, el valor de Vc se debe determinar por medio de la siguiente expresión.

 0 ,3 N u Vc = 1 +  Ag 

 1   6 

donde Nu es negativo para tracción y el cociente

f ' c bw d ≥ 0

(11-8)

Nu se debe expresar en MPa. Ag

11.3.3. En los elementos de sección circular, el área utilizada para determinar Vc se debe obtener como el producto del diámetro por la altura efectiva de la sección de hormigón. La altura efectiva se puede considerar igual a 0,80 veces el diámetro de la sección de hormigón.


Cap. 11 - 242

11.4. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN ELEMENTOS PRETENSADOS 11.4.1. A menos que se efectúe una determinación más detallada siguiendo los lineamientos del artículo 11.4.2., la resistencia al corte proporcionada por el hormigón, en elementos con una fuerza efectiva de pretensado mayor o igual que el 40% de la resistencia a tracción de la armadura de flexión, se debe determinar con la expresión (11-9).

 f' c Vc =   20 

+5

V u d  bw d Mu  

 1 ≥ 6 f ' c b w d   ≤ 0 , 4 f ' b d c w  

(11-9)

En la expresión (11-9) se debe considerar

Vu d ≤ 1,0 Mu siendo:

Mu

el momento mayorado que se produce en forma simultánea con Vu , en la sección considerada, en N mm.

d

la distancia desde la fibra extrema comprimida hasta el baricentro de la armadura de pretensado, en mm.


Cap. 11 - 243

Figura 11.4.1.

Aplicación de la expresión (11-9) a los elementos pretensados cargados en forma uniforme.

11.4.2. La resistencia al corte Vc se puede determinar de acuerdo con lo indicado en los artículos 11.4.2.1. y 11.4.2.2., donde Vc debe ser el menor valor de los obtenidos entre Vci o Vcw . Los valores Vci y Vcw corresponden a la resistencia nominal al corte, proporcionada por el hormigón, cuando se produce la fisuración diagonal como resultado de la combinación de corte y momento en el caso de Vci , y como resultado de las tensiones principales de tracción excesivas en el alma, en el caso de Vcw (ver la Figura 11.4.2.).


Cap. 11 - 244

Figura 11.4.2. Tipos de fisuración en vigas de hormigón armado. 11.4.2.1. La resistencia al corte Vci se debe determinar con la siguiente expresión:

V ci =

f' c 20

bw d + V d +

V i M cr M máx

≥

1 7

f ' c bw d

(11-10)

siendo:

M cr =

I  f ' c yt  2 

 + f pe − f d   

(11-11)

Los valores de Mmáx y Vi se deben determinar con la combinación de carga que produce el máximo momento en la sección. 11.4.2.2. La resistencia al corte Vcw se debe determinar con la siguiente expresión:

V cw = 0 ,3

( f'

c

)

+ f pc bw d + V p

(11-12)

En forma alternativa, Vcw se puede considerar como el esfuerzo de corte correspondiente a la carga permanente más la sobrecarga que produce una tensión principal de tracción 1 de f ' c , en el eje baricéntrico del elemento, o en la intersección del ala con el alma, 3 cuando el eje baricéntrico se ubica en el ala. En los elementos compuestos, la tensión principal de tracción se debe determinar utilizando la sección transversal que resiste la sobrecarga.


Cap. 11 - 245

11.4.2.3. En las expresiones (11-10) y (11-12), el valor de d a adoptar, debe ser el mayor valor obtenido entre la distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura pretensada y 0,8 h. 11.4.3. En un elemento pretensado, en el cual la sección ubicada a una distancia h/2 de la cara del apoyo está más cerca del extremo del elemento que la longitud de transferencia del acero de pretensado, se debe considerar para la determinación del valor de Vcw ,la reducción de la fuerza de pretensado. Este valor de Vcw expresión (11-9).

también se debe considerar como el valor límite máximo para la

La longitud de transferencia se define como la longitud existente entre el extremo del elemento, donde la tensión en el cable es igual a cero, hasta el punto del cable donde el pretensado es totalmente efectivo. Se debe suponer que la fuerza de pretensado varía linealmente desde cero en el extremo del acero de pretensado hasta un valor máximo que se ubica a una distancia, a partir del extremo del acero de pretensado, igual a la longitud de transferencia que se supone de 50 diámetros para los cordones y de 100 diámetros para los alambres individuales. 11.4.4. Para determinar Vc en los elementos pretensados en los cuales la adherencia no se extiende hasta el extremo del elemento, se debe considerar una reducción del pretensado, de acuerdo con los artículos 11.4.1 ó 11.4.2. El valor de Vcw determinado utilizando el pretensado reducido se debe adoptar también como límite máximo para la expresión (11-9). La fuerza de pretensado, debida a los cables en los que la adherencia no se extienda hasta el extremo del elemento, se puede suponer que varía linealmente desde cero en el punto en que comienza la adherencia hasta un máximo ubicado a una distancia, desde este punto, igual a la longitud de transferencia, la que se supone de 50 diámetros para los cordones y de 100 diámetros para los alambres individuales.

11.5. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR LA ARMADURA CORRESPONDIENTE 11.5.1. Tipos de armadura de corte 11.5.1.1. La armadura de corte puede estar constituida por: a) estribos perpendiculares al eje del elemento b) malla de acero soldada con alambres ubicados perpendicularmente al eje de elemento c) estribos circulares, estribos cerrados y zunchos.


Cap. 11 - 246

Figura 11.5.1.

Tipos de armadura de corte para elementos pretensados y no pretensados

11.5.1.2. Para los elementos no pretensados la armadura de corte puede estar constituida también por: a) estribos que formen un ángulo de 45° o más con la armadura longitudinal de tracción. b) armadura longitudinal con una parte doblada que forme un ángulo de 30° o más con la armadura longitudinal de tracción. c) combinaciones de estribos y armadura longitudinal doblada.


Cap. 11 - 247

Figura 11.5.1.2. Tipos de armadura de corte para elementos no pretensados que completan los tipos descriptos en el artículo 11.5.1.1. 11.5.2. La tensión de fluencia de diseño para la armadura de corte debe ser:

420 MPa en general  fy ≤  500 MPa en el caso de mallas de acero soldadas de alambres conformado s 11.5.3. Con el fin de desarrollar su tensión de fluencia especificada, los estribos y otras barras o alambres utilizados como armadura de corte, se deben prolongar una distancia d desde la fibra comprimida extrema y se deben anclar en ambos extremos del elemento, de acuerdo con lo indicado en el articulo 12.13.


Cap. 11 - 248

11.5.4. Límites para la separación de la armadura de corte 11.5.4.1. La separación s de la armadura de corte ubicada en forma perpendicular al eje del elemento debe ser:

en elementos no pretensado s d / 2   s ≤  ( 3 / 4 ) h en elementos pretensado s   400 mm  11.5.4.2. Los estribos inclinados y la armadura longitudinal doblada deben estar separados de manera tal que cada línea a 45° que se prolongue hacia la reacción, desde la mitad de la altura del elemento, d/2, hasta la armadura longitudinal de tracción, debe estar cruzada, como mínimo, por una línea de armadura de corte.

1 f ' c bw d , las separaciones máximas dadas en los artículos 3 11.5.4.1. y 11.5.4.2., se deben reducir a la mitad.

11.5.4.3. Cuando V s >

11.5.5. Armadura mínima de corte 11.5.5.1. Cuando el esfuerzo de corte mayorado Vu es mayor que la mitad de la resistencia al corte proporcionada por el hormigón, φ Vc , se debe colocar un área mínima de armadura de corte en todo elemento de hormigón armado, pretensado y no pretensado, solicitado a flexión, excepto en el caso de:

a) losas y zapatas, b) losas nervuradas de hormigón, definidas en el artículo 8.11. c) vigas cuya altura total h sea: 250 mm   h ≤ máximo valor de 2 ,5 el espesor del ala  0 ,5 el ancho del alma 11.5.5.2. Los requisitos mínimos especificados en el artículo 11.5.5.1. para la armadura de corte, pueden ser ignorados si se demuestra, mediante ensayos, que la resistencia nominal requerida por flexión y por corte se puede desarrollar si se suprime la armadura de corte.

Estos ensayos deben simular los efectos derivados de los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción y los cambios de temperatura, los que se deben sustentar en una evaluación realista de la ocurrencia de los mismos en condiciones de servicio.


Cap. 11 - 249

11.5.5.3. Cuando se requiera armadura de corte de acuerdo con el artículo 11.5.5.1., o por resistencia, y cuando de acuerdo con el artículo 11.6.1. se permita no tener en cuenta la torsión, el área mínima de armadura de corte para los elementos pretensados (con excepción de lo establecido en el artículo 11.5.5.4.) y no pretensados, se debe determinar de acuerdo con la siguiente expresión:

Av =

1 16

bw s ≥ 0 ,33 fy

f' c

bw s fy

(11-13)

11.5.5.4. Para los elementos pretensados con una fuerza de pretensado efectiva mayor o igual que el 40% de la resistencia a la tracción de la armadura de flexión, el área de la armadura de corte debe ser mayor o igual que el menor valor de Av dado por las expresiones (11-13) y (11-14):

Av =

Aps f pu s 80 f y d

d bw

(11-14)

11.5.6. Determinación de la armadura de corte 11.5.6.1. Cuando el esfuerzo de corte mayorado Vu es mayor que la resistencia al corte φ Vc , la armadura de corte se debe determinar de acuerdo con las expresiones (11-1) y (11-2), donde la resistencia nominal al corte Vs se debe determinar de acuerdo con los artículos 11.5.6.2. al 11.5.6.9. inclusive. 11.5.6.2. Cuando se utilice armadura de corte perpendicular al eje del elemento, se debe determinar con la siguiente expresión:

Vs =

Av f y d s

Vs

(11-15)

siendo: Av

el área de la armadura de corte existente en una distancia s.

11.5.6.3. Cuando se utilicen como armadura de corte, estribos circulares, estribos cerrados o zunchos, el valor de Vs se debe determinar con la expresión (11-15), en la cual:

d

debe ser igual a la altura efectiva definida en el artículo 11.3.3.

Av

debe ser igual a dos (2) veces el área de la barra o alambre que constituye el estribo circular, el estribo cerrado, o el zuncho con una separación s.

fy h

la tensión de fluencia especificada del estribo circular, del estribo cerrado o del zuncho.


Cap. 11 - 250

11.5.6.4. Cuando se utilicen estribos inclinados como armadura de corte, el valor de Vs se debe determinar con la siguiente expresión:

Vs =

Av f y (sen α + cos α ) d s

(11-16)

11.5.6.5. Cuando la armadura de corte esté constituida por una barra o alambre individual, o por un solo grupo de barras o alambres paralelos, todos doblados a la misma distancia del apoyo, el valor Vs se debe determinar con la siguiente expresión:

V s = Av f y sen α

≤

1 4

f ' c bw d

(11-17)

11.5.6.6. Cuando la armadura de corte esté constituida por una serie de barras o alambres paralelos doblados, o grupos de barras o alambres paralelos doblados a diferentes distancias del apoyo, la resistencia nominal al corte Vs se debe determinar con la expresión (11-16). 11.5.6.7. Para la armadura de corte sólo se deben considerar como efectivas, las 3/4 partes centrales del tramo inclinado de cualquier barra o alambre longitudinal doblado. 11.5.6.8. Cuando se utilice más de un tipo de armadura de corte para armar el mismo tramo de un elemento, la resistencia nominal al corte se debe calcular como la suma de los valores de Vs , determinados para los diversos tipos de armadura de corte. 11.5.6.9. La resistencia nominal al corte Vs , se debe considerar en todos los casos:

2 3

Vs ≤

f ' c bw d

11.6. DIMENSIONAMIENTO A TORSIÓN 11.6.1. Torsión crítica

Este Reglamento permite ignorar el efecto de la torsión cuando el momento torsor mayorado, Tu , resulte menor que: a) en elementos no pretensados: Tu


<

1 φ 12

f' c

Acp

2

p cp

Cap. 11 - 251

b) en elementos pretensados: Tu

<

1 φ 12

f' c

Acp

2

p cp

1+

3 f cp f' c

c) en elementos no pretensados, solicitados por una fuerza de tracción o compresión axial: Tu

<

1 φ 12

f' c

 Acp 2   p cp 

   

1+

3 Nu Ag

f' c

q

Ao =

2 Acp 3

Ao

(b) área total encerrada por la trayectoria del flujo de corte, Ao

Figura 11.6. Ejemplo de una viga sometida a torsión que se idealiza como un tubo de pared delgada (a) en el que no se considera el núcleo de hormigón de la sección transversal de la viga maciza, siendo Ao el área total encerrada por la trayectoria del flujo de corte.


Cap. 11 - 252

Figura 11.6.1. Efectos de la torsión en elementos de hormigón armado; a) torsión primaria o de equilibrio en una losa en voladizo; b) torsión secundaria o de compatibilidad en una viga de borde; c) momentos en las losas si la viga de borde es rígida a torsión; d) momentos en las losas si la viga de borde es flexible a torsión.


Cap. 11 - 253

Para elementos hormigonados en forma monolítica con una losa, el ancho del ala en voladizo utilizado para determinar Acp y pcp , debe cumplir con las especificaciones del artículo 13.2.4. Para el caso de secciones huecas, se debe utilizar el valor de Ag en lugar del valor de Acp en las expresiones del artículo 11.6.1., y los límites exteriores de la sección deben verificar las especificaciones del artículo 13.2.4. 11.6.1.1. Para elementos aislados que poseen alas, y para elementos hormigonados en forma monolítica con una losa, el ancho del ala en voladizo utilizado para determinar el valor de Acp y pcp debe cumplir con las especificaciones del artículo 13.2.4., excepto que 2 Acp , determinado para las alas en voladizo se deben despreciar cuando el parámetro p cp

una viga con alas, resulte menor que el determinado para la misma viga sin considerar las alas. 11.6.2. Determinación del momento torsor mayorado Tu 11.6.2.1. Cuando en un elemento se necesite el momento torsor mayorado para mantener el equilibrio, y su valor supere el mínimo establecido en el artículo 11.6.1., el elemento se debe dimensionar para soportar dicho momento torsor de acuerdo con los artículos 11.6.3. a 11.6.6. inclusive.

Figura 11.6.2.1. Ejemplo de momento torsor de diseño que el Reglamento no permite reducir (ver el artículo 11.6.2.1.)

11.6.2.2. En una estructura estáticamente indeterminada, en la cual se puede producir una reducción del momento torsor en un elemento, debido a la redistribución de las fuerzas internas después de la fisuración, se permite reducir el máximo momento torsor mayorado Tu , a los valores dados en a), b), o c), según corresponda:


Cap. 11 - 254

a) en los elementos no pretensados, en las secciones indicadas en el artículo 11.6.2.4.: Tu =

1 φ 3

f' c

Acp

2

p cp

b) en los elementos pretensados, en las secciones indicadas en el artículo 11.6.2.5.:

1 Tu = φ 3

f' c

Acp

2

p cp

1+

3 f cp f' c

c) en los elementos no pretensados solicitados por una fuerza de tracción o compresión axial:

Tu =

1 φ 3

f' c

Acp

2

p cp

1+

3 Nu Ag

f' c

En los puntos a), b) o c), los momentos flexores y las fuerzas de corte obtenidos luego de la redistribución en los elementos adyacentes, se pueden utilizar en el diseño de dichos elementos. En las secciones huecas, el valor de Acp no se debe reemplazar por el de Ag en las expresiones del artículo 11.6.2.2.

El momento torsor de diseño en esta viga de borde se puede reducir debido a que es posible la redistribuición de momentos

Figura 11.6.2.2. Ejemplo de momento torsor de diseño que se puede reducir. (ver el artículo 11.6.2.2.)


Cap. 11 - 255

11.6.2.3. Los momentos torsores provenientes de la losa se pueden considerar como uniformemente distribuidos a lo largo de la viga, a menos que se determinen por medio de un análisis más exacto. 11.6.2.4. En los elementos no pretensados, las secciones ubicadas a una distancia menor que d medida desde la cara del apoyo, se deben dimensionar, como mínimo, para la torsión Tu determinada a una distancia h/2 desde la cara del apoyo. Si hubiera un momento torsor concentrado dentro de dicha distancia, la sección crítica de diseño debe ser la correspondiente a la cara del apoyo. 11.6.2.5. En los elementos pretensados, las secciones ubicadas a una distancia menor que h/2 , medida desde la cara del apoyo, se deben dimensionar como mínimo, para la torsión Tu calculada a la distancia h/2 desde la cara del apoyo. Si hubiera un momento torsor concentrado dentro de dicha distancia, la sección crítica de diseño debe ser la correspondiente a la cara del apoyo. 11.6.3. Resistencia al momento torsor 11.6.3.1. Las dimensiones de la sección transversal deben ser tales que se cumplan las siguientes expresiones:

a) en secciones macizas:

 Vu     bw d 

2

+

 Tu p h   1,7 A 2 oh 

   

2

 Vc 2 + b d 3  w

φ 

≤

 f ' c  

(11-18)

b) en secciones huecas:

 Vu    +  bw d 

 Tu p h   1,7 A 2 oh 


   

≤

 Vc 2 + 3  bw d

φ 

 f ' c  

(11-19)

Cap. 11 - 256

Figura 11.6.3.1. Suma de las tensiones de corte y de torsión en secciones huecas y macizas

11.6.3.2. Si el espesor de la pared varía a lo largo del perímetro de una sección hueca, la expresión (11-19) se debe evaluar en la ubicación para la cual la parte izquierda de la expresión (11-19) sea máxima, o sea para el valor máximo de:  V u   +   bw d 

 Tu p h   1,7 A 2 oh 

   

Aoh , el segundo término de la parte izquierda ph de la expresión (11-19) se debe reemplazar por

11.6.3.3. Si el espesor de la pared es t <

 Tu   1,7 Aoh


  t

Cap. 11 - 257

siendo: t

el espesor de la pared de la sección hueca, en la ubicación en la cual se verifican las tensiones.

11.6.3.4. La tensión de fluencia de diseño de la armadura no tesa de torsión debe ser ≤ 420 MPa. 11.6.3.5. La armadura necesaria de torsión se debe determinar de acuerdo con la siguiente expresión:

φ Tn ≥ Tu

(11-20)

11.6.3.6. La armadura transversal por torsión se debe diseñar de acuerdo con la siguiente expresión:

Tn =

2 Ao At f yv s

cot g θ

(11-21)

siendo: Ao

el área total encerrada por la trayectoria del flujo de corte que se debe determinar por análisis, excepto que se adopte Ao = 0,85 Aoh.

θ

el ángulo de las diagonales comprimidas en la analogía del reticulado espacial para torsión, que se debe adoptar mayor o igual que 30° y menor o igual que 60° . (30° ≤ θ ≤ 60°). A los fines de su utilización en la expresión (11-21) se puede adoptar: a) θ = 45°

en los elementos no pretensados o en elementos pretensados con valores menores a los establecidos en el punto b).

b) θ = 37,5°

en elementos pretensados con una fuerza efectiva de pretensado mayor que el 40% de la resistencia a tracción de la armadura longitudinal.


Cap. 11 - 258

Figura 11.6.3.6.a) Analogía del reticulado espacial para torsión

Figura 11.6.3.6. b) Definición de Aoh. 11.6.3.7. La armadura longitudinal adicional requerida por torsión debe ser:

Al =

At s

 f yv ph   f yl 

  cotg 2θ  

(11-22)

donde θ debe tener el mismo valor utilizado en la expresión (11-21) y el cociente At /s debe ser utilizado con el mismo valor que en la expresión (11-21), sin las modificaciones permitidas en los artículos 11.6.5.2. ó 11.6.5.3.


Cap. 11 - 259

Figura 11.6.3.7.

Descomposición de la fuerza de corte Vi en una fuerza de compresión Di y una fuerza de tracción axial Ni en una de las paredes del tubo.

11.6.3.8. A la armadura requerida por torsión se le debe adicionar la armadura requerida para resistir el esfuerzo de corte, el momento flexor y el esfuerzo axial, que actúan en combinación con la torsión.

Para la colocación y separación de esta armadura se deben verificar las condiciones más exigentes que se han fijado en este Reglamento. 11.6.3.9. El área de la armadura longitudinal por torsión se puede reducir en la zona comprimida por flexión, en un valor igual a la expresión

Mu . 0 ,9 d f yl

siendo: Mu

el momento mayorado que actúa en la sección, en combinación con Tu , pero el valor de la armadura adoptada debe ser mayor o igual que el valor especificado en los artículos 11.6.5.3. ó 11.6.6.2.

11.6.3.10. En las vigas pretensadas se debe cumplir que:

a) el total de la armadura longitudinal, incluyendo el acero de pretensado, debe resistir en cada sección, el momento flexor mayorado en dicha sección, más una fuerza de tracción longitudinal concéntrica adicional, igual a Al f yl , determinada con el valor de la torsión mayorada en esa sección, y b) la separación de la armadura longitudinal, incluyendo los cables, debe cumplir con las exigencias del artículo 11.6.6.2.


Cap. 11 - 260

11.6.3.11. En las vigas pretensadas, el área de la armadura longitudinal de torsión, se puede reducir en la zona de compresión por flexión, a valores menores que los establecidos en el artículo 11.6.3.10., de acuerdo con las indicaciones del artículo 11.6.3.9. 11.6.4. Detalles de la armadura de torsión 11.6.4.1. La armadura de torsión puede estar constituida por barras o alambres longitudinales, o cables, y por una o más de las siguientes combinaciones de armaduras:

a) estribos cerrados perpendiculares al eje del elemento, b) malla de acero soldada dispuesta en forma de jaula cerrada, con sus alambres transversales ubicados en forma perpendicular al eje del elemento, c) armadura en forma de zunchos en las vigas no pretensadas.

Figura 11.6.4. Estribos y armadura longitudinal de torsión a) viga principal con alas hacia un solo lado; b) viga interior; c) viga rectangular aislada; d) viga principal ancha; e) viga T con armadura a torsión en las alas.


Cap. 11 - 261

11.6.4.2. La armadura transversal de torsión debe estar anclada por alguna de las siguientes opciones:

a) con un gancho a 135° alrededor de una barra o alambre longitudinal, b) con anclajes que cumplan las especificaciones de los artículos 12.13.2.1., 12.13.2.2. ó 12.3.2.3., en las zonas donde el hormigón que rodea al anclaje está protegido contra el descascaramiento mediante un ala, una losa o un elemento similar.

Figura 11.6.4.2. Descascaramiento en las esquinas de vigas solicitadas a torsión 11.6.4.3. La armadura longitudinal de torsión debe ser anclada en ambos extremos del elemento. 11.6.4.4. En las secciones huecas solicitadas a torsión, la distancia desde el eje de la armadura transversal de torsión, hasta la cara interior de la pared de la sección hueca, Aoh . debe ser ≥ 0 ,5 ph


Cap. 11 - 262

11.6.5. Armadura mínima de torsión 11.6.5.1. En toda zona donde el momento torsor mayorado Tu , supere el valor establecido en el artículo 11.6.1., se debe colocar un área mínima de armadura de torsión. 11.6.5.2. Cuando sea necesario colocar armadura de torsión, de acuerdo con el artículo 11.6.5.1., el área mínima de los estribos cerrados se debe determinar de acuerdo con la siguiente expresión:

(A

v

+ 2 At ) =

1 f' c 16

bw s 0 ,33 bw s ≥ f yv f yv

(11-23)

11.6.5.3. Cuando sea necesario colocar armadura de torsión de acuerdo con el artículo 11.6.5.1., el área mínima total de la armadura longitudinal de torsión, se debe determinar con la siguiente expresión:

Al , mín =

5

f' c 12

Acp f yl

−

 At   s

f yv   p h f yl 

(11-24)

siendo: At 1 bw ≥ s 6 f yv

11.6.6. Separación de la armadura de torsión 11.6.6.1. La separación s de la armadura transversal de torsión, no debe exceder el menor de los valores indicados a continuación:

 ph  8  s ≤   300 mm   11.6.6.2. La armadura longitudinal de torsión debe estar distribuida a lo largo del perímetro del estribo cerrado, con una separación máxima de 300 mm. Las barras o alambres longitudinales, o los cables, deben estar ubicados dentro de los estribos con, al menos, una barra o alambre longitudinal, o un cable, en cada esquina de los estribos.


Cap. 11 - 263

Las barras o alambres longitudinales deben tener un diámetro ds tal que:

ds

 s  24  ≥   10 mm  

siendo s la separación de los estribos. 11.6.6.3. La armadura de torsión se debe prolongar, como mínimo, una (bt + d) más allá del punto en el que ya no es teóricamente necesaria.

distancia

11.7. CORTE POR FRICCIÓN 11.7.1. El artículo 11.7. se debe aplicar cuando resulte necesario considerar la transmisión del esfuerzo de corte a través de un plano dado, como por ejemplo, una fisura existente o potencial, una superficie de contacto entre materiales diferentes o una superficie de contacto entre dos hormigones colocados en distintas etapas.

Figura 11.7.1. Aplicaciones del concepto de corte por fricción.


Cap. 11 - 264

11.7.2. El dimensionamiento de las secciones transversales sujetas a la transmisión del esfuerzo de corte, por medio de alguno de los mecanismos descriptos en el artículo 11.7.1., se debe realizar utilizando la expresión (11-1), donde Vn se debe determinar de acuerdo con los artículos 11.7.3. ó 11.7.4. 11.7.3. A los fines del artículo 11.7.2., se debe suponer que se produce una fisura a lo largo del plano de corte considerado. El área requerida de armadura de corte por fricción Avf , a través del plano de corte, se debe diseñar de acuerdo con el artículo 11.7.4., o mediante cualquier otro método de transferencia del esfuerzo de corte , concordante con los resultados de ensayos experimentales representativos.

Figura 11.7.3. Idealización del concepto de corte por fricción. 11.7.3.1. Las disposiciones indicadas en los artículos 11.7.5. hasta 11.7.10. inclusive, se deben aplicar para todos los cálculos de resistencia a corte por fricción. 11.7.4. Método de diseño para corte por fricción 11.7.4.1. Cuando la armadura de corte por fricción, Avf , se ubique en forma perpendicular al plano de corte, la resistencia al corte Vn , se debe determinar mediante la expresión (11-25):


Cap. 11 - 265

Vn = Avf fy µ

(11-25)

siendo:

µ

el coeficiente de fricción de acuerdo con el artículo 11.7.4.3.

11.7.4.2. Cuando la armadura de corte por fricción esté inclinada con respecto al plano de corte, de manera tal que el esfuerzo de corte produzca tracción en la armadura de corte por fricción, la resistencia al corte Vn se debe determinar con la siguiente expresión:

V n = Avf f y ( µ sen α f + cos α f )

(11-26)

siendo:

αf

el ángulo entre la armadura de corte por fricción y el plano de corte.

Figura 11.7.4.2.a). Armadura de corte por fricción avf ubicada con respecto a la fisura supuesta en un ángulo αf .


Cap. 11 - 266

Figura 11.7.4.2.b). Idealización de la armadura de corte por fricción inclinada un ángulo αf . 11.7.4.3. El coeficiente de fricción µ , a utilizar en las expresiones (11-25) y (11-26), debe ser según el tipo de hormigón:

Tipo de hormigón

µ

Hormigón colocado monolíticamente

1,4 λ

Hormigón colocado sobre hormigón endurecido con la superficie intencionalmente rugosa como se especifica en el artículo 11.7.9.

1,0 λ

Hormigón colocado sobre hormigón endurecido con la superficie no intencionalmente rugosa Hormigón anclado a placas o perfiles de acero estructural, mediante pasadores con cabeza, o barras de armadura (ver el artículo 11.7.10.)

0,6 λ

0,7 λ

λ es igual a 1,0 para hormigón de densidad normal y menor que 1,0 para hormigón liviano, material que será objeto de un Reglamento CIRSOC específico.


Cap. 11 - 267

11.7.5. La resistencia al corte Vn debe ser:

 0 ,2 f ' c Ac  Vn ≤   5 ,5 Ac (en N )

siendo: Ac

el área de la sección de hormigón que resiste la transferencia del corte.

11.7.6. La tensión de fluencia de diseño de la armadura de corte por fricción debe ser ≤ 420 MPa. 11.7.7. La tracción neta a través del plano de corte debe ser resistida mediante armadura adicional.

Para la determinación de la armadura requerida de corte por fricción Avf , se podrá considerar la compresión neta permanente a través del plano de corte, como un esfuerzo adicional al esfuerzo proporcionado por la armadura de corte por fricción Avf fy . 11.7.8. La armadura de corte por fricción se debe colocar a lo largo del plano de corte, y se debe anclar para desarrollar la tensión de fluencia especificada, a ambos lados del plano, mediante la correspondiente longitud de anclaje en el hormigón, ganchos o soldadura a dispositivos especiales. 11.7.9. A los fines de la aplicación del artículo 11.7., cuando se hormigona sobre un hormigón previamente endurecido, la superficie de contacto, donde se produce la transferencia del corte, debe estar limpia y libre de lechada .

Cuando µ se supone igual a 1,0 λ, la superficie de contacto se debe hacer rugosa en forma intencional, con una profundidad de 5 mm aproximadamente. 11.7.10. Cuando el corte se transfiere entre el hormigón y placas o perfiles de acero estructural utilizando pasadores o barras de armadura soldadas, el acero debe estar limpio y libre de pintura.


Cap. 11 - 268

Figura 11.7.10. Armadura de corte constituida por pasadores con cabeza.

11.8. VIGAS DE GRAN ALTURA 11.8.1. Las especificaciones del artículo 11.8.1. se deben aplicar a:

los elementos que presenten luces libres, ln , (medida entre bordes de apoyo), iguales o menores que 4 veces la altura total del elemento h, o sea ln /h ≤ 4, las zonas de las vigas cargadas con cargas concentradas, ubicadas a una distancia a menor o igual que 2 veces la altura h del elemento (a ≤ 2h), desde el apoyo que está cargado en una cara y soportado por la cara contraria, de manera tal que se puedan desarrollar bielas de compresión entre las cargas y los apoyos. Ver también el artículo 12.10.6.


Cap. 11 - 269

Figura 11.8.1. Ejemplo de viga de gran altura sometida a cargas concentradas. a) cargas, reacciones y esfuerzos internos; b) sección transversal; c) armadura. 11.8.2. Las vigas de gran altura se deben diseñar utilizando cualquiera de los métodos de análisis no lineales, que se permiten en el artículo 10.7.1. o en el Apéndice A. 11.8.3. La resistencia nominal al corte Vn , para vigas de gran altura, debe ser menor o 5 f ' c bw d , o sea igual que 6

Vn ≤

5 6

f ' c bw d

(11-27)

11.8.4. El área de la armadura de corte perpendicular a la luz del tramo, Av , debe ser mayor o igual que 0,0025 bw s , y el valor de s debe ser menor o igual que d/5 ó 300 mm. 11.8.5. El área de la armadura de corte paralela a la luz del tramo, Avh debe ser mayor que 0,0015 bw s2 y el valor de s2 deberá ser menor que d/5 ó 300 mm. 11.8.6. Este Reglamento permite colocar armadura que verifique las especificaciones del artículo A.3.3. (Anexo A), en lugar de colocar la armadura mínima horizontal y vertical especificada en los artículos 11.8.4. y 11.8.5.


Cap. 11 - 270

Figura 11.8.6.a). Viga de gran altura cargada en el centro. a) trayectoria de los esfuerzos; b) modelo de armadura; c) modelo de armadura simplificado.


Cap. 11 - 271

Puntal principal

Figura 11.8.6.b). Modelos de armadura para vigas de gran altura. a) viga sin estribos; b) viga con estribos.

11.9. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA MÉNSULAS CORTAS 11.9.1. Las ménsulas cortas, con una relación entre la luz de corte a y la altura d del a < 2 , se elemento, (medida como se indica en la figura 11.9.1., menor que 2, o sea d pueden diseñar con las especificaciones del Apéndice A.


Cap. 11 - 272

Para el caso de las ménsulas cortas que presenten las características que se describen a continuación: a) una relación

a d

≤ 1; y

b) que estén sujetas a una fuerza de tracción horizontal N uc ≤ Vu se deben utilizar las especificaciones dadas en los artículos 11.9.3. y 11.9.4. Las prescripciones de los artículos 11.9.2., 11.9.3.2.1., 11.9.3.2.2., 11.9.5., 11.9.6. y 11.9.7. se deben aplicar al diseño de ménsulas cortas. La distancia d se debe medir en la cara del apoyo.

Figura 11.9.1. Comportamiento estructural de un ménsula. 11.9.2. La altura en el borde exterior del área de apoyo debe ser mayor o igual que 1/2 d.


Cap. 11 - 273

Figura 11.9.2. Simbología utilizada en el artículo 11.9. 11.9.3. La sección en la cara del apoyo se debe diseñar para resistir en forma simultánea, un esfuerzo de corte Vu , un momento [Vu . a + N uc (h − d )] , y un esfuerzo de tracción horizontal Nuc . 11.9.3.1. En todas las determinaciones que se realicen para el diseño, de acuerdo con el artículo 11.9., el factor de reducción de resistencia φ se debe adoptar igual a 0,75 , (φ = 0,75). 11.9.3.2. El diseño de la armadura de corte por fricción Avf , para resistir un esfuerzo de corte Vu, debe cumplir con las especificaciones del artículo 11.7. 11.9.3.2.1. Para los hormigones de densidad normal, la resistencia al corte, Vn , en N, debe ser :

 0 ,2 f ' c bw d  Vn ≤   5 ,5 bw d 11.9.3.3. La armadura Af , para resistir el momento [V u a + N uc (h − d )] se debe determinar de acuerdo con los artículos 10.2. y 10.3. 11.9.3.4. La armadura An para resistir el esfuerzo de tracción Nuc, se debe determinar por medio de la expresión Nuc ≤ φ An fy , en la cual el valor de Nuc se debe adoptar


Cap. 11 - 274

mayor o igual que 0,2 Vu , (Nuc ≥ 0,2 Vu ), a menos que se adopten disposiciones especiales para los esfuerzos de tracción. El esfuerzo de tracción Nuc se debe considerar como una sobrecarga, aún cuando se origine por fluencia lenta, contracción o variaciones de temperatura. 11.9.3.5. El área de la armadura principal de tracción, As , debe ser igual al mayor valor obtenido de las siguientes expresiones:

  Af + An  As igual al mayor valor obtenido entre:   2 Avf + An   3 11.9.4. En forma paralela a As, se deben colocar estribos cerrados, con un área total Ah ≥ 0,5 (As – An), distribuidos en forma uniforme dentro de los dos tercios (2/3) de la altura efectiva adyacente a As. 11.9.5. La cuantía ρ =

As debe ser mayor o igual que 0,04 (f’c /fy ), o sea: bd

ρ ≥ 0 ,04

f' c fy

11.9.6. En la cara frontal de una ménsula corta, la armadura principal de tracción, As , se debe anclar de acuerdo con uno de los siguientes métodos:

a) soldadura estructural a una barra transversal de, como mínimo, el mismo diámetro. La soldadura se debe diseñar para desarrollar la tensión de fluencia especificada fy de las barras As . b) el doblado de las barras principales de la armadura de tracción, As , para formar un bucle horizontal o, c) algún otro medio de anclaje efectivo. 11.9.7. El área de apoyo de la carga sobre una ménsula corta, no se debe prolongar más allá de la zona recta donde se ubican las barras principales de tracción As , ni de la cara interior de la barra transversal de anclaje, cuando ésta exista.


Cap. 11 - 275

11.10. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA TABIQUES 11.10.1. La determinación de los esfuerzos de corte, perpendiculares a la cara del tabique, se deben realizar de acuerdo con las prescripciones que, en el artículo 11.12., se indican para losas.

La determinación de los esfuerzos de corte, horizontales en el plano del tabique, se deben realizar de acuerdo con las disposiciones de los artículos 11.10.2. a 11.10.9. inclusive. En forma alternativa, el Reglamento permite utilizar para el diseño de aquellos tabiques cuya altura sea menor o igual que 2 veces la longitud del tabique, el Apéndice A y los artículos 11.10.9.2. a 11.10.9.5.

Figura 11.10. Ejemplo de un edificio con tabiques estructurales sometidos a cargas horizontales: a) piso típico; b) elevación; c) elevación lateral (adoptado de la referencia 7.19.) 11.10.2. La determinación de la sección horizontal de corte en el plano del tabique, se debe realizar de acuerdo con las expresiones (11-1) y (11-2), en las cuales el valor de la resistencia al corte proporcionada por el hormigón, Vc , se debe determinar de acuerdo con los artículos 11.10.5. u 11.10.6., y el valor de la resistencia al corte Vs, de acuerdo con el artículo 11.10.9.


Cap. 11 - 276

11.10.3. La resistencia al corte Vn en el plano del tabique, en cualquier sección horizontal, debe ser:

Vn ≤

5 6

f' c h d

11.10.4. Para la determinación de los esfuerzos de corte en el plano del tabique se debe adoptar el valor d = 0,8 lw Se permite utilizar un valor de d mayor que el indicado, e igual a la distancia desde la fibra comprimida extrema hasta la resultante de las fuerzas de toda la armadura traccionada, siempre que la ubicación de la resultante se determine por un análisis de compatibilidad de las deformaciones. 11.10.5. A menos que se realice un determinación más detallada, de acuerdo con el artículo 11.10.6., la resistencia al corte Vc, debe tener los siguientes valores límites:

Vc

    ≤    

1 6

f ' c h d para tabiques con N u en compresión

1 6

 0 ,3 N u f ' c h d 1 +  Ag 

  para tabiques con N u en tracción (ver el artículo 11.3.2.3)  

11.10.6. Para la resistencia al corte Vc se debe adoptar el menor valor de los obtenidos de la aplicación de las expresiones (11-29) y (11-30):

Vc =

1 4

f' c h d

+

Nu d 4 lw

(11-29)

ó   1 V c =  2  

 Nu    l w  f ' c + 2 l w h   h d  f' c +  10 Mu l − w  Vu 2 

(11-30)

donde el valor de Nu es negativo para tracción. M l Cuando el valor de la expresión  u − w 2  Vu expresión (11-30).


  resulte negativo, no se debe aplicar la 

Cap. 11 - 277

11.10.7. Las secciones ubicadas a una distancia de la base del tabique menor que el menor valor obtenido entre lw / 2 o hw /2, se pueden dimensionar con el valor de Vc determinado a esa distancia.

Vc 2 se debe colocar en el tabique una armadura de acuerdo con las especificaciones del artículo 11.10.9. ó del Capítulo 14. 11.10.8. Cuando el esfuerzo de corte mayorado Vu , verifique la expresión Vu ≤ φ

Cuando se verifique que Vu > φ

Vc

, la armadura del tabique para resistir el corte, se 2 debe disponer de acuerdo con lo especificado en el artículo 11.10.9. 11.10.9. Diseño de la armadura de corte para tabiques

11.10.9.1. Cuando el esfuerzo de corte mayorado Vu verifique que Vu > φ Vc se debe colocar una armadura de corte horizontal que satisfaga las expresiones (11-1) y (11-2) donde el valor de la resistencia al corte Vs se debe determinar con la siguiente expresión:

Vs =

Av f y d

(11-31)

s2

siendo: Av

el área de la armadura de corte horizontal comprendida en una distancia s2 .

d

la distancia indicada en el artículo 11.10.4.

La armadura de corte vertical se debe colocar de acuerdo con lo establecido en el artículo 11.10.9.4. 11.10.9.2. La cuantía ρh , definida como la relación entre el área de armadura de corte horizontal y el área de la sección vertical total de la sección debe ser ≥ 0,0025 (ρh ≥ 0,0025). 11.10.9.3. La separación de la armadura de corte horizontal, s2 , debe ser menor o igual que:

s2


    ≤     

1 lw 5 3h 500 mm

Cap. 11 - 278

11.10.9.4. La cuantía ρn , definida como la relación entre el área de la armadura de corte vertical y el área de la sección horizontal total del hormigón, debe ser mayor o igual que:

 0 ,0025 + 0 ,5  ρn ≥  0 ,0025  

 h  2 ,5 − w lw 

  (ρ h − 0 ,0025 ) 

(11-32)

pero no es necesario que sea mayor que la armadura de corte horizontal requerida. 11.10.9.5. La separación de la armadura de corte vertical, s1 , debe ser menor o igual que:

s1

    ≤     

1 lw 3 3h 500 mm

11.11. TRANSMISIÓN DE LOS MOMENTOS A LAS COLUMNAS 11.11.1. Cuando tanto las cargas gravitatorias, como las debidas a viento, sismo, u otras cargas laterales, produzcan transmisión de momentos a las columnas, el corte resultante de esta transmisión se debe considerar en la determinación de la armadura transversal de las columnas. 11.11.2. Excepto en el caso de nudos de pórtico que estén confinados en sus cuatro lados por vigas o losas de aproximadamente igual altura, los nudos tendrán una armadura transversal mayor o igual que la requerida por la expresión (11-13) dentro de la columna, hasta una profundidad mayor o igual que la del elemento de mayor altura que se aportique en el nudo. Ver también el artículo 7.9.

11.12. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA LOSAS Y ZAPATAS 11.12.1. La resistencia al corte de las losas y zapatas, en la cercanía de columnas, cargas concentradas o reacciones, está gobernada por la más severa de las dos condiciones que se describen en los artículos 11.12.1.1 y 11.12.1.2.: 11.12.1.1. Comportamiento como viga, donde cada una de las secciones críticas que se van a investigar se extienden en un plano a través del ancho total.


Cap. 11 - 279

Para este comportamiento las losas o zapatas se deben dimensionar de acuerdo con los artículos 11.1. a 11.5. inclusive. 11.12.1.2. Comportamiento en dos direcciones, donde cada una de las secciones críticas que se van a investigar, se deben definir de modo tal que el valor del perímetro bo sea un mínimo, sin necesidad de que éste se aproxime a una distancia menor que d/2 de:

a) los bordes o las esquinas de las columnas, cargas concentradas, o superficies de reacción, o b) los cambios en la altura de la losa, tales como los bordes de capiteles y ábacos. Para este comportamiento, las losas o zapatas se deben dimensionar de acuerdo con los artículos 11.12.2. a 11.12.65. inclusive. 11.12.1.3. Para columnas, cargas concentradas o superficies de reacción, cuadradas o rectangulares, se permite considerar que la sección crítica analizada tiene cuatro lados rectos. 11.12.2. El dimensionamiento de una losa o de una zapata con comportamiento en dos direcciones se debe realizar utilizando las expresiones (11-1) y (11-2).

El valor de Vc se debe determinar de acuerdo con los artículos 11.12.2.1., 11.12.2.2. u 11.12.3.1., y el valor de Vs , de acuerdo con los lineamientos establecidos en el artículo 11.12.3. Para losas con conectores de corte, el valor de Vn se debe determinar de acuerdo con el artículo 11.12.4. Cuando el momento se transfiere entre una losa y una columna, se debe aplicar el artículo 11.12.6. 11.12.2.1. Para losas y zapatas no pretensadas, el valor de Vc debe ser el menor valor obtenido entre las expresiones a), b) o c):

a)

 2   V c =  1 + β c  

f ' c bo d 6

(11-33)

siendo:

βc

la relación entre el lado mayor y el lado menor de la columna, de la carga concentrada, o de la superficie de introducción de la reacción.


Cap. 11 - 280

b)

 α d  + 2  V c =  s  bo 

f ' c bo d 12

(11-34)

siendo:

αs

una constante que se utiliza para determinar Vc y cuyo valor es: 40 para columnas interiores 

α s = 30 para columnas de borde

20 para columnas de esquina

c)

Vc =

f ' c bo d

(11-35)

3

Figura 11.12.2. Valores de βc para un área de carga no rectangular. 11.12.2.2. Para la verificación al corte en la zona de transmisión de la carga de las columnas a las losas y zapatas pretensadas en dos direcciones, que cumplen con los requisitos establecidos en el artículo 18.9.3., se permite utilizar la expresión (11-36)


Cap. 11 - 281

siempre que se verifique el cumplimiento de las condiciones que se establecen a continuación de la mencionada expresión:

(

V c = β p . f ' c + 0 ,3 f pc

)b

o

d + Vp

(11-36)

siendo:

βp

el menor valor que se obtiene entre:

αs βp =

d + 1,5 bo 12

β p = 0 ,29 αs

la constante que se utilice para determinar Vc y cuyo valor es:

40 para columnas interiores 

α s = 30 para columnas de borde

20 para columnas de esquina

bo

el perímetro de la sección crítica definido en el artículo 11.12.1.2.

fpc

el valor promedio de fpc para las dos direcciones.

Vp

la componente vertical de todas las fuerzas efectivas de pretensado que cruzan la sección crítica.

Las condiciones para aplicar la expresión (11-36) son las siguientes: a) ningún segmento de la sección transversal de una columna debe estar ubicado más cerca de un borde discontinuo, que 4 veces el espesor de la losa, y b) el valor de f’c en la expresión (11-36) se debe adoptar f’c ≤ 35 MPa y c) el valor de fpc en cada dirección debe ser fpc ≥ 0,9 MPa y en la expresión (11-36) se debe adoptar f’pc ≤ 3,5 MPa . Cuando no se pueda aplicar la expresión (11-36), el valor de Vc se debe determinar de acuerdo al artículo 11.12.2.1.


Cap. 11 - 282

11.12.3. La armadura de corte, constituida por barras o alambres y por estribos de una o múltiples ramas, se puede utilizar en las losas y en las zapatas, siempre que la altura efectiva d de dichos elementos reúna las siguientes características

150 mm  d ≥  16 d s (siendo d s el diámetro de las barras o  alambres de la armadura de corte) 

La armadura de corte se debe determinar de acuerdo con las especificaciones de los artículos 11.12.3.1. a 11.12.3.4. inclusive.

Figura 11.12.3. a) hasta c). Armadura de corte de la losa constituida por estribos de una rama o múltiples ramas.


Cap. 11 - 283

11.12.3.1. El valor de Vn se debe determinar de acuerdo con la expresión (11-2), en la 1 f ' c bo d , y el valor de la que el valor de Vc se debe adoptar menor o igual que 6 resistencia de la armadura de corte, Vs , se debe determinar de acuerdo con el artículo 11.5.

Figura 11.12.3. d) Disposición de la armadura de corte formada por estribos, en una columna interior.


Cap. 11 - 284

Figura 11.12.3. e) Disposición de la armadura de corte formada por estribos, en una columna de borde.

El área de la armadura de corte Av , utilizada en la expresión (11-15), es el área de la sección transversal de todas las ramas de armadura existentes sobre una línea periférica, que es geométricamente similar al perímetro de la sección de la columna. 11.12.3.2. El valor de Vn se debe adoptar menor o igual que V n ≤


1 2

f ' c bo d .

Cap. 11 - 285

11.12.3.3. La distancia entre la cara de la columna y la primera línea de ramas de estribos, que envuelven a la columna, debe ser menor o igual que d/2.

La separación entre las ramas de estribos adyacentes en la primera línea de armadura de corte debe ser menor o igual que 2 d, medida en una dirección paralela a la cara de la columna. La separación entre sucesivas líneas de armadura de corte, que envuelven a la columna debe ser menor o igual que d/2, medida en una dirección perpendicular a la cara de la columna. 11.12.3.4. En las losas, la armadura de corte debe cumplir con los requisitos de anclaje especificados en el artículo 12.13. y se debe vincular a la armadura longitudinal de flexión en la dirección considerada. 11.12.4. En las losas se permite la utilización, como armadura de corte, de perfiles I de acero estructural, o de secciones con perfiles tipo canal, conocidos como conectores de corte.

Las prescripciones de los artículos 11.12.4.1. a 11.12.4.9. inclusive, se deben aplicar cuando el corte debido a las cargas gravitatorias se transmite a los apoyos de las columnas interiores. Cuando el momento se transmite a las columnas se debe aplicar el artículo 11.12.6.3. 11.12.4.1. Cada conector de corte debe estar constituido por un perfil de acero soldado, con soldadura de penetración completa formando ramas idénticas en ángulo recto. Las ramas del conector de corte no se deben interrumpir dentro de la sección de la columna. 11.2.4.2. La altura del conector de corte debe ser menor o igual que 70 veces el espesor del alma del perfil de acero. 11.12.4.3. Los extremos de las ramas de cada conector de corte se podrán cortar en ángulos mayores que 30° con respecto a la horizontal, siempre que se verifique que el momento plástico resistente de la sección variable restante, es adecuado para resistir el esfuerzo de corte atribuido a esa rama del conector de corte. 11.12.4.4. Todas las alas comprimidas de los perfiles de acero se deben ubicar dentro de una distancia igual a 0,3 d medida desde la superficie comprimida de la losa. 11.12.4.5. La relación αv , entre la rigidez a flexión de cada rama del conector de corte y la rigidez de la sección de la losa compuesta fisurada que lo rodea, de un ancho igual a (c2 + d), debe ser mayor o igual que 0,15.


Cap. 11 - 286

Figura 11.12.4.5. Esquema idealizado del corte que actúa en el conector de corte 11.12.4.6. El momento plástico resistente, Mp, requerido para cada rama del conector de corte, se debe determinar con la siguiente expresión:

Mp =

Vu 2φ η

 c1      hv + α v  l v − 2   

(11-37)

siendo:

φ

el factor de reducción de resistencia para los elementos controlados por tracción.

η

el número de ramas del conector.

lv

la longitud mínima de cada rama del conector de corte requerida para cumplir con las especificaciones de los artículos 11.12.4.7. y 11.12.4.8.

11.12.4.7. La sección crítica de corte en una losa debe ser perpendicular al plano de dicha losa y debe atravesar cada rama del conector de corte a una distancia igual a 3 [l v − (c1 / 2 ) ] , desde la cara de la columna hasta el extremo de la rama del conector 4 de corte.

La sección crítica se debe ubicar de tal forma que su perímetro bo sea un valor mínimo pero no se considera necesario que su ubicación sea más próxima que el perímetro definido en el artículo 11.12.1.2.a).


Cap. 11 - 287

Figura 11.12.4.7. Ubicación de la sección crítica definida en el artículo 11.12.4.7.


Cap. 11 - 288

11.12.4.8. La resistencia nominal al corte Vn se debe considerar menor o igual que 1 f ' c bo d en la sección crítica definida en el artículo 11.12.4.7. 3

Cuando se utilice armadura constituida por conectores de corte, el valor de Vn debe ser menor o igual que 0 ,6 f ' c bo d en la sección crítica definida en el artículo 11.12.1.2.a). 11.12.4.9. El momento resistente Mv aportado a cada franja de columna de la losa, por la presencia del conector de corte debe ser menor o igual que:

Mv ≤ φ

α v Vu  c  lv − 1  2η  2 

(11-38)

siendo:

φ

el factor de reducción de resistencia para los elementos controlados por tracción.

η

el número de ramas del conector.

lv

la longitud de cada rama del conector de corte realmente colocado.

Además, el valor de Mv se debe adoptar: a)

Mv ≤ 30% del momento total mayorado requerido para cada franja de columna de la losa,

b)

Mv ≤ el cambio en el momento de la franja de columna de la losa en la longitud lv ,

c)

Mv ≤ el valor de Mp calculado por medio de la expresión (11-38).

11.12.4.10. Cuando se considere la existencia de momentos balanceados, los conectores de corte deben disponer de un anclaje adecuado para transmitir el momento Mp a la columna. 11.12.5. Aberturas en losas

Cuando las aberturas de las losas se ubiquen a una distancia, de una carga concentrada o de una superficie de apoyo, menor que 10 veces el espesor de la losa, o cuando las aberturas de las losas planas se ubiquen dentro de las franjas de columna que se definen en el Capítulo 13, las secciones críticas de la losa para el dimensionamiento al corte, que se definen en los artículos 11.12.1.2. y 11.12.4.7., se deben modificar como se indica en los artículos 11.12.5.1. u 11.12.5.2. 11.12.5.1. En losas sin conectores de corte no se debe considera efectiva aquella parte del perímetro de la sección critica que esté encerrada por líneas rectas que se


Cap. 11 - 289

proyectan, ya sea desde el baricentro de la columna, de la carga concentrada o de la superficie de apoyo, y que son tangentes a los límites de las aberturas. 11.12.5.2. En las losas con conectores de corte, la parte del perímetro que no se considera efectiva debe ser igual a la mitad de la definida en el artículo 11.12.5.1.

Figura 11.12.5. Efecto que producen las aberturas y los bordes libres (el perímetro efectivo se indica con línea punteada). 11.12.6. Transferencia de momentos en las uniones de losas y columnas 11.12.6.1. Cuando las cargas gravitatorias, las cargas debidas al viento o sismo, u otras fuerzas laterales produzcan la transmisión del momento no balanceado Mu entre una losa y una columna, una fracción γf . Mu del momento no balanceado se debe transmitir por flexión de acuerdo con el artículo 13.5.3.


Cap. 11 - 290

El resto del momento no balanceado γf Mu se debe considerar como transmitido por excentricidad de corte alrededor del baricentro de la sección crítica definida en el artículo 11.12.1.1., en la que

γv = (1 - γf )

(11-39)

11.12.6.2. La tensión de corte que resulta de la transferencia de momentos por excentricidad de corte se debe suponer que varía en forma lineal alrededor del baricentro de las secciones críticas definidas en el artículo 11.12.1.2.

La máxima tensión de corte debida al esfuerzo de corte mayorado y al momento mayorado debe ser menor o igual que φ vn : a) para elementos sin armadura de corte

φ vn =

φ Vc bo d

(11-40)

siendo: Vc

la resistencia nominal al corte como se define en los artículos 11.12.2.1. u 11.12.2.2.

b) para elementos con armadura de corte que no esté constituida por conectores de corte:

φ vn =

φ (V c + V s ) bo d

(11-41)

siendo: Vc y Vs

las resistencias nominales de corte definidas en el artículo 11.12.3.1.

El dimensionamiento debe considerar la variación de la tensión de corte alrededor de la columna.

La tensión de corte debida al esfuerzo de corte mayorado y al momento mayorado debe ser menor o igual que 0 ,17 f ' c en la sección crítica ubicada a una distancia igual a d/2 fuera de la línea más externa de ramas de estribos que envuelven la columna.


Cap. 11 - 291

Figura 11.12.6.2. Distribución supuesta de las tensiones de corte 11.12.6.3. Cuando la armadura de corte esté constituida por perfiles estructurales I o secciones con perfil tipo canal (conectores de corte), se debe verificar que tanto la suma de las tensiones de corte debidas a la acción de la carga vertical en la sección crítica definida en el artículo 11.12.4.7., como las tensiones de corte resultantes del momento transmitido por excentricidad de corte alrededor del baricentro de la sección crítica definida 1 f' c . en los artículos 11.12.1.2.a) y 11.12.1.3. resulten menores o iguales que φ 3


Cap. 11 - 292

CAPÍTULO 12. LONGITUDES DE ANCLAJE EMPALME DE LA ARMADURA

Y

DE

12.0. SIMBOLOGÍA a

Altura del bloque rectangular de tensiones equivalente, definido en el artículo 10.2.7.1.

Ab

área de una barra individual, en mm2.

As


Atr

área total de toda la armadura transversal que está ubicada dentro de una distancia s y que atraviesa el plano potencial de hendimiento a través de la armadura que está siendo anclada, en mm².

Av

área de la armadura de corte ubicada en una distancia s, en mm2.

Aw

área de un alambre individual que se debe anclar o empalmar, en mm².

bw

ancho del alma o diámetro de una sección circular, en mm.

c

el menor valor entre la distancia desde el eje de la barra o alambre a la superficie de hormigón más próxima, o la mitad de la separación entre las barras o alambres, en mm. Ver el artículo 12.2.4.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, en mm. (altura útil).

db

diámetro nominal de una barra o alambre, tanto en armadura no tesa como tesa, o cordón de pretensado, en mm.

f'c


f' c


fct

resistencia promedio a la tracción por compresión diametral del hormigón con agregado liviano, en MPa.

fps

tensión en la armadura tesa, cuando la solicitación alcanza el valor de la resistencia nominal, en MPa.

fse

tensión efectiva en la armadura tesa, después de que han ocurrido todas las pérdidas del pretensado, en MPa.


Cap. 12 - 293

fy


fyt

tensión de fluencia especificada de la armadura transversal, en MPa.

h

altura total de la sección transversal del elemento, en mm.

Ktr

índice de la armadura transversal. K tr =

Atr f yt 10 s n

, donde la constante 10 tiene

dimensión de MPa.

la

longitud de empotramiento adicional de una barra o alambre en un apoyo, o en un punto de momento nulo, en mm.

ld

longitud de anclaje de las barras y alambres conformados en tracción, en mm.

ldc

longitud de anclaje de las barras y alambres conformados en compresión, en mm.

ldh

longitud de anclaje de un gancho normal, en tracción, medida desde la sección crítica hasta el extremo exterior del gancho (longitud recta embebida desde la sección crítica hasta el inicio del gancho (punto tangente) más el radio de doblado, más un diámetro de la barra o alambre), en mm.

lhb

longitud básica de anclaje de una barra o alambre traccionado con un gancho normal, en mm.

Mn

momento resistente nominal de una sección, en Nm. El valor de Mn = As fy (d-a/2).

n

número de barras o alambres que se empalman o anclan a lo largo del plano de hendimiento.

s

separación máxima de la armadura transversal ubicada dentro de la longitud de anclaje ld , medida entre los centros de las barras, en mm.

sw

separación entre los alambres que se deben empalmar o anclar, en mm.

Vu


α

factor relativo a la ubicación de la armadura. Ver el artículo 12.2.4.

β

factor relativo al revestimiento. Ver el artículo 12.2.4.

βb

relación entre el área de la armadura longitudinal interrumpida en una sección y el área total de la armadura traccionada de la sección.

γ

factor relativo al diámetro de la armadura. Ver el artículo 12.2.4.

λ

factor aplicable al hormigón con agregado liviano. Ver el artículo 12.2.4.


Cap. 12 - 294

12.0.1. Definiciones

Longitud de anclaje: es la longitud necesaria para desarrollar la resistencia de diseño de la armadura en una sección crítica. Longitud embebida: es la longitud de la armadura que se prolonga más allá de una sección crítica. Longitud de transferencia: es la longitud existente entre el extremo del elemento, donde la tensión en el cable es igual a cero hasta el punto del cable donde el pretensado es totalmente efectivo. También se define como la longitud necesaria para transferir al hormigón la fuerza de pretensado introducida en dicha armadura.

12.1. ANCLAJE DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES 12.1.1. La tracción o la compresión, determinada en la armadura de cada sección de los elementos de hormigón estructural, se debe transmitir o desarrollar hacia cada lado de dicha sección mediante una longitud de armadura embebida en el hormigón, mediante ganchos o dispositivos mecánicos, o una combinación de ambos. Los ganchos no se deben utilizar para anclar las barras comprimidas. 12.1.2. Los valores de

f ' c utilizados en este Capítulo deben ser menores o iguales que

8,3 MPa.

12.2.

ANCLAJE DE LAS BARRAS SOLICITADOS A TRACCIÓN

Y

ALAMBRES

CONFORMADOS

12.2.1. La longitud de anclaje, ld , en mm, para las barras y alambres conformados, solicitados a tracción, se debe determinar de acuerdo con las especificaciones de los artículos 12.2.2. ó 12.2.3., pero el valor de ld debe ser siempre mayor o igual que 300 mm.


Cap. 12 - 295

12.2.2. Para barras o alambres conformados, el valor de ld se debe obtener de la siguiente Tabla, o de la expresión general especificada en el artículo 12.2.3.

Alambres o barras conformados con db ≤ 16

Barras conformadas con db > 16

• Separación libre entre barras y alambres que se empalman o se anclan ≥ db recubrimiento libre ≥ db , y estribos y estribos cerrados a lo  12 f y αβλ  largo de ld ≥ que el valor mínimo d ld =  indicado en el Reglamento  25 f '  b c   o • Separación libre entre barras o alambres que se empalman o anclan ≥ 2 db , y

 3 f y αβλ  d ld =   5 f'  b c  

recubrimiento libre ≥ db

 18 f y αβλ  d ld =   25 f '  b c  

• Otros casos

 9 f y αβλ  d ld =   10 f '  b c  

12.2.3. Para determinar el valor de ld , en las barras o alambres conformados, se debe utilizar la siguiente expresión general:

  9 ld =   10  

fy f' c

  αβγλ   db  c + K tr       d b  

(12-1)

se deberá adoptar:

 c + K tr   d b 

  ≤ 2 ,5  

 c + K tr   > 2 ,5 se puede presentar una falla por dado que si se adopta:    db  arrancamiento y es poco probable que un aumento del recubrimiento, o de la armadura transversal, incremente la capacidad de anclaje.


Cap. 12 - 296

12.2.4. Los factores que se deben utilizar en las expresiones que se indican en este Capítulo, para determinar la longitud de anclaje de las barras y alambres conformados traccionados, son las siguientes:

α = factor por ubicación de la armadura • Armadura horizontal ubicada de tal manera que se disponga, como mínimo, de 300 mm de hormigón debajo del empalme o anclaje de la barra o alambre

1,3

• Otras armaduras

1,0

β = factor por revestimiento (ver el artículo 1.1.2.1.) • Barras o alambres, revestidos con epoxy, con recubrimientos menores que 3 db o una separación libre menor que 6 db

1,5

• Todas las demás barras o alambres revestidos con epoxy

1,2

• Armadura no recubierta

1,0

• No es necesario adoptar para el producto α β un valor > 1,7

γ = factor por diámetro de la armadura Barras y alambres conformados con db ≤ 16 mm

0,8

• Barras conformadas con db > 16 mm

1,0

λ = factor por hormigón con agregado liviano (ver el artículo 1.1.2.2.) • Cuando se utilice hormigón con agregado liviano

1,3

• Cuando se especifique el valor de fct, se permite adoptar λ = f ' c / 1,8 f ct , pero mayor o igual que

1,0

• Cuando se utilice hormigón de densidad normal

1,0


Cap. 12 - 297

c = separación o recubrimiento, en mm • Se adoptará la menor distancia entre el centro de la barra o del alambre y la superficie de hormigón más próxima, o la mitad de la separación entre los ejes de las barras o alambres que se anclan.

Ktr = índice de la armadura transversal =

Atr f yt 10 s n

La constante 10 tiene dimensión de MPa. Se permite adoptar el valor de Ktr = 0 como una simplificación de diseño, aún cuando exista armadura transversal

12.2.5. Armadura en exceso

As requerida , cuando la As adoptada armadura que se dispone en un elemento solicitado a flexión, excede el valor de la armadura requerida, determinada por cálculo.

La longitud de anclaje

ld , se puede reducir en el valor

La longitud de anclaje no se puede reducir cuando se prescribe en forma específica el anclaje para la tensión fy , o cuando la armadura se determine en función de las especificaciones del Reglamento INPRES-CIRSOC 103-Parte II (año 2000).

12.3. ANCLAJE DE LAS BARRAS Y DE LOS ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN La longitud de anclaje ldc , en mm, para las barras y los alambres conformados solicitados a compresión, se debe determinar de acuerdo con el artículo 12.3.2. y con los factores de modificación aplicables indicados en el artículo 12.3.3., pero en todos los casos el valor de ldc debe ser mayor o igual que 200 mm. 12.3.2. Para las barras y alambres conformados, el valor de ldc se debe considerar como el mayor valor entre 0 ,24 f y / f ' c d b y (0,04 fy) db , donde la unidad de la constante

(

)

0,04 es en mm²/N. 12.3.3. La longitud ldc , obtenida del artículo 12.3.2., se puede reducir multiplicándola por los factores que se indican a continuación:


Cap. 12 - 298

a) Armadura en exceso Si la armadura excede a la requerida por el cálculo :

As requerida As adoptada

b) Zunchos y estribos cerrados Si la armadura longitudinal está encerrada por un zuncho con db ≥ 10 mm y un paso s ≤ 10 mm, o dentro de estribos cerrados con db ≥ 12 mm, de acuerdo con el artículo 7.10.5. y una separación entre centros de barras o alambres s ≤ 10 mm.

0,75

12.4. ANCLAJE DE LOS PAQUETES DE BARRAS 12.4.1. La longitud de anclaje de cada barra individual dentro de un paquete de barras, solicitado a tracción o a compresión, debe ser la longitud de anclaje que corresponda a una barra individual aumentada en: •

un 20% para un paquete de 3 barras

•

un 33% para un paquete de 4 barras

12.4.2. Para determinar los factores de modificación que se especifican en el artículo 12.2., cada paquete de barras debe ser tratado como si fuera una sola barra de un diámetro db, determinado en función del área total equivalente.

12.5. ANCLAJE DE LAS BARRAS O ALAMBRES TRACCIONADOS CON GANCHOS NORMALES 12.5.1. La longitud de anclaje ldh , en mm, para las barras o alambres conformados solicitados a tracción, que terminan con un gancho normal (ver el artículo 7.1.) se debe determinar de acuerdo con el artículo 12.5.2. y con los factores de modificación aplicables, especificados en el artículo 12.5.3. pero el valor de ldh siempre debe ser:

 8 d b l dh ≥   150 mm


Cap. 12 - 299

Figura 12.5.1. Detalle de los ganchos en las barras y alambres para efectivizar el anclaje de la armadura 12.5.2. La longitud de anclaje ldh , para las barras o alambres conformados se debe determinar con la siguiente expresión:

(

l dh = 0 ,24 β λ f y /

)

f' c d b

en la cual:

β = 1,2 para armadura con recubrimiento. λ = 1,3 para hormigón con agregados livianos Para los otros casos β y λ se deben adoptar igual a 1,0. 12.5.3. El valor de la longitud de anclaje ldh , determinada de acuerdo con el artículo 12.5.2., se puede multiplicar por los factores de modificación aplicables en los casos que se detallan a continuación:


Cap. 12 - 300

Condiciones de la armadura a)

Factor

• para los ganchos de las barras con db ≤ 32 mm, con un recubrimiento lateral, perpendicular al plano del gancho c ≥ 60 mm

0,70

• para los ganchos con un ángulo de 90°, en barras con db ≤ 32 mm, con un recubrimiento sobre la prolongación de la barra más allá del gancho, c ≥ 50 mm. b) • para los ganchos con ángulo de 90 °, en las barras con db ≤ 32 mm que están encerradas por estribos o por estribos cerrados, perpendiculares a la barra que se debe anclar, ubicados con una separación s ≤ 3 db a lo largo de la longitud de anclaje ldh del gancho, (ver la Figura 12.5.3.a). • Para los ganchos con un ángulo de 90 °, en barras con db ≤ 32 mm que están encerradas ya sea por estribos o por estribos cerrados, paralelos a la barra que se debe anclar, ubicados con una separación s ≤ 3 db a lo largo de la longitud de prolongación del gancho incluyendo la curvatura del mismo, (ver la Figura 12.5.3.b).

0,80

c) • Para los ganchos con un ángulo de 180 con db ≤ 32 mm que están encerradas ya sea por estribos cerrados, perpendiculares a la debe anclar, ubicados con una separación ≤ 3 de la longitud de anclaje ldh del gancho.

°, en barras por estribos o barra que se db , a lo largo

0,80

d) • Cuando no se indique en forma específica la longitud de anclaje para la tensión fy, y se disponga de armadura en exceso con respecto a la armadura requerida por cálculo.

As requerida As adoptada

En los casos b) y c) , db es el diámetro de la barra o alambre que termina en gancho, y el primer estribo o estribo cerrado debe contener la parte del gancho doblada, a una distancia s ≤ 2 db desde la parte exterior de la curvatura del gancho.


Cap. 12 - 301

Figura 12.5.3.a.)

Disposición de los estribos tanto abiertos como cerrados, en forma perpendicular a la barra o alambre que se está anclando, con las separaciones que se indican a lo largo de la longitud de anclaje ldh

Figura 12.5.3.b.) Disposición de los estribos tanto abiertos como cerrados, ubicados en forma paralela a la barra o alambre que se está anclando, con las separaciones que se indican a lo largo de la longitud de prolongación del gancho que incluye su curvatura. 12.5.4. Las barras que se anclan mediante un gancho normal, en los extremos discontinuos de los elementos, con valores de recubrimientos en ambos lados y en el borde superior (o inferior) sobre el gancho, c ≤ 60 mm, deben estar encerradas ya sea por estribos o por estribos cerrados, perpendiculares a la barra que se debe anclar, ubicados con una separación s ≤ 3 db , a lo largo de la longitud de anclaje ldh del gancho.


Cap. 12 - 302

El primer estribo o estribo cerrado, debe contener la parte del gancho doblada, a una distancia, s ≤ 2 db desde la parte exterior de la curvatura del gancho, siendo db el diámetro de la barra que termina en gancho. Los factores dados en el artículo 12.5.3., no se deben aplicar para los casos b) y c).

Figura 12.5.4. Recubrimiento de hormigón de acuerdo con el artículo 12.5.4. 12.5.5. Los ganchos no se consideran efectivos para el anclaje de las barras en compresión

12.6. ANCLAJE MECÁNICO 12.6.1. Como anclaje mecánico se puede utilizar cualquier dispositivo mecánico capaz de transmitir la tensión de la armadura sin dañar al hormigón. 12.6.2. Cuando se adopten dispositivos mecánicos, se debe comprobar su eficacia mediante ensayos que acrediten que se trata de elementos adecuados para el fin propuesto, los que deben ser aprobados por la Autoridad Fiscalizadora. 12.6.3. La transmisión de la tensión de la armadura al hormigón se puede realizar mediante la utilización de una combinación de un anclaje mecánico más una longitud embebida adicional de armadura, ubicada en el elemento de hormigón entre el punto de máxima tensión de la barra y el anclaje mecánico.


Cap. 12 - 303

12.7. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS, SOLICITADAS A TRACCIÓN 12.7.1. La longitud de anclaje ld, en mm, de una malla de acero soldada de alambres conformados, medida desde el punto de la sección crítica hasta el extremo del alambre, se debe determinar como el producto de la longitud de anclaje, ld , obtenida de acuerdo con las especificaciones de los artículos 12.2.2. ó 12.2.3., multiplicada por un factor para malla de acero soldada de alambres, que se obtiene de acuerdo con las especificaciones de los artículos 12.7.2. ó 12.7.3. La longitud de anclaje ld se puede reducir, de acuerdo con el artículo 12.2.5., cuando éste sea de aplicación, pero el valor obtenido debe ser siempre mayor o igual que 200 mm, excepto cuando se determinen los valores de empalmes, de acuerdo con el artículo 12.18.

Figura 12.7.1. Longitud de anclaje para mallas de acero soldadas de alambres conformados 12.7.2. Para mallas de acero soldadas de alambres conformados, con un alambre transversal ubicado dentro de la longitud de anclaje, como mínimo a 50 mm, o más con respecto a la sección crítica, el factor para dicha malla debe ser el mayor valor que se obtenga de la aplicación de las siguientes expresiones.

( f y − 240 MPa ) fy  5 db   s  w

   

pero siempre ≤ 1,0 12.7.3. Para mallas de acero soldadas de alambres conformados, sin alambres transversales dentro de la longitud de anclaje, o con un alambre único a menos de 50 mm de la sección crítica, el factor para dicha malla se debe considerar igual a 1,0 y la longitud de anclaje se debe determinar igual que para los alambres conformados.


Cap. 12 - 304

12.7.4. Cuando en la malla de acero soldada de alambre conformado se presente algún alambre liso en la dirección de la longitud de anclaje, la malla se debe anclar de acuerdo con el artículo 12.8.

12.8. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN En la malla de acero soldada de alambres liso, la tensión de fluencia especificada, fy , se debe desarrollar mediante la disposición de dos alambres transversales, de los cuales el alambre transversal más próximo, se debe ubicar a una distancia mayor o igual que 50 mm de la sección crítica. Sin embargo, la longitud de anclaje, ld , en mm, medida desde la sección crítica hasta el alambre transversal más alejado, debe ser mayor o igual que el valor dado por la siguiente expresión:

l d ≥ 3 ,3

Aw  f y  λ sw  f' c   

excepto en el caso en que la armadura adoptada sea mayor que la requerida, situación en la cual el valor de ld se puede reducir de acuerdo con el artículo 12.2.5. El valor de ld debe ser siempre mayor o igual que 150 mm (ld ≥ 150 mm), excepto para la determinación de las longitudes de empalme de las mallas de acero soldadas de alambres lisos, solicitadas a tracción (ver el artículo 12.19).

Figura 12.8. Longitud de anclaje para mallas de acero soldadas de alambres lisos.


Cap. 12 - 305

12.9. ANCLAJE DE LOS CORDONES DE PRETENSADO 12.9.1. Los cordones de siete alambres se deben adherir, con excepción de lo especificado en el artículo 12.9.1.1., más allá de la sección crítica, en una longitud de anclaje ld , en mm, mayor o igual que el valor obtenido de la siguiente expresión:

(

)

db f  d l d ≥  se  b + f ps − f se 7  3  7

(12-2)

siendo:

db

el diámetro del cordón de pretensado, en mm.

fps

la tensión en la armadura tesa, cuando la solicitación alcanza el valor de la resistencia nominal, en MPa.

fse

la tensión efectiva en la armadura tesa, después de que han ocurrido todas las pérdidas del pretensado, en MPa.

Los términos que figuran entre paréntesis, en la expresión (12-2), se deben utilizar como constantes sin unidades. 12.9.1.1. Se permite utilizar una longitud embebida menor que la longitud de anclaje, siempre que la tensión de diseño del cordón en dicha sección, no exceda los valores obtenidos de la relación bilineal definida por la expresión (12-2). 12.9.2. El análisis que se debe realizar de las secciones transversales, se puede limitar a aquellas ubicadas más cerca de cada extremo del elemento, en las cuales se desarrollará la totalidad de la resistencia de diseño bajo las cargas mayoradas especificadas, excepto cuando la adherencia de uno o más cordones no se prolonga hasta el extremo del elemento, o cuando existen cargas concentradas aplicadas en la longitud de anclaje del cordón. 12.9.3. El valor de la longitud de anclaje, que se especifica en el artículo 12.9.1., se debe duplicar, cuando la adherencia del cordón no se prolongue hasta el extremo del elemento y en las consideraciones de diseño se incluyan tensiones de tracción, para el estado de carga de servicio en la zona traccionada precomprimida, de acuerdo con el artículo 18.4.2.


Cap. 12 - 306

Figura 12.9.1.1. Relación bilineal idealizada entre la tensión del acero de pretensado y la distancia ld desde el extremo libre del cordón.

12.10. ANCLAJE DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN-REQUISITOS GENERALES 12.10.1. La armadura de flexión se puede anclar doblándola a través del alma, extendiéndola una cierta longitud en ella, o continuándola como armadura de la cara opuesta del elemento. 12.10.2. Las secciones críticas para el anclaje de la armadura de los elementos solicitados a flexión, son las secciones que presentan las máximas solicitaciones de flexión, y las secciones en el tramo donde se interrumpe o se dobla la armadura de dicho elemento. Al respecto se deben verificar las disposiciones del artículo 12.11.3. 12.10.3. La armadura se debe prolongar, más allá de la sección en la que ya no es necesaria para resistir flexión, una distancia igual a la altura útil d del elemento ó 12 db; de ambas la que resulte mayor, excepto en los apoyos de vigas simplemente apoyadas y en los extremos libres de voladizos. 12.10.4. La armadura continua que se debe prolongar una longitud embebida mayor o igual que la longitud de anclaje ld , más allá de la sección a partir de la cual las barras dobladas o interrumpidas no sean necesarias para soportar esfuerzos de tracción por flexión.


Cap. 12 - 307

Figura 12.10.2. Anclaje de la armadura de flexión en una viga continua típica 12.10.5. La armadura de flexión no se debe interrumpir en una zona solicitada a tracción, a menos que se verifique alguna de las disposiciones de los artículos 12.10.5.1., 12.10.5.2. ó 12.10.5.3.


Cap. 12 - 308

12.10.5.1. El esfuerzo de corte mayorado en la sección en la cual se interrumpe la armadura, debe ser menor o igual que 2/3 de la resistencia al corte de diseño, o sea 2 ≤ φ Vn . 3 12.10.5.2. A lo largo de cada barra o alambre que se interrumpe se debe disponer un área de estribos cerrados Av , que exceda el valor del área requerida por corte y torsión, en una longitud, medida a partir del punto de finalización de la armadura, igual a 3/4 partes de la altura útil del elemento. El área excedente de estribos cerrados Av , debe ser mayor o igual que

0 ,40 bw s fy

y

la separación s debe ser ≤ d/8 βd , siendo βd el cociente entre el área de la armadura interrumpida y el área total de la armadura traccionada de la sección. 12.10.5.3. La armadura que se continúa en el elemento, constituida por barras con db ≤ 32 mm, debe tener en la sección donde se termina la barra cortada, un área igual al doble del área requerida por flexión, y al mismo tiempo el esfuerzo de corte mayorado no debe superar las 3/4 partes de la resistencia al corte de diseño φ Vn . 12.10.6. Cuando la tensión en la armadura no es directamente proporcional al momento, como ocurre en las zapatas con pendiente, escalonadas o de sección variable; en las ménsulas cortas, las vigas de gran altura solicitadas a flexión, o en aquellos elementos en que la armadura de tracción no es paralela a la cara de compresión; se debe disponer un anclaje adecuado para la armadura traccionada. Para las vigas de gran altura solicitadas a flexión ver los artículos 12.11.4. y 12.12.4.

Figura 12.10.6. Elementos especiales que dependen fundamentalmente del anclaje.


Cap. 12 - 309

12.11. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO POSITIVO 12.11.1. Una parte de la armadura total dispuesta para el momento positivo, se debe prolongar a lo largo del elemento hasta el apoyo, como mínimo, en los siguientes valores: en elementos simplemente apoyados ≥ 1/3 As en elementos continuos ≥ 1/4 As

En las vigas, esta parte de la armadura total se debe prolongar dentro del apoyo una longitud ≥ 150 mm. 12.11.2. Cuando un elemento solicitado a flexión sea parte de un sistema principal, fundamental para resistir las cargas laterales, la armadura para momento positivo que se debe prolongar en el apoyo, de acuerdo con el artículo 12.11.1., se debe anclar de manera tal que se desarrolle, en la cara interna del apoyo, la tensión de fluencia especificada a tracción fy , 12.11.3. En los extremos simplemente apoyados y en las secciones de momento nulo (puntos de inflexión), la armadura de tracción para el momento positivo se debe limitar a un diámetro tal, que la longitud de anclaje ld , determinada para la tensión de fluencia especificada fy , de acuerdo con el artículo 12.2., verifique la expresión (12-3).

No es necesario verificar la expresión (12-3), cuando la armadura termine más allá del eje de un apoyo simple, mediante un gancho normal, o mediante un anclaje mecánico equivalente como mínimo, a un gancho normal.

ld ≤

Mn + la Vu

(12-3)

siendo:

Mn

el momento resistente nominal, suponiendo que toda la armadura de la sección está solicitada a la tensión de fluencia especificada fy .

Vu

el esfuerzo de corte mayorado en la sección.

la

en el apoyo, debe ser la longitud embebida de la armadura que se prolonga más allá del centro del apoyo. En el punto de inflexión (o de momento nulo), debe ser el mayor valor entre la altura útil del elemento ó 12 db .

El valor de Mn / Vu se puede incrementar un 30% cuando los extremos de la armadura estén confinados por una reacción de compresión. 12.11.4. En los extremos simplemente apoyados de las vigas de gran altura solicitadas a flexión, la armadura traccionada para el momento positivo, se debe anclar de manera tal que se desarrolle en la sección de la cara interna del apoyo la tensión de


Cap. 12 - 310

fluencia especificada fy , excepto cuando se diseñe la viga de gran altura, utilizando el Apéndice A, donde se debe anclar la armadura traccionada para el momento positivo, de acuerdo con el artículo A.4.3. En los apoyos interiores de las vigas de gran altura solicitadas a flexión, la armadura traccionada para momento positivo se debe continuar o empalmar, con la armadura de los tramos adyacentes.

12.12. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO NEGATIVO 12.12.1. La armadura para el momento negativo en una viga continua, empotrada o en voladizo, o en cualquier elemento de un pórtico, se debe anclar en, o a través de, los apoyos, mediante una longitud embebida, ganchos o anclajes mecánicos. 12.12.2. La armadura para el momento negativo debe tener una longitud embebida en el tramo, que verifique con las disposiciones de los artículos 12.1. y 12.10.3. 12.12.3. Este Reglamento exige que, como mínimo, 1/3 de la armadura total de tracción, dispuesta en el apoyo para resistir el momento negativo, se debe prolongar una cierta longitud embebida, más allá del punto de momento nulo (o punto de inflexión). A esta longitud se la designa como longitud embebida, le , y su valor debe ser el mayor de los siguientes:

  d (altura útil del elemento)   l e ≥  12 d b  1 de la luz libre  16 12.12.4. En los apoyos interiores de las vigas de gran altura, solicitadas a flexión, la armadura de tracción, dispuesta para resistir el momento negativo, se debe continuar con la de los tramos adyacentes.


Cap. 12 - 311

Figura 12.12.4. Anclaje de la armadura para momento negativo


Cap. 12 - 312

12.13. ANCLAJE DE LA ARMADURA DEL ALMA 12.13.1. La armadura del alma se debe disponer tan cerca de las superficies de tracción y de compresión del elemento, como lo permitan las exigencias de recubrimiento y la proximidad de otras armaduras. 12.13.2. Los extremos de las ramas individuales de los estribos U, simples o múltiples, se deben anclar de acuerdo con las prescripciones de los artículos 12.13.2.1. a 12.13.2.5. inclusive. 12.3.2.1. Para una tensión de fluencia especificada fy = 220 MPa: Tanto las barras y alambres con db ≤ 16 mm como las barras con db > 16 mm y ≤ 25 mm, se deben anclar con un gancho normal alrededor de la armadura longitudinal. 12.13.2.2. Para una tensión de fluencia especificada fy > 220 MPa . las barras y alambres con db ≤ 16 mm se deben anclar con un gancho normal alrededor de la armadura longitudinal. las barras con db > 16 mm y db ≤ 25 mm se deben anclar con un gancho normal de estribo alrededor de una barra longitudinal, más una longitud embebida entre la altura media del elemento y el extremo exterior del gancho, igual o mayor que 0 ,17 d b f y . f' c 12.13.2.3. Cada rama de una malla de acero soldada de alambre liso, que constituya un estribo simple en U, se debe anclar mediante alguna de las siguientes posibilidades: con dos alambres longitudinales ubicados con una separación de 50 mm, en la parte superior del estribo con forma de U. con un alambre longitudinal ubicado a una distancia de la cara comprimida ≤ d/4 y con un segundo alambre ubicado más cerca de la cara comprimida, con una separación igual o mayor que 50 mm con respecto a la ubicación del primer alambre. El segundo alambre se puede ubicar en una rama del estribo, más allá del doblado de dicha rama, ya sea con un ángulo de 90° , o con ángulo de doblado mayor o igual que 8 db.


Cap. 12 - 313

Figura 12.13.2.3. Anclajes de los estribos en U formados por mallas de acero soldadas de alambres lisos en la zona de compresión. 12.13.2.4. Cada extremo de un estribo simple de una rama, realizado con una malla de acero soldada de alambre liso o conformado, se debe anclar mediante dos alambres longitudinales, con una separación mínima de 50 mm y con un alambre interior ubicado, d como mínimo, a ó 50 mm, el valor que resulte mayor, desde la altura media del 4 d elemento, . 2

El alambre longitudinal exterior en la cara traccionada no debe estar ubicado más lejos de dicha cara que la capa de armadura principal de flexión, más cercana a la cara traccionada.


Cap. 12 - 314

Figura 12.13.2.4. Anclaje de la armadura de corte compuesta por un estribo de una rama realizado con malla de acero soldada. 12.13.2.5. En las losas nervuradas, tal como se las define en el artículo 8.11., las barras y alambres con db ≤ 12 mm, se deben anclar con un gancho normal. 12.13.3. Entre los extremos anclados, cada ángulo de doblado de la parte continua de los estribos en U, ya sean simples o múltiples, debe contener a una barra o alambre longitudinal. 12.13.4. Las barras o alambres longitudinales doblados, para trabajar como armadura de corte, deben cumplir con las siguientes condiciones: si se prolongan dentro de una zona de tracción, deben ser continuos con la armadura longitudinal. si se prolongan dentro de una zona de compresión, se deben anclar más allá de la d mitad de la altura útil del elemento, , (tal como se especifica en el artículo 12.2. 2 para la longitud de anclaje) con el valor fy necesario para satisfacer la expresión (11-17). 12.13.5. Los pares de estribos en U, ubicados formando una unidad cerrada, se deben considerar empalmados en forma adecuada, siempre que la longitud de empalme sea mayor o igual que 1,3 ld (ver la Figura 7.11.3.).

En los elementos con una altura útil d ≥ 500 mm, los empalmes con Ab fy ≤ 40 kN por rama, se deben considerar adecuados, siempre que las ramas de los estribos se prolonguen a lo largo de la altura total disponible del elemento.


Cap. 12 - 315

12.14. EMPALMES DE LA ARMADURA - REQUISITOS GENERALES 12.14.1. Los empalmes de la armadura sólo se pueden realizar cuando figuren en la documentación de la obra (planos, planillas de armadura o especificaciones técnicas) o lo autorice en forma expresa el Director de Obra. 12.14.2. Empalmes por yuxtaposición 12.14.2.1. Los empalmes por yuxtaposición sólo se deben utilizar para barras con diámetros db ≤ 32 mm , excepto para los casos indicados en los artículos 12.16.2. y 15.8.2.3. y para los alambres con diámetro db ≤ 16 mm . 12.14.2.2. Los empalmes por yuxtaposición de los paquetes de barras, se deben realizar de acuerdo con el valor de la longitud de empalme por yuxtaposición requerida para las barras individuales del paquete, incrementado de acuerdo con los factores establecidos en el artículo 12.4.

Los empalmes por yuxtaposición de las barras individuales del paquete, no se deben superponer. Las barras que constituyen un paquete no se deben empalmar en la misma sección. 12.14.2.3. En los elementos solicitados a flexión, las barras o alambres empalmados por yuxtaposición que no queden en contacto entre sí, se pueden distanciar transversalmente, 1 como máximo, hasta de la longitud de empalme requerida, ó 150 mm. 5 12.14.3. Empalmes mecánicos y soldados 12.14.3.1. Este Reglamento permite utilizar empalmes mecánicos y empalmes soldados. 12.14.3.2. Los empalmes totalmente mecánicos deben anclar en tracción o en compresión, según el esfuerzo a los que estén solicitados, como mínimo, un 125 % de la tensión de fluencia especificada fy de la barra. 12.14.3.3. Con excepción de lo especificado en este Reglamento, todo lo referente al tema soldaduras, se debe realizar de acuerdo con la Norma IRAM-IAS U 500-97. Ver además los artículos 3.6.1.5. y 3.6.1.6. 12.14.3.4. Los empalmes totalmente soldados deben anclar, como mínimo, un 125% de la tensión de fluencia especificada fy de la barra. 12.14.3.5. Los empalmes mecánicos o soldados, que no cumplen con las prescripciones de los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4., sólo se podrán utilizar para empalmar barras y alambres con db ≤ 16 mm, siempre que se verifiquen las prescripciones del artículo 12.15.4.


Cap. 12 - 316

12.15. EMPALMES DE BARRAS SOLICITADOS A TRACCIÓN

Y

ALAMBRES

CONFORMADOS

12.15.1. La longitud mínima de los empalmes de tracción por yuxtaposición, debe ser la requerida para empalmes Clases A ó B, pero como mínimo 300 mm: Empalme Clase A

1,0 ld

Empalme Clase B

1,3 ld

La longitud de anclaje ld es la que corresponde a la tensión de fluencia especificada fy, de acuerdo con el artículo 12.2. y sin el factor de modificación establecido en el artículo 12.2.5. 12.15.2. Los empalmes por yuxtaposición de barras y alambres conformados, solicitados a tracción deben ser empalmes Clase B. La utilización de empalmes Clase A sólo se permite cuando: a) el área de la armadura adoptada a lo largo de todo el empalme es, como mínimo, el doble de la requerida por cálculo, y b) está empalmada la mitad, o menos, de la armadura total dentro de la longitud de empalme requerida Tabla 12.15.2. Empalmes de las barras o alambres traccionados

As adoptada (*) As requerida

Porcentaje máximo de la armadura total As , empalmado en la longitud requerida para dicho empalme 50% 100 %

≥2

Clase A

Clase B

<2

Clase B

Clase B

(*) relación entre el área de la armadura adoptada y el área de la armadura requerida por cálculo

12.15.3. Los empalmes mecánicos o soldados, utilizados donde el área de la armadura adoptada es menor que el doble de la armadura requerida por cálculo, deben cumplir con las prescripciones de los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4. 12.15.4. Los empalmes mecánicos o soldados que no cumplan los requisitos establecidos en los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4., se podrán utilizar siempre que se verifiquen las disposiciones de los artículos 12.15.4.1. a 12.15.4.3. inclusive.


Cap. 12 - 317

12.15.4.1. Los empalmes se deben separar, en forma escalonada, como mínimo una distancia igual a 600 mm. 12.15.4.2. Para el cálculo de los esfuerzos de tracción que se pueden anclar en cada sección, la tensión de la armadura empalmada se debe considerar como la resistencia especificada del empalme, pero siempre menor o igual que el valor de fy .

La tensión en la armadura que no se empalma se debe considerar como fy veces la relación entre la menor longitud embebida más allá de la sección y el valor ld , pero siempre menor o igual que fy . 12.15.4.3. El esfuerzo de tracción total que se puede anclar en cada sección debe ser, como mínimo, el doble del requerido por cálculo y como mínimo, el valor resultante de multiplicar 140 MPa por el área total de la armadura adoptada. 12.15.5. Los empalmes en los tensores, o en los elementos predominantemente traccionados, se deben realizar mediante conexiones totalmente mecánicas o uniones totalmente soldadas, de acuerdo con las disposiciones 12.14.3.2.. ó 12.14.3.4., y los empalmes en las barras o alambres adyacentes deben estar escalonados como mínimo, una distancia igual a 750 mm.

12.16. EMPALMES DE LAS BARRAS CONFORMADAS SOLICITADAS A COMPRESIÓN 12.16.1. La longitud del empalme por yuxtaposición de las barras comprimidas, para f’c ≥ 20 MPa , debe ser:

≥ 300 mm para fy ≤ 420 MPa 0,07 fy db para fy > 420 MPa (0,13 fy – 25,2) db Para f’c < 20 MPa, las longitudes de empalmes, indicadas precedentemente, se deben 1 incrementar . 3 12.16.2. Cuando se empalmen por yuxtaposición barras comprimidas de diferente diámetro, la longitud del empalme debe ser mayor que: la longitud de anclaje de la barra de mayor diámetro, o la longitud de empalme de la barra de menor diámetro. Las barras de diámetros db > 32 mm se podrán empalmar con barras db ≤ 32 mm.


Cap. 12 - 318

12.16.3. Los empalmes mecánicos o soldados, utilizados en barras comprimidas, deben cumplir las especificaciones de los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4. 12.16.4. Empalmes por contacto a tope 12.16.4.1. En las barras solicitadas exclusivamente a compresión, se permite transmitir el esfuerzo de compresión entre las barras por apoyo directo de unas sobre otras, siempre que se garantice que las superficies que estarán en contacto, se han aserrado en forma perpendicular al eje de la barra y se le han retirado las rebarbas. Además se debe asegurar el contacto centrado mediante un elemento de guía fijo que deje parcialmente visible la junta de contacto, antes de hormigonar. 12.16.4.2. Los extremos de las barras deben terminar en superficies planas que formen un ángulo recto con el eje de la barra, con una tolerancia de 1,5°. Una vez puestas en contacto se debe realizar un ajuste del empalme, con una tolerancia de 3° con respecto al apoyo completo. 12.16.4.3. Los empalmes por contacto a tope se deben utilizar únicamente en aquellos elementos que tengan estribos cerrados o zunchos.

12.17. REQUISITOS ESPECIALES PARA EMPALMES EN LAS COLUMNAS 12.17.1. Los empalmes por yuxtaposición, mecánicos, soldados, o por contacto a tope se deben utilizar con las limitaciones que se detallan en los artículo 12.7.2. a 12.17.4. inclusive.

El empalme debe verificar los requerimientos correspondientes a todas las combinaciones de carga actuantes en la columna.

Figura 12.17.1. Requerimientos especiales para los empalmes en columnas.


Cap. 12 - 319

12.17.2. Empalmes en las columnas 12.17.2.1. Cuando las tensiones en las barras, debidas a las cargas mayoradas, son de compresión, los empalmes deben cumplir con las especificaciones de los artículos 12.16.1., 12.16.2. y cuando sean de aplicación los artículos 12.17.2.4. ó 12.17.2.5. 12.17.2.2. Cuando las tensiones en las barras, debidas a las cargas mayoradas, sean de tracción y ≤ 0,5 fy , los empalmes a utilizar deberán ser:

Empalmes de tracción Clase B, cuando se empalmen más de la mitad de las barras en cualquier sección. Empalmes de tracción Clase A, cuando se empalmen en cualquier sección, la mitad o menos de las barras y las restantes se empalmen en forma escalonada a una distancia igual a ld . 12.17.2.3. Cuando las tensiones en las barras debidas a las cargas mayoradas sean de tracción y mayores que 0,5 fy , los empalmes deberán ser Clase B. 12.17.2.4. En los elementos solicitados a compresión, en los que los estribos a lo largo de toda la longitud del empalme tienen un área efectiva ≥ 0,0015 h s, se permite multiplicar la longitud del empalme por 0,83, pero la longitud de empalme resultante de ser siempre ≥ 300 mm. Para determinar el área efectiva, se deben utilizar las ramas del estribo que son perpendiculares a la dimensión h. 12.17.2.5. En los elementos solicitados a compresión, con armadura en forma de zuncho, se permite multiplicar la longitud del empalme de las barras dentro del zuncho por 0,75, pero la longitud resultante debe ser siempre ≥ 300 mm. 12.17.3. Empalmes mecánicos o soldados en las columnas Los empalmes mecánicos o soldados en las columnas, deben cumplir con las especificaciones de los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4. 12.17.4. Empalmes por contacto a tope en columnas Para las barras de columnas solicitadas a tensiones de compresión, se permite utilizar empalmes a tope que verifiquen las condiciones del artículo 12.16.4., con la condición de que los empalmes estén escalonados, o que se especifiquen armaduras adicionales para la zona del empalme. Las barras que continúan en cada cara de la columna, deben tener una resistencia a la tracción, en base a la tensión de fluencia especificada fy , mayor o igual que 0,25 fy veces el área de la armadura vertical en esa cara.


Cap. 12 - 320

12.18. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN 12.18.1. La longitud mínima de empalme por yuxtaposición de las mallas de acero soldadas de alambres conformados, medida entre los extremos de cada panel de malla, debe ser :

≥ 1,3 ld ≥ 200 mm; y la superposición, medida entre los alambres transversales más alejados de cada malla, debe ser ≥ 50 mm. La longitud ld es la longitud de anclaje para la tensión de fluencia especificada fy , de acuerdo con el artículo 12.7.

Figura 12.18. Empalmes por yuxtaposición de mallas de acero soldadas de alambres conformados. 12.18.2. Los empalmes por yuxtaposición de la malla de acero soldada de alambre conformado, que no tengan un alambre transversal dentro de la longitud del empalme, se deben determinar de igual manera que para el alambre conformado.


Cap. 12 - 321

12.18.3. Cuando en la dirección del empalme, se presente algún alambre liso en la malla soldada de alambre conformado, ó cuando se empalme una malla soldada de alambre conformado con otra soldada de alambre liso, la malla se debe empalmar de acuerdo con el artículo 12.19.

12.19.

EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO ALAMBRES LISOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

SOLDADAS

DE

La longitud mínima de empalme por yuxtaposición de la malla soldada de alambre liso, debe cumplir las especificaciones de los artículos 12.19.1 y 12.19.2.. 12.19.1. Cuando el área de la armadura adoptada en la zona del empalme sea menor que 2 veces la requerida por el cálculo, la longitud de yuxtaposición, medida entre los alambres transversales más alejados de cada malla, debe ser:

≥ la separación entre los alambres transversales más 50 mm, ≥ 1,5 ld ≥ 200 mm La longitud ld es la longitud de anclaje para la tensión de fluencia especificada fy de acuerdo con el artículo 12.8. 12.19.2. Cuando el área de la armadura adoptada en la zona del empalme, sea como mínimo dos veces la requerida por los cálculos, la longitud de superposición medida entre los alambres transversales exteriores de cada malla, debe ser:

≥ 1,5 ld , ≥ 50 mm; La longitud ld es la longitud de anclaje para la tensión de fluencia especificada fy , de acuerdo con el artículo 12.8.


Cap. 12 - 322

Figura 12.19. Empalmes por yuxtaposición de mallas soldadas de alambre liso.


Cap. 12 - 323

PARTE 5 - SISTEMAS O ELEMENTOS ESTRUCTURALES

CAPÍTULO 13. SISTEMAS DE LOSAS QUE TRABAJAN EN DOS DIRECCIONES

13.0. SIMBOLOGÍA b1

ancho de la sección crítica definido en el artículo 11.12.1.2., medido en la dirección de la luz para la cual se determinaron los momentos, en mm.

b2

ancho de la sección crítica definido en el artículo 11.12.1.2., medido en la dirección perpendicular a b1, en mm.

c1

dimensión de una columna rectangular, o rectangular equivalente, de un capitel o de una ménsula, medida en la dirección de la luz para la cual se determinaron los momentos, en mm.

c2

dimensión de una columna rectangular, o rectangular equivalente, de un capitel o de una ménsula, medida transversalmente a la dirección para la cual se determinaron los momentos, en mm.

C

constante

de la sección transversal para definir las propiedades torsionales  x  x3 y siendo C = ∑  1 − 0 ,63  y 3  Para secciones T o L, la constante C se puede determinar dividiendo la sección en partes rectangulares y sumando los valores de C para cada parte.

Ecb

módulo de elasticidad del hormigón de las vigas, en MPa.

Ecs

módulo de elasticidad del hormigón de las losas, en MPa.

h

altura total del elemento, en mm.

Ib

momento de inercia con respecto a un eje baricéntrico de la sección total o bruta de una viga, como se define en el artículo 13.2.4., en mm4 .

Is

momento de inercia con respecto a un eje baricéntrico de la sección total de la losa, en mm4 . Is = h3 /12 veces el ancho de la losa definido en la simbología de α y βt .

Kt

rigidez torsional de un elemento sujeto a torsión; momento por unidad de rotación. Ver los Comentarios al artículo 13.7.5.


Cap. 13 - 325

ln

longitud de la luz libre en la dirección en que se determinaron los momentos, medida entre las caras internas de los apoyos, en mm.

l1

longitud de la luz en la dirección en que se determinan los momentos medida entre los centros de apoyos, en mm.

l2

longitud de la luz transversal a l1 , medida entre los centros de los apoyos, en mm. Ver también los artículos 13.6.2.3. y 13.6.2.4.

Mo

momento isostático total mayorado, en N mm.

Mu


Vc

resistencia nominal al corte provista por el hormigón, en N. Ver el artículo, 11.12.2.1.

Vu

esfuerzo de corte mayorada en la sección, en N.

wd

carga permanente mayorada por unida de área.

wl

sobrecarga mayorada por unidad de área.

wu

carga mayorada por unidad de área.

x

menor dimensión de la parte rectangular de la sección transversal, en mm.

y

mayor dimensión de la parte rectangular de la sección transversal, en mm.

α

relación entre la rigidez a flexión de la sección de la viga y la rigidez a flexión de una franja de losa limitada lateralmente por los ejes centrales de las losas E I adyacentes (si las hay) a cada lado de la viga, siendo α = cb b . E cs I s

α1

α en la dirección de l1 .

α2

α en la dirección de l2 .

βt

relación entre la rigidez a torsión de la sección de la viga de borde y la rigidez a la flexión de una franja de losa cuyo ancho es igual a la longitud de la luz de la viga, E cb C medida entre los centros de los apoyos, siendo β t = . 2 E cs I s

γf

fracción del momento no balanceado transmitido por flexión en las uniones losacolumna. Ver el artículo 13.5.3.2.

γv

fracción del momento no balanceado transmitido por excentricidad del corte en las uniones losa-columna, siendo γv = 1 - γf .

ρ

cuantía de la armadura de tracción no tesa.


Cap. 13 - 326

ρb

cuantía de la armadura que produce condiciones balanceadas de deformación.

φ

factor de reducción de la resistencia.

13.1. CAMPO DE VALIDEZ 13.1.1. Las prescripciones de este Capítulo 13 se aplican al diseño de los sistemas de losas solicitadas a flexión, armadas en más de una dirección, con o sin vigas entre apoyos. A los fines de este Reglamento se definen como sistemas de losas planas a aquellos sistemas de losas sin vigas, con ábacos o capiteles de columnas, o con una mezcla de ambos, los que se diferencian de los sistemas de placas planas porque éstos no presentan ni ábacos ni capiteles de columna, apoyando la losa, de espesor uniforme, directamente en las columnas. 13.1.2. En un sistema de losas apoyado en columnas o en tabiques, los valores de las dimensiones c1 y c2 y la longitud de la luz libre, ln , se deben calcular en base a un área de apoyo efectiva, definida por la intersección de la superficie inferior de la losa, o del ábaco si lo hubiera, con el mayor cono circular recto o pirámide recta, cuyas superficies estén ubicadas dentro de la columna y el capitel o ménsula, y que estén orientadas según ángulo menor o igual que 45°, con respecto al eje de la columna. 13.1.3. En el campo de validez de este Capítulo, se incluyen las losas macizas y las losas nervuradas en dos direcciones, con rellenos permanentes o removibles, entre los nervios o las vigas. 13.1.4. El espesor mínimo de las losas, dimensionadas de acuerdo con este Capítulo 13, debe verificar las prescripciones establecidas en el artículo 9.5.3.

13.2.

DEFINICIONES

13.2.1. Franja de columna Se denomina franja de columna a una franja de diseño con un ancho, a cada lado del eje de la columna, igual a 0,25 l1 ó 0,25 l2 ; de ambos el que resulte menor. Las franjas de columna incluyen a las vigas que se encuentran en ellas, si las hubiera. 13.2.2. Franja intermedia Se denomina franja intermedia a una franja de diseño limitada por dos franjas de columna.


Cap. 13 - 327

Figura 13.2.1. Definición de las franjas de diseño. 13.2.3. Panel de losa Se denomina panel de losa al sector de la estructura delimitado por los ejes de las columnas, vigas o tabiques que definen su perímetro. 13.2.4. Para los elementos monolíticos o totalmente construidos, las vigas deben incluir como ala, la parte de la losa situada a cada lado de las mismas, dentro de una distancia igual a la proyección abatida de la longitud saliente que configura la viga, hacia arriba o hacia abajo de la losa, la que sea mayor, pero como máximo igual a 4 veces el espesor de la losa.


Cap. 13 - 328

Figura 13.2.4. Sección efectiva en las vigas de acuerdo con el artículo 13.24.

13.3. ARMADURA DE LA LOSA 13.3.1. El área de la armadura en cada dirección, para los sistemas de losas que trabajan en dos direcciones, se debe determinar a partir de los momentos en las secciones críticas, pero siempre deberá ser igual o mayor que el área de la armadura requerida en el artículo 7.12. 13.3.2. La separación entre las barras o alambres de la armadura, en las secciones críticas, no debe superar dos veces el espesor de la losa, excepto en el caso de las losas nervuradas armadas en una o en dos direcciones. En las losas nervuradas, la armadura que se debe disponer en las losas ubicadas entre los nervios debe cumplir los requisitos especificados en el artículo 7.12. 13.3.3. La armadura para momento positivo, ubicada en la dirección perpendicular a un borde discontinuo, se debe prolongar hasta el borde de la losa y debe tener una longitud embebida, ya sea recta o con ganchos, de 150 mm como mínimo, en el interior de las vigas perimetrales, de los tabiques, o de las columnas. 13.3.4. La armadura para momento negativo, ubicada en la dirección perpendicular a un borde discontinuo, se debe doblar, disponer ganchos, o anclarse en las vigas perimetrales, tabiques o columnas, con el fin de lograr que desarrolle su capacidad a tracción en la cara del apoyo, de acuerdo con las especificaciones del Capítulo 12.


Cap. 13 - 329

13.3.5. Cuando un borde discontinuo de la losa, no esté apoyado en una viga perimetral o tabique, o cuando la losa continúe en voladizo más allá del apoyo, se permite que la armadura se ancle dentro de la losa. 13.3.6. En las losas con vigas entre los apoyos, con un valor de α > 1,0, se debe disponer una armadura adicional en las esquinas exteriores, tanto en la parte inferior como superior de la losa, de acuerdo con las especificaciones de los artículos 13.3.6.1. a 13.3.6.4. inclusive. 13.3.6.1. Esta armadura adicional a ubicar en la parte superior e inferior de la losa, debe ser suficiente para resistir un momento por metro de ancho de la losa, igual al máximo momento positivo que se produce en ella. 13.3.6.2. El momento se puede suponer actuando alrededor de un eje perpendicular a la diagonal, que parte de la esquina, en la parte superior de la losa, y alrededor de un eje paralelo a dicha diagonal, en la parte inferior de la losa. 13.3.6.3. La armadura adicional se debe ubicar a partir de la esquina, a una distancia, en cada dirección, igual a 1/5 de la luz mayor de la losa. 13.3.6.4. Esta armadura adicional se debe ubicar en una franja paralela a la diagonal, en la parte superior de la losa, y en una franja perpendicular a la diagonal, en la parte inferior de la losa. En forma alternativa, la armadura adicional se puede ubicar en dos capas paralelas a los lados de la losa, tanto en la parte superior como en la inferior de la losa (ver la Figura 13.3.6.b)).


Cap. 13 - 330

Figura 13.3.6.

Armadura adicional requerida en las esquinas de las losas apoyadas en las vigas

13.3.7. A los fines de este Reglamento, se define como ábaco a aquella parte estructural de una losa plana, que presenta un mayor espesor en el área que rodea a una columna, capitel de columna, o ménsula corta, con el fin de reducir la intensidad de las tensiones. Cuando se decida utilizar un ábaco sobre la columna de una losa plana, con el fin de reducir la cantidad de armadura para momento negativo, el tamaño del ábaco debe verificar las especificaciones de los artículos 13.3.7.1., 13.3.7.2. y 13.3.7.3.


Cap. 13 - 331

Figura 13.3.7. Definición de ábaco y de capitel en una losa sin vigas. 13.3.7.1. El ábaco se debe prolongar en cada dirección, a partir del eje del apoyo, una 1 distancia ≥ de la luz, medida entre los centros de los apoyos en esa dirección. 6

Figura 13.3.7.1. Detalle de los requisitos que debe cumplir un ábaco de acuerdo con los artículos 13.3.7.1.,13.3.7.2. y 13.3.7.3. 13.3.7.2. El espesor del ábaco, por debajo de la losa, debe ser como mínimo, mayor o igual que 1/4 del espesor del losa. 13.3.7.3. Para calcular la armadura requerida en la losa, la altura del ábaco bajo la losa, se debe considerar menor o igual que 1/4 de la distancia entre el extremo del ábaco y el borde de la columna, capitel, o ménsula. 13.3.8. Detalles de la armadura en las losas sin vigas 13.3.8.1. La armadura de las losas sin vigas debe cumplir con las especificaciones del artículo 13.3. y con los valores de las prolongaciones mínimas de la mencionada armadura, especificados en la Figura 13.3.8.


Cap. 13 - 332

Figura 13.3.8. Prolongaciones mínimas para las armaduras en las losas sin vigas (ver el artículo 12.11.1. para la prolongación de las armaduras dentro de los apoyos).


Cap. 13 - 333

13.3.8.2. Cuando las luces de los tramos adyacentes sean diferentes, la prolongación de la armadura dispuesta para absorber momentos negativos, más allá del borde del apoyo, descripta en la Figura 13.3.8., se debe determinar en función de la luz mayor. 13.3.8.3. Las barras o alambres doblados se pueden colocar sólo cuando la relación altura/luz del elemento permita la ubicación de ángulos de doblado ≤ 45° . 13.3.8.4. En los pórticos donde las losas armadas en dos direcciones, actúan como elementos principales del sistema resistente a cargas laterales, las longitudes de las armaduras se deben determinar por medio de un análisis, pero en ningún caso deben ser menores que las especificadas en la Figura 13.3.8. 13.3.8.5. Todas las barras o alambres inferiores, contenidos dentro de una franja de columna, en cada dirección, se deben continuar, o empalmar con empalmes de tracción Clase A, o con empalmes mecánicos o soldados, que satisfagan las especificaciones del artículo 12.14.3. Los empalmes se deben ubicar como se ilustra en la Figura 13.3.8.

Dos barras o alambres inferiores de la franja de columna, en cada dirección, deben pasar, como mínimo, a través del núcleo de la columna, y se deben anclar en los apoyos exteriores. 13.3.8.6. En las losas con conectores de corte y en las construcciones con losas izadas, en las cuales no es práctico pasar las barras o alambres inferiores, exigidos por el artículo 13.3.8.5., a través de la columna, se deben colocar, como mínimo, dos barras o alambres inferiores con adherencia, continuos o empalmados con empalmes Clase A, en cada dirección, a través de los conectores de corte, o de los collares de izaje, tan cerca de la columna como sea posible. En las columnas exteriores, la armadura se debe anclar a los conectores de corte o al collar de izaje.

columna

Columna

Collarde deizaje izaje Collar

Losa izada

Losa izada Acerode deintegridad integridad Acero

Figura 13.3.8.6. Ubicación de las armaduras en los collares de izaje.


Cap. 13 - 334

13.4. ABERTURAS EN LOS SISTEMAS DE LOSAS 13.4.1. En los sistemas de losas se pueden dejar aberturas de cualquier tamaño, siempre que se demuestre por medio de análisis, que la resistencia de diseño es, como mínimo, igual a la resistencia requerida por los artículos 9.2. y 9.3. y que se verifican todas las condiciones de servicio, incluyendo los valores límites especificados para las flechas. 13.4.2. En los sistemas de losas sin vigas se permite dejar aberturas, sin realizar el análisis especial exigido en el artículo 13.4.1., siempre que se verifiquen las prescripciones de los artículos 13.4.2.1. a 13.4.2.4. inclusive. 13.4.2.1. En el área común de dos franjas intermedias que se intersectan, se permite dejar aberturas de cualquier tamaño siempre que se mantenga la cantidad total de armadura requerida por el panel de losa sin abertura. 13.4.2.2. El área común en el cual se intersectan dos franjas de columna no se debe 1 interrumpir con aberturas de más de del ancho de la franja de columna, 8 correspondiente a cualquiera de los dos tramos. En los lados de la abertura se debe añadir una cantidad de armadura equivalente a la interrumpida por ella. 13.4.2.3. El área común de una franja de columna y de una franja intermedia, no se debe 1 interrumpir con aberturas de más de de la armadura prevista en cada franja. 4 En los lados de la abertura se debe añadir una cantidad de armadura equivalente a la interrumpida por ella. 13.4.2.4. Con respecto a los requisitos para el esfuerzo de corte, se deben cumplir las especificaciones del artículo 11.12.5.

13.5. PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO 13.5.1. Los sistemas de losas se pueden diseñar mediante cualquier procedimiento que satisfaga las condiciones de equilibrio y compatibilidad geométrica, si se demuestra que la resistencia de diseño, en cada sección, es como mínimo, igual a la resistencia requerida por los artículos 9.2. y 9.3. y que se verifican todas las condiciones de servicio, incluyendo los valores límites establecidos para las flechas. 13.5.1.1. Los sistemas de losas, incluyendo la losa, las vigas entre apoyos (si las hubiera) y las columnas de apoyo o tabiques que formen pórticos ortogonales, se podrán calcular para cargas gravitatorias, ya sea mediante el Método de Diseño Directo, descripto en el artículo 13.6., o con el Método del Pórtico Equivalente, descripto en el artículo 13.7.


Cap. 13 - 335

13.5.1.2. En el análisis de pórticos solicitados por cargas laterales, se debe considerar la influencia de la fisuración y de la armadura para la determinación de la rigidez de los elementos del pórtico. 13.5.1.3. Los resultados del análisis para cargas gravitatorias se pueden superponer con los resultados del análisis para cargas laterales. 13.5.2. La losa y las vigas entre los apoyos (si las hubiera), se deben dimensionar para los momentos envolventes mayorados existentes en cada sección. 13.5.3. Cuando la carga gravitatoria, viento, sismo u otras fuerzas laterales produzcan momentos de transmisión entre la losa y la columna, una fracción del momento no balanceado se debe transmitir por flexión, de acuerdo con los artículos 13.5.3.2. y 13.5.3.3. 13.5.3.1. La fracción del momento no balanceado que no se transmite por flexión, se debe transmitir por excentricidad de corte, de acuerdo con el artículo 11.12.6. 13.5.3.2. La fracción del momento no balanceado, dada por la expresión γf Mu , se debe considerar transmitida por flexión sobre una franja de losa, cuyo ancho efectivo esté comprendido entre las líneas ubicadas a 1,5 veces el espesor de la losa o del ábaco (1,5 h), medida hacia afuera de las caras opuestas de la columna o capitel, siendo Mu el momento transmitido y γf el valor obtenido de la siguiente expresión:

γf =

1 2 1+ 3

b1 b2

(13-1)

13.5.3.3. Para los momentos no balanceados con respecto a un eje paralelo al borde en los apoyos exteriores, el valor de γf dado por la expresión (13-1) se puede incrementar hasta 1,0, siempre que en el borde apoyado se verifique que Vu ≤ 0,75 φ Vc o en el apoyo de esquina se verifique que Vu ≤ 0,5 φ Vc . Para los momentos no balanceados en los apoyos interiores y para los momentos no balanceados con respecto a un eje perpendicular al borde en los apoyos exteriores, el valor γf dado por la expresión (13-1), se puede incrementar hasta en un 25%, siempre que en el apoyo se verifique que Vu ≤ 0,4 φ Vc . La cuantía de armadura ρ , dentro del ancho efectivo de la losa, definido en el artículo 13.5.3.2., no debe exceder de 0,375 ρb . En los sistemas de losas pretensadas no se permite realizar ajustes en el valor de γf . 13.5.3.4. Para resistir el momento sobre las columnas, con el ancho efectivo de la losa definido en el artículo 13.5.3.2., se debe concentrar la armadura sobre la columna utilizando una separación menor o una armadura adicional.


Cap. 13 - 336

13.5.4. La determinación de la transmisión de la carga por corte y torsión desde la losa a los tabiques y columnas de apoyo, se debe realizar de acuerdo con los lineamientos dados en el Capítulo 11.

13.6. MÉTODO DE DISEÑO DIRECTO 13.6.1. Limitaciones El Método de Diseño Directo se puede utilizar en aquellos sistemas de losas que cumplan con las siguientes limitaciones: 13.6.1.1. En cada dirección deben existir como mínimo tres tramos continuos. 13.6.1.2. Los paneles de losa deben ser rectangulares, con una relación entre las luces mayor y menor, medidas de centro a centro de los apoyos, no mayor que 2. 13.6.1.3. Las longitudes de los tramos sucesivos en cada dirección, medidas de centro a centro de los apoyos, no deben diferir en más de 1/3 de la luz mayor. 13.6.1.4. Las columnas pueden estar desalineadas con respecto a cualquier eje que une los centros de las columnas sucesivas, hasta un máximo del 10% de la luz del tramo, en la dirección del desalineamiento. 13.6.1.5. Todas las cargas deben ser únicamente de tipo gravitatorio y deben estar distribuidas de manera uniforme en toda la losa. La sobrecarga no debe superar 2 veces el valor de la carga permanente. 13.6.1.6. Cuando los paneles de losa apoyen en vigas en todos sus lados, la rigidez relativa de las vigas en dos direcciones perpendiculares debe ser:

0 ,2 ≤

α 1 l 22 ≤ 0 ,5 α 2 l 21

13.6.1.7. La redistribución de los momentos, que se permite en el artículo 8.4., no se debe utilizar en el diseño de los sistemas de losas con el Método de Diseño Directo. Ver el artículo 13.6.7. 13.6.1.8. El Reglamento permite algunas variaciones con respecto a las limitaciones establecidas en el artículo 13.6.1. siempre que se demuestre mediante un análisis, que se satisfacen los requisitos del artículo 13.5.1.


Cap. 13 - 337

Figura 13.6.1. Limitaciones para la aplicación del Método de Diseño Directo. 13.6.2. Momento mayorado total para un tramo 13.6.2.1. El momento mayorado total para un tramo, debe ser el que corresponde a una franja que se extiende, transversalmente, entre los ejes centrales de los paneles de losa adyacentes a cada lado del eje de los apoyos. 13.6.2.2. La suma de los valores absolutos del momento positivo mayorado y el promedio de los momentos negativos mayorados de un tramo, en cada dirección, debe ser mayor o igual que el valor obtenido de la siguiente expresión:

Mo =

wu l 2 l n 8

(13-3)

13.6.2.3. Cuando las luces de los tramos transversales de los paneles de losa, ubicados a ambos lados del eje central de los apoyos sean diferentes, el valor de l2 en la expresión (13-3) se debe considerar como el promedio de las luces de los tramos transversales de los dos paneles adyacentes. 13.6.2.4. Cuando se considere el tramo adyacente a un borde de la estructura (en la dirección de éste), se debe sustituir el valor de l2 en la expresión (13-3), por la distancia desde el borde al eje central del panel de losa considerado.


Cap. 13 - 338

13.6.2.5. La luz libre, ln , se debe medir entre las caras interiores de las columnas, capiteles, ménsulas o tabiques. El valor de ln utilizado en la expresión (13-3) debe ser:

ln ≥ 0,65 l1 Cuando la sección transversal de los elementos de apoyo no sea rectangular, (círculo, polígono regular, etc.), o sus lados no sean paralelos a la dirección del eje considerado, dicha sección se debe sustituir en los cálculos, por una sección cuadrada equivalente de igual área.

Figura 13.6.2.5. Secciones cuadradas elementos de apoyo.

equivalentes

para

distintos

13.6.3. Momentos mayorados negativos y positivos 13.6.3.1. Los momentos negativos mayorados se deben determinar en la sección correspondiente a la cara de los elementos de apoyo de sección rectangular. Los apoyos de forma circular o de polígono regular, se deben considerar como apoyos cuadrados de igual área. 13.6.3.2. En un tramo interior, el momento mayorado total Mo se debe distribuir como se indica a continuación:


Momento negativo mayorado

0,65 Mo

Momento positivo mayorado

0,35 Mo

Cap. 13 - 339

Figura 13.6.3.1. Secciones críticas para determinar los momentos negativos de diseño. 13.6.3.3. En un tramo extremo, el momento mayorado total Mo , se debe distribuir como se indica en la Tabla 13.6.3.3.


Cap. 13 - 340

Tabla 13.6.3.3. Distribución de los momentos mayorados totales Mo

Momento mayorado Mo

(1)

(2)

Borde exterior articulado

Losa con vigas entre todos los apoyos

0,75

0,70

0,70

0,70

0,65

0,63

0,57

0,52

0,50

0,35

0

0,16

0,26

0,30

0,65

Negativo interior Positivo Negativo exterior

(3)

(4)

Losa sin viga entre apoyos interiores Sin viga de Con viga de borde borde

(5) Borde exterior empotrado

13.6.3.4. Las secciones solicitadas por momentos negativos se deben diseñar para resistir el mayor de los dos momentos interiores mayorados, determinados para los tramos con un apoyo común, siempre que no se realice un análisis para distribuir el momento no balanceado de acuerdo con las rigideces de los elementos concurrentes. 13.6.3.5. Las vigas de borde o los bordes de la losa, se deben dimensionar para resistir por torsión, la parte proporcional de los momentos exteriores negativos mayorados que les corresponde. 13.6.3.6. El momento para carga gravitatoria que se debe transmitir entre la losa sin viga y una columna de borde, de acuerdo con el artículo 13.5.3.1., debe ser 0,3 Mo .

Figura 13.6.3.6. Transferencia del momento negativo en la sección de apoyo exterior de una losa sin vigas.


Cap. 13 - 341

13.6.4. Momentos mayorados en las franjas de columna 13.6.4.1. Las franjas de columna se deben dimensionar para resistir los porcentajes del momento negativo interior mayorado que se especifican en la Tabla 13.6.4.1. Tabla 13.6.4.1. Momentos negativos interiores mayorados en las franjas de columnas

l 2 / l1

0,5

1,0

2,0

(α1 l2 / l1 ) = 0

75

75

75

(α1 l2 / l1 ) ≥ 1,0

90

75

45

Para valores intermedios se debe interpolar linealmente

13.6.4.2. Las franjas de columna se deben dimensionar para resistir los porcentajes del momento negativo exterior mayorado que se especifican en la Tabla 13.6.4. Tabla 13.6.4.2. Momentos negativos exteriores mayorados en las franjas de columnas 0,5

1,0

2,0

βt = 0

100

100

100

βt ≥ 2,5

75

75

75

βt = 0

100

100

100

βt ≥ 2,5

90

75

45

l2 / l1 (α 1 l 2 / l 1 ) = 0 (α1 l2 / l1 ) ≥ 1,0


13.6.4.3. Cuando los apoyos consistan en columnas o tabiques que se extienden una distancia mayor o igual que 3/4 de la longitud l2 utilizada para determinar Mo , los momentos negativos se deben considerar uniformemente distribuidos a través de l2 . 13.6.4.4. Las franjas de columna se deben dimensionar para resistir los porcentajes de los momentos positivos mayorados que se especifican en la Tabla 13.6.4.4.


Cap. 13 - 342

Tabla 13.6.4.4. Momentos positivos mayorados en las franjas de columnas

l2 / l1

0,5

1,0

2,0

(α1 l2 / l1 ) = 0

60

60

60

(α1 l2 / l1 ) ≥ 1,0

90

75

45


13.6.4.5. En losas con vigas entre los apoyos, la parte de la losa ubicada en la franja de columna se debe dimensionar para resistir el porcentaje de los momentos de la franja de columna que no sean resistidos por las vigas. 13.6.5. Momentos mayorados en las vigas 13.6.5.1. Cuando se verifique que (α1 l2 / l1 ) ≥ 1 las vigas entre los apoyos, se deben dimensionar para resistir el 85% de los momentos de la franja de columna. 13.6.5.2. Cuando se verifique que 0 ≤ (α1 l2 / l1 ) ≤ 1,0, el porcentaje de los momentos de la franja de columna que debe ser resistida por las vigas, se debe obtener por interpolación lineal entre 85% y 0%. 13.6.5.3. Además de los momentos calculados para las cargas uniformes, de acuerdo con lo especificado en los artículos 13.6.2.2. 13.6.5.1. y 13.6.5.2., las vigas se deben dimensionar para resistir los momentos producidos por las cargas concentradas o lineales aplicadas directamente sobre ellas, incluyendo el peso propio del alma que se encuentre por encima o por debajo de la losa. 13.6.6. Momentos mayorados en las franjas intermedias 13.6.6.1. El porcentaje de los momentos mayorados, positivos y negativos, que no es resistido por las franjas de columna, se debe asignar, en forma proporcional, a cada una de las semifranjas intermedias que corresponda. 13.6.6.2. Cada franja intermedia se debe dimensionar para resistir la suma de los momentos asignados a sus dos mitades de franja. 13.6.6.3. Una franja intermedia adyacente y paralela a un borde apoyado en un tabique, se debe dimensionar para resistir el doble del momento asignado a la semifranja intermedia, correspondiente a la primera hilera de los apoyos interiores. 13.6.7. Modificación de los momentos mayorados Los momentos mayorados positivos y negativos se pueden modificar en un 10 %, siempre que el momento total del panel de la losa, en la dirección considerada, sea mayor o igual que el requerido por la expresión (13-3).


Cap. 13 - 343

13.6.8. Esfuerzo de corte mayorados en los sistemas de losas con vigas 13.6.8.1. Las vigas con (α1 l2 / l1 ) ≥ 1,0, se deben dimensionar para resistir el esfuerzo de corte producido por las cargas mayoradas correspondientes a las áreas tributarias limitadas por líneas a 45°, trazadas desde las esquinas de las losas y los ejes de las losas adyacentes paralelos a los lados mayores.

Figura 13.6.8. Área tributaria para los esfuerzos de corte en una viga interior. 13.6.8.2. Cuando se dimensionen las vigas con una relación (α1 l2 / l1 ) < 1,0 para resistir el esfuerzo de corte, se permite interpolar linealmente suponiendo que la viga no toma carga para α1 =0 . 13.6.8.3. Además de los esfuerzos de corte calculados de acuerdo con los artículos 13.6.8.1. y 13.6.8.2., todas las vigas se deben dimensionar para resistir los esfuerzos de corte producidos por las cargas mayoradas, aplicadas directamente sobre ellas. 13.6.8.4. La resistencia la corte de la losa, se puede determinar suponiendo que la carga se distribuye entre las vigas de apoyo, de acuerdo con los artículos 13.6.8.1. ó 13.6.8.2.

Cada panel de losa se debe dimensionar para obtener la resistencia al esfuerzo de corte total correspondiente al panel considerado. 13.6.8.5. La resistencia al corte debe satisfacer los requisitos especificados en el Capítulo 11.


Cap. 13 - 344

13.6.9. Momentos mayorados en las columnas y en los tabiques 13.6.9.1. Las columnas y los tabiques construidos monolíticamente con un sistema de losas, se deben dimensionar para los momentos producidos por las cargas mayoradas que actúan sobre el sistema de losas. 13.6.9.2. En un apoyo interior, los elementos de apoyo que se ubican por arriba y por debajo de la losa, se deben dimensionar para el momento determinado con la expresión (13-4), en proporción directa a sus rigidices, siempre que no se realice un análisis general.

[

M = 0 ,07 (w d + 0 ,5 w 1 ) l 2 l 2n − w' d l' 2 (l' 2 )

2

]

(13-4)

siendo:

w ’d , l ’2 y l ’n los valores que corresponden al tramo más corto.

13.7. MÉTODO DEL PÓRTICO EQUIVALENTE 13.7.1. Hipótesis El diseño de los sistemas de losas por el Método del Pórtico Equivalente se fundamenta en las hipótesis establecidas en los artículos 13.7.2. a 13.7.6. inclusive. Todas las secciones de las losas y los elementos de apoyo se deben dimensionar para los momentos y esfuerzos de corte obtenidos de acuerdo con ellas. 13.7.1.1. Cuando se utilicen capiteles metálicos en las columnas, se permite considerar su contribución a la rigidez y a la resistencia a flexión y a corte. 13.7.1.2. El Reglamento permite no considerar el cambio en la longitud de las columnas y de las losas debido a los esfuerzos axiales al igual que las deformaciones debidas al esfuerzo de corte. 13.7.2. Definición del método 13.7.2.1. El método considera que la estructura está constituida por pórticos equivalentes según los ejes de las columnas, en las direcciones longitudinal y transversal al edificio.


Cap. 13 - 345

Figura 13.7.2.1.a). Pórtico equivalente para un edificio de 5 pisos


Cap. 13 - 346

Figura 13.7.2.1.b). Definición de pórtico equivalente en planta.

13.7.2.2. Cada pórtico consiste en una hilera de columnas o apoyos y franjas de vigas placa, limitadas lateralmente por el eje central del panel de losa correspondiente a cada lado del eje de las columnas o de los apoyos.


Cap. 13 - 347

Figura 13.7.2.2.

Idealización de un edificio para el análisis con el método del pórtico equivalente. (adaptado de la referencia 7.19.).

13.7.2.3. El método supone que las columnas o apoyos están unidos a las franjas de vigas-placa mediante elementos torsionales (ver el artículo 13.7.5.), transversales a la dirección del tramo para el cual se calculan los momentos, que se extienden, a cada lado de la columna, hasta los ejes centrales de los paneles de losa laterales. 13.7.2.4. Los pórticos adyacentes y paralelos a un borde de la estructura, deben estar limitados por dicho borde y por el eje central del panel de losa adyacente. 13.7.2.5. Cada pórtico equivalente se puede analizar como una estructura completa. En forma alternativa, para las cargas gravitatorias se puede realizar un análisis de cada entrepiso o cubierta, considerando empotrados los extremos más alejados de las columnas. 13.7.2.6. Cuando las vigas placa se analicen en forma separada, se podrá determinar el momento en un apoyo dado, suponiendo que la viga placa está empotrada en cualquier apoyo distante dos tramos del considerado, siempre que la losa continúe más allá de dicho punto.


Cap. 13 - 348

13.7.3. Vigas placa 13.7.3.1. El momento de inercia del sistema de vigas placa, en cualquier sección transversal fuera del nudo o capitel de la columna, se puede determinar utilizando el área total o bruta de hormigón. 13.7.3.2. La variación del momento de inercia a lo largo de los ejes de los sistemas de vigas placa se debe considerar en todas las determinaciones que se realicen. 13.7.3.3. El momento de inercia del sistema de vigas placa, desde el centro de la columna hasta la cara de la columna, ménsula o capitel, se debe suponer igual al momento de inercia del sistema de vigas placa en la cara de la columna, ménsula o capitel, dividido por el término (1-c2 /l2)² , donde los valores de c2 y l2 se miden transversalmente a la dirección del tramo para el cual se determinan los momentos. 13.7.4. Columnas 13.7.4.1. El momento de inercia de las columnas, en cualquier sección transversal fuera de los nudos o capiteles de columna, se puede determinar utilizando el área total o bruta de hormigón. 13.7.4.2. La variación del momento de inercia a lo largo de los ejes de las columnas se debe considerar en todas las determinaciones que se realicen. 13.7.4.3. El momento de inercia de las columnas en el nudo, en el tramo comprendido entre la sección superior y la inferior del sistema viga placa, se puede suponer infinito.


Cap. 13 - 349

Figura 13.7.4. Columna equivalente (columna y elementos torsionales). 13.7.5. Elementos torsionales 13.7.5.1. Los elementos torsionales (ver el artículo 13.7.2.3.) se deben suponer con una sección transversal constante en toda su longitud, que será la mayor de las siguientes opciones: a) Una parte de la losa que tenga un ancho igual al de la columna, ménsula o capitel, en la dirección del tramo para el cual se determinan los momentos; b) Para sistemas monolíticos o totalmente compuestos, la parte de la losa especificada en a) más la parte de la viga transversal existente por arriba y por debajo de la losa; c) La viga transversal, como se define en el artículo 13.2.4.


Cap. 13 - 350

Figura 13.7.5.1. Elementos torsionales. 13.7.5.2. Cuando las vigas formen pórticos con las columnas en la dirección del tramo para el cual se determinan los momentos, la rigidez torsional se debe multiplicar por la relación entre el momento de inercia de la losa con dichas vigas y el momento de inercia de la losa sin dichas vigas. 13.7.6. Ubicación de la sobrecarga 13.7.6.1. Cuando se conozca la distribución de las cargas, el pórtico equivalente se debe analizar para dicha distribución de cargas.


Cap. 13 - 351

13.7.6.2. Cuando la sobrecarga sea variable, pero no supere 3/4 de la carga permanente, o bien la naturaleza de la sobrecarga sea tal que todas las losas se carguen en forma simultánea, se permite suponer que los momentos máximos mayorados en todas las secciones, se van a producir con la sobrecarga total mayorada actuando en todo el sistema de losas. 13.7.6.3. Para condiciones de carga distintas a las definidas en el artículo 13.7.6.2., se puede suponer que: a) el momento máximo positivo mayorado, cerca del centro del tramo de una losa, se produce bajo la acción de 3/4 de la sobrecarga total mayorada actuando sobre el panel de losa considerado y sobre los paneles alternados; b) el momento máximo negativo mayorado, en un apoyo, se produce bajo la acción de 3/4 de la sobrecarga total actuando solamente en los dos paneles de losa adyacentes al apoyo considerado. 13.7.6.4. Los momentos mayorados no deben ser menores que los que se producen con la sobrecarga total mayorada actuando simultáneamente en todas las losas. 13.7.7. Momentos mayorados 13.7.7.1. En los apoyos interiores, la sección crítica para el momento negativo mayorado (tanto en la franja de columna como en las franjas intermedias) se debe considerar en el borde de los apoyos rectilíneos, pero como máximo a una distancia igual a 0,175 l1 desde el centro de la columna. 13.7.7.2. En los apoyos exteriores provistos de ménsulas o capiteles, la sección crítica para el momento negativo mayorado en el tramo perpendicular a un borde, se debe considerar situada a una distancia, del borde del elemento de apoyo, como máximo igual a 1/2 de la proyección de la ménsula o capitel, más allá de la cara del elemento de apoyo. 13.7.7.3. Con el objeto de definir la posición de la sección crítica para el momento negativo de diseño, los apoyos circulares o en forma de polígono regular se deben considerar como apoyos cuadrados equivalentes de igual área. 13.7.7.4. Cuando se analicen con el Método del Pórtico Equivalente aquellos sistemas de losas que verifican las limitaciones especificadas en el artículo 13.6.1., los momentos resultantes calculados se podrán reducir en una proporción tal, que la suma de los valores absolutos de los momentos positivos, y el promedio de los momentos negativos utilizados para el diseño, no supere el valor obtenido con la expresión (13-3). 13.7.7.5. Cuando se verifiquen los requisitos establecidos en el artículo 13.6.1.6. se podrán distribuir de los momentos en las secciones críticas de una franja de viga placa de cada pórtico, a las franjas de columna, vigas y franjas intermedias, de acuerdo con las especificaciones de los artículos 13.6.4., 13.6.5. y 13.6.6.


Cap. 13 - 352

CAPÍTULO 14. TABIQUES

14.0. SIMBOLOGÍA Ag


As

área de la sección de armadura longitudinal traccionada en el segmento del tabique, en mm2.

Ase

área efectiva de la sección de armadura longitudinal traccionada en el segmento del tabique, en mm2 , determinada según la expresión (14-8).

c

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el eje neutro, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, o altura útil, en mm.

Ec

módulo de elasticidad del hormigón, en MPa.

fc'


fy


h

espesor total del tabique, en mm.

lcr

momento de inercia de la sección fisurada de hormigón, en mm4.

Ie

momento de inercia efectivo para el cálculo de la flecha, en mm4.

k

factor de longitud efectiva.

lc

distancia vertical entre apoyos, en mm.

lw

longitud horizontal del tabique, en mm.

M

momento máximo no mayorado debido a las cargas de servicio, incluyendo los efectos P-∆, en N mm.

Ma

momento máximo en el elemento, en la etapa para la que se calcula la flecha, en N mm.

Mcr

momento que produce la fisuración por flexión debido a las cargas verticales y horizontales aplicadas, en N mm.

Mn

resistencia nominal de la sección para momento, en N mm.


Cap.14 - 353

Msa

momento máximo aplicado, no mayorado, debido a las cargas de servicio, sin incluir los efectos P-∆, en N mm.

Mu

momento mayorado en la sección, incluyendo los efectos P-∆, en N mm.

Mua

momento en una sección ubicada en la mitad de la altura del tabique debido a las cargas horizontales y verticales excéntricas mayoradas, en N mm.

n

relación entre los módulos de elasticidad Es y Ec mayor o igual que 6, (n= Es /Ec ≥ 6)

Pnw

resistencia nominal del tabique diseñado de acuerdo con el artículo 14.4, para carga axial, en N.

Ps

carga axial no mayorada en la sección de diseño (en la mitad de la altura), incluyendo los efectos del peso propio, en N.

Pu

carga axial mayorada, en N.

∆s

flecha máxima en la mitad de la altura, o en su proximidad, debida a las cargas de servicio, en mm.

∆u

flecha por flexión en la mitad de la altura del tabique debida a las cargas mayoradas, en mm.

φ


ρ

cuantía de la armadura traccionada (ρ = As/lw .d).

ρb

cuantía de la armadura que produce condiciones de deformación balanceada.


Cap. 14 - 354

(a)

(b) Figura 14.0. Geometría y armadura de un tabique convencional: a) sección transversal; b) vista en altura.

14.1. CAMPO DE VALIDEZ 14.1.1. Las prescripciones de este Capítulo se aplican al diseño de tabiques sometidos a carga axial, con o sin flexión. 14.1.2. Los muros de contención en voladizo se deben diseñar de acuerdo con las disposiciones del Capítulo 10, pero con una armadura horizontal mínima de acuerdo con el artículo 14.3.3.


Cap.14 - 355

14.2. REQUISITOS GENERALES 14.2.1. Los tabiques se deben diseñar para cargas excéntricas y para cualquier otra carga horizontal o de cualquier otro tipo, a la que pudieran estar sometidos. 14.2.2. Los tabiques sometidos a cargas axiales se deben diseñar de acuerdo con los artículos 14.2., 14.3. y con los artículos 14.4., 14.5. ó 14.8. según corresponda. 14.2.3. El dimensionamiento a corte se debe realizar de acuerdo con el artículo 11.10. 14.2.4. La longitud horizontal de un tabique lw , que se puede considerar como efectiva para cada carga concentrada debe ser:

lw

≤ que la distancia entre los centros de las cargas,  ≤ que el ancho del elemento o apoyo que transmite la   carga concentrada más cuatro veces el espesor del tabique

a menos que un análisis detallado demuestre lo contrario. 14.2.5. Los elementos comprimidos construidos monolíticamente con tabiques deben cumplir las especificaciones establecidas en el artículo 10.8.2. 14.2.6. Los tabiques se deben anclar a los elementos que los intersectan, tales como entrepisos o cubiertas, o bien a columnas, pilastras, contrafuertes, tabiques transversales y zapatas. 14.2.7. Cuando el análisis estructural demuestre que el tabique tiene la resistencia y estabilidad adecuadas, se podrán obviar las limitaciones de la cuantía de armadura y del espesor establecidas en los artículos 14.3. y 14.5. 14.2.8. La transferencia de las fuerzas a la fundación, en la base del tabique, se deben realizar de acuerdo con el artículo 15.8.

14.3. ARMADURA MÍNIMA 14.3.1. La armadura mínima vertical y horizontal debe cumplir con las especificaciones de los artículos 14.3.2. y 14.3.3., a menos que se requiera una cantidad mayor por corte, de acuerdo con los artículos 11.10.8. y 11.10.9. 14.3.2. La cuantía mínima de la armadura vertical debe ser: a) 0,0012, para las barras o alambres conformados con db ≤ 16 mm, con fy ≥ 420 MPa, b) 0,0015, para las barras conformadas, con db > 16 mm, c) 0,0012, para malla de acero soldada de alambres lisos o conformados con db ≤ 16 mm


Cap. 14 - 356

14.3.3. La cuantía mínima de la armadura horizontal debe ser: a) 0,0020, para las barras o alambres conformados con db ≤ 16 mm, con fy ≥ 420 MPa, b) 0,0025, para las barras conformadas, con db > 16 mm, b) 0,0020, para malla de acero soldada de alambres lisos o conformados con db ≤ 16 mm 14.3.4. Los tabiques con un espesor mayor que 250 mm, excepto los tabiques de submuración o de contención enterrados, deben contar con armadura en cada dirección, ubicada en dos capas paralelas a las caras del tabique, de acuerdo con las siguientes indicaciones: a) una capa con una sección de armadura comprendida entre 1/2 y 2/3 de la armadura total necesaria en cada dirección, se debe colocar a una distancia de la superficie exterior, mayor o igual que 50 mm, pero menor que 1/3 del espesor del tabique. b) la otra capa, consistente en el resto de la armadura necesaria en esa dirección, se debe colocar a una distancia de la superficie interior, mayor o igual que 20 mm, pero menor o igual que 1/3 del espesor del tabique. 14.3.5. La separación de las armaduras vertical y horizontal debe ser: a) menor o igual que tres veces el espesor del tabique. b) menor o igual que 300 mm. 14.3.6. La armadura vertical no necesita estar encerrada por estribos horizontales cerrados cuando: •

sea ≤ 0,01 veces el área de la sección total de hormigón, o

•

no se requiera como armadura de compresión.

14.3.7. Además de la armadura mínima exigida en el artículo 14.3.1., se deben colocar por lo menos dos barras o alambres con db = 16 mm en los bordes de todas las aberturas de ventanas y puertas. Estas barras o alambres se deben prolongar más allá de las esquinas de las aberturas, una longitud: a) igual a la longitud de anclaje de las barras, b) ≥ 600 mm.


Cap.14 - 357

14.4. TABIQUES DISEÑADOS COMO ELEMENTOS COMPRIMIDOS Con excepción de lo establecido en el artículo 14.5, los tabiques sometidos a carga axial o a una combinación de carga axial y de flexión, se deben diseñar como elementos comprimidos de acuerdo con las disposiciones establecidas en los artículos 10.2., 10.3, 10.10, 10.11, 10.12, 10.13, 10.14., 10.17., 14.2. y 14.3.

14.5. MÉTODO DE DISEÑO EMPÍRICO 14.5.1. Los tabiques de sección transversal rectangular llena se pueden diseñar aplicando el método empírico descripto en este artículo cuando: a) la resultante de todas las cargas mayoradas esté ubicada dentro del tercio central del espesor total del tabique, y b) se satisfacen las exigencias de los artículos 14.2., 14.3 y 14.5.

Figura 14.5. Método de diseño empírico de tabiques


Cap. 14 - 358

14.5.2. La resistencia de diseño para la carga axial, φ Pnw, de un tabique que satisface las limitaciones establecidas en el artículo 14.5.1, se puede determinar mediante la expresión (14-1), a menos que se decida aplicar el artículo 14.4.

φ Pnw

2   k lc     = 0 ,55 φ f ' c Ag 1 −    32 h  

(14-1)

siendo:

φ = 0,70 k

factor de longitud efectiva cuyo valor será:

• Para tabiques arriostrados contra el desplazamiento lateral en la parte superior e inferior: a) restringidos contra la rotación en uno o ambos extremos (superior y/o inferior)

0,8

b) no restringidos contra la rotación en ambos extremos

1,0

• Para tabiques no arriostrados contra el desplazamiento lateral

2,0

14.5.3. Espesor mínimo de tabiques diseñados con el método empírico 14.5.3.1. El espesor de los tabiques portantes debe ser:

h ≥ 1/25 de la altura o longitud del tabique, el que sea menor, h ≥ 100 mm. 14.5.3.2. El espesor de los tabiques o muros exteriores de submuración o de contención enterrados, y de los tabiques de fundaciones debe ser ≥ 200 mm

14.6. TABIQUES NO PORTANTES 14.6.1. El espesor de los tabiques de hormigón no portantes debe ser:

h ≥ 100 mm. h ≥ 1/30

de la distancia mínima entre los elementos que le proporcionan apoyo lateral


Cap.14 - 359

14.7. TABIQUES UTILIZADOS COMO VIGAS DE FUNDACIÓN 14.7.1. Los tabiques diseñados como vigas de fundación deben tener la armadura superior e inferior necesaria para resistir los momentos flexores de acuerdo con los artículos 10.2. a 10.7. inclusive. El dimensionamiento a corte debe verificar las condiciones establecidas en el Capítulo 11. 14.7.2. Las partes de los tabiques utilizadas como vigas de fundación ubicadas por encima del nivel del terreno, deben cumplir también con las exigencias del artículo 14.3.

14.8. DISEÑO ALTERNATIVO PARA TABIQUES ESBELTOS 14.8.1. Cuando el diseño de un tabique esté controlado por la tracción producida por la flexión, se considerará que las especificaciones del artículo 14.8. satisfacen las prescripciones del artículo 10.10. 14.8.2. Los tabiques diseñados de acuerdo con el artículo 14.8. deben cumplir las condiciones establecidas en los artículos 14.8.2.1. a 14.8.2.6. inclusive. 14.8.2.1. El tabique se debe diseñar como un elemento simplemente apoyado, cargado axialmente, solicitado por una carga transversal uniforme, con momentos y flechas máximas en la mitad de su altura (centro del tramo)

Figura 14.8. Diseño alternativo para tabiques esbeltos


Cap. 14 - 360

14.8.4.2. La sección transversal debe ser constante en toda la altura del tabique. 14.8.2.3. La cuantía de armadura ρ debe ser ≤ 0,6 ρb . 14.8.2.4. La armadura debe proporcionar una resistencia de diseño:

φ Mn

≥

Mcr

(14-2)

donde Mcr se debe obtener utilizando el valor del módulo de rotura dado por la expresión (9-10). 14.8.2.5. Las cargas gravitatorias, concentradas, aplicadas a la sección de diseño, se deben suponer distribuidas en un ancho: a) igual al ancho de aplicación más un ancho a cada lado, que se incrementa con una pendiente 2:1 (vertical:horizontal) hacia abajo, pero b) no mayor que la separación entre las cargas concentradas, y c) que no se extienda más allá de los bordes del tabique

Figura 14.8.2.5. Ancho de distribución de las cargas concentradas en tabiques.

14.8.2.6. La tensión vertical

Pu en la mitad de la altura del tabique debe ser menor o Ag

igual que 0,06 f’c .


Cap.14 - 361

14.8.3. El valor de la resistencia de diseño a flexión φ Mn, para la combinación de carga axial y de flexión, en la sección transversal, en la mitad de la altura del tabique, debe ser:

φ Mn

≥

Mu

(14-3)

siendo:

Mu = Mua + Pu . ∆u

(14-4)

En la expresión (14-4), Mua, es el momento debido a las cargas mayoradas en la sección ubicada en la mitad de la altura del tabique y ∆u se obtiene de la expresión (14-5). 2

∆u =

5 Mu l c ( 0 ,75 ) 48 E c I cr

(14-5)

El valor de Mu se debe obtener por iteración de las flechas, o por una determinación directa utilizando la expresión (14-6).

Mu =

M ua 2

5 Pu l c 1− ( 0 ,75 ) 48 E c I cr

(14-6)

siendo:

I cr = n Ase ( d − c )² +

Ase =

lw c3 3

(14-7)

Pu + As f y

(14-8)

fy

14.8.4. La flecha máxima, ∆s , debida a las cargas de servicio, incluyendo el efecto P-∆ no debe exceder de lc / 150. La flecha ∆s en la mitad de la altura del tabique se debe determinar a partir de la siguiente expresión: 2

∆s =


(5 M ) lc 48 E c I e

(14-9)

Cap. 14 - 362

M =

M sa 2

5 Ps l c 1− 48 E c I e

(14-10)

El valor de Ie se debe determinar utilizando el procedimiento indicado en el artículo 9.5.2.3., reemplazando M por Ma . El valor de Icr se debe determinar con la expresión (14-7).


Cap.14 - 363

CAPÍTULO 15. ZAPATAS Y CABEZALES DE PILOTES



dp

diámetro del pilote en la base del cabezal, en mm.

β

cociente entre la longitud del lado mayor y la longitud del lado menor de una zapata o cabezal de pilotes.

15.1. CAMPO DE VALIDEZ 15.1.1. Las disposiciones de este Capítulo se deben aplicar al diseño de zapatas aisladas y, cuando corresponda, a cabezales de pilotes y a zapatas combinadas y plateas de fundación. 15.1.2. En el artículo 15.10 se indican los requisitos adicionales para el diseño de zapatas combinadas y plateas de fundación.

15.2. CARGAS Y REACCIONES 15.2.1. Las zapatas y los cabezales se deben diseñar para resistir las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con los requisitos de diseño que se exigen en el Reglamento y en este Capítulo 15. 15.2.2. El área de la zapata, o el número y la distribución de pilotes, se debe determinar a partir de las fuerzas y momentos no mayorados transmitidos al suelo o a los pilotes a través de la zapata ó del cabezal, y la tensión admisible del suelo o la capacidad admisible de los pilotes se debe determinar utilizando los principios de la Mecánica de Suelos. 15.2.3. La determinación de los momentos y esfuerzos de corte en los cabezales de pilotes se puede basar en la suposición de que la reacción de cualquier pilote está concentrada en el baricentro de su sección transversal.


Cap.15 - 365

15.3. ZAPATAS Y CABEZALES QUE SOPORTAN COLUMNAS O PEDESTALES(*) DE SECCIÓN TRANSVERSAL CIRCULAR O CON FORMA DE POLÍGONO REGULAR Para la ubicación de las secciones críticas correspondientes a momentos, corte y longitud de anclaje de la armadura en las zapatas y cabezales, se puede considerar a las columnas o pedestales de hormigón con sección transversal circular o con forma de polígono regular, como elementos de sección cuadrada de igual área.

15.4. MOMENTOS EN ZAPATAS Y CABEZALES 15.4.1. El momento externo en cualquier sección de una zapata o cabezal, se debe determinar considerando un plano vertical pasante a través de la zapata o cabezal y calculando el momento de las fuerzas que actúan sobre la zapata o el cabezal a uno de los lados de dicho plano vertical. 15.4.2. El momento máximo mayorado para una zapata aislada o cabezal, se debe calcular en la forma indicada en el artículo 15.4.1., para las secciones críticas ubicadas como se indica a continuación: a) para zapatas y cabezales que soporten una columna, pedestal o tabique de hormigón: en la cara de la columna, pedestal o tabique, b) para zapatas y cabezales que soporten tabiques o muro de mampostería: en el punto medio entre el eje central y el borde del tabique, c) para zapatas y cabezales que soporten una columna con placa base de acero: en el punto medio entre la cara de la columna y el borde de la placa base.

Figura 15.4.2.

Ubicación de las secciones críticas para momento máximo mayorado en zapatas y cabezales

(*) Pedestal: ver definición en el Anexo al Capítulo 1 Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 15 - 366

15.4.3. En zapatas que trabajen en una dirección y en zapatas de planta cuadrada que trabajen en dos direcciones, la armadura se debe distribuir en forma uniforme a través del ancho total de la zapata o cabezal. 15.4.4. En zapatas de planta rectangular que trabajen en dos direcciones, la armadura se debe distribuir como se indica en los artículos 15.4.1. y 15.4.4.2. 15.4.4.1. La armadura en la dirección del lado mayor, se debe distribuir en forma uniforme en el ancho total de la zapata. 15.4.4.2. Para la ubicación y distribución de la armadura en la dirección del lado menor se debe proceder de la siguiente forma: la fracción de la armadura total determinada mediante la expresión (15-1) se debe distribuir de manera uniforme sobre una franja centrada con respecto al eje de la columna o pedestal, cuyo ancho sea igual a la longitud del lado menor de la zapata. El resto de la armadura necesaria en la dirección del lado menor se debe distribuir en forma uniforme en las zonas que queden fuera de esa franja central de la zapata.

armadura en el ancho de la franja central armadura total en la dirección del lado menor

=

2

β +1

(15-1)

15.5. ESFUERZO DE CORTE EN ZAPATAS Y CABEZALES 15.5.1. La resistencia al corte de zapatas apoyadas sobre suelo o roca, debe cumplir con las condiciones establecidas en el artículo 11.12. 15.5.2. La ubicación de la sección crítica para corte, de acuerdo con el Capítulo 11, se debe considerar en la cara de la columna, pedestal o tabique. Para zapatas y cabezales que soporten una columna o un pedestal con placas base de acero, la sección crítica se debe considerar de acuerdo con las definiciones del artículo 15.4.2.c). 15.5.3. Cuando la distancia entre el eje de un pilote y el eje de una columna sea mayor que el doble de la distancia entre la parte superior del cabezal de los pilotes y la parte superior del pilote, el cabezal debe cumplir los requerimientos de los artículos 11.12. y 15.5.4. Otros cabezales deben cumplir las exigencias de los artículos 11.12., 15.5.4. o del Apéndice A. Si se utiliza el Apéndice A, la resistencia efectiva a la compresión del hormigón de las bielas, fcu , se debe determinar utilizando la expresión A.3.2.2.b). 15.5.4. La determinación del esfuerzo de corte en cualquier sección de un cabezal de pilotes debe cumplir con lo establecido en los artículos 15.5.4.1., 15.5.4.2. y 15.5.4.3. 15.5.4.1. Se debe considerar el esfuerzo de corte producido por la reacción total de los pilotes cuyo eje baricéntrico esté ubicado del lado considerado para el cálculo del corte y a una distancia de la sección ≥ dp /2. (Ver Figura 15.5.4.(a)).


Cap.15 - 367

15.5.4.2. No se debe considerar el esfuerzo de corte que produce la reacción total de los pilotes cuyo eje baricéntrico esté ubicado del lado contrario al considerado para calcular el esfuerzo de corte y a una distancia de la sección ≥ dp /2 . (Ver Figura 15.5.4.(b)). 15.5.4.3. Para posiciones intermedias del eje baricéntrico del pilote (pilotes cortados por la sección de cálculo), se considera que sólo una fracción de la reacción del pilote produce corte en la sección. Dicha fracción se obtiene mediante una interpolación lineal entre el valor total de la reacción para una distancia igual a dp /2, del lado considerado para calcular el esfuerzo de corte, y el valor cero correspondiente a una distancia igual a dp /2 del lado contrario. (Ver Figura 15.5.4.(c)).

Figura 15.5.4. Cálculo del corte en cabezales de pilotes.

15.6. ANCLAJE DE LA ARMADURA EN ZAPATAS Y CABEZALES 15.6.1. El anclaje de la armadura en las zapatas y cabezales, debe cumplir con lo especificado en el Capítulo 12. 15.6.2. El esfuerzo de tracción o de compresión en la armadura, calculado en una sección, se debe anclar a cada lado de dicha sección ya sea mediante longitud de anclaje, ganchos


Cap. 15 - 368

(sólo en el caso de tracción) o dispositivos mecánicos, o bien mediante una combinación de los mismos. 15.6.3. Las secciones críticas en las que se debe verificar el anclaje de la armadura son: las mismas que se definieron en el artículo 15.4.2., para el momento máximo mayorado, y

todas las demás secciones verticales en las cuales se presenten cambios de sección o de armadura. Ver también el artículo 12.10.6.

15.7. ALTURA MÍNIMA DE LAS ZAPATAS Y CABEZALES La altura de las zapatas sobre la armadura inferior será ≥ 150 mm para zapatas y ≥ 300 mm, para el caso de cabezales de pilotes.

15.8. TRANSMISIÓN DE ESFUERZOS EN LA BASE DE COLUMNAS, TABIQUES O PEDESTALES ARMADOS 15.8.1. Cuando los momentos calculados se transmiten al pedestal de apoyo o a la zapata la armadura pasante, las barras de empalme en espera, o los conectores mecánicos, deberán tener las características necesarias para satisfacer las disposiciones del artículo 12.17. 15.8.1.1. La tensión de aplastamiento del hormigón, en la superficie de contacto entre el elemento de apoyo y el elemento apoyado, no debe superar la resistencia al aplastamiento del hormigón para cualquiera de las superficies, de acuerdo con lo establecido en el artículo 10.17. 15.8.1.2. La armadura pasante, las barras de empalme en espera o los conectores mecánicos entre elementos apoyados y de apoyo, deben ser capaces de transmitir: a) toda el esfuerzo de compresión que exceda a la resistencia al aplastamiento del hormigón de cualquiera de los elementos, b) cualquier esfuerzo de tracción calculado a través de la superficie de contacto. Además, la armadura pasante, las barras de empalme en espera o los conectores mecánicos, deben cumplir las exigencias de los artículos 15.8.2. ó 15.8.3. 15.8.1.3. Cuando los momentos calculados se transmiten al pedestal de apoyo o a la zapata, la armadura pasante, las barras de empalme en espera o los conectores mecánicos deberán tener las características necesarias para satisfacer las disposiciones del artículo 12.17. 15.8.1.4. Las fuerzas horizontales se deben transmitir a la zapata, cabezal o pedestal de apoyo, de acuerdo con las disposiciones del artículo 11.7. o mediante otros medios apropiados.


Cap.15 - 369

15.8.2. En estructuras hormigonadas en obra, se debe colocar la armadura necesaria para satisfacer los requerimientos del artículo 15.8.1., ya sea continuando las barras longitudinales del elemento apoyado dentro de las zapatas, cabezales o pedestales de apoyo, o mediante barras de empalme en espera. 15.8.2.1. Para columnas y pedestales hormigonados en obra, la sección de armadura que atraviesa la superficie de contacto debe ser ≥ 0,005 veces el área total de la sección transversal del elemento apoyado. 15.8.2.2. Para tabiques hormigonados en obra, el área de la armadura a través de la superficie de contacto debe ser mayor o igual que la armadura mínima vertical indicada en el artículo 14.3.2. 15.8.2.3. Para satisfacer los requerimientos del artículo 15.8.1., las barras longitudinales comprimidas de diámetros 32 mm < db ≤ 40 mm, se pueden empalmar con barras en espera en las zapatas o cabezales. Las barras en espera deben ser de diámetro db ≤ 32 mm y se deben prolongar dentro del elemento apoyado una distancia mayor o igual a la que resulte mayor de las siguientes condiciones: a) la longitud de anclaje de las barras longitudinales (32 mm < db ≤ 40 mm) b) la longitud de empalme de las barras en espera (db ≤ 32 mm) y en la zapata o en el cabezal, se deben prolongar una distancia mayor o igual que la longitud de anclaje de las barras en espera.

Figura 15.8.2.3. Transmisión de esfuerzos columna-zapata 15.8.2.4. Cuando se deba materializar una articulación en estructuras hormigonadas en obra, se debe cumplir lo especificado en los artículos 15.8.1. y 15.8.3.. 15.8.3. En construcciones prefabricadas, se pueden utilizar pernos de anclaje o conectores mecánicos apropiados, que verifiquen lo establecido en el artículo 15.8.1.


Cap. 15 - 370

15.8.3.1. La unión entre columnas prefabricadas o pedestales y los elementos de apoyo, debe verificar las prescripciones del artículo 16.5.1.3.a). 15.8.3.2. La unión entre tabiques prefabricados y los elementos de apoyo debe verificar las especificaciones del artículo 16.5.1.3.b) y c). 15.8.3.3. Los pernos de anclaje y los conectores mecánicos se deben dimensionar para alcanzar su resistencia de cálculo antes de que se presente la falla del anclaje o la falla del hormigón que los rodea. Los pernos de anclaje se deben dimensionar de acuerdo con el Apéndice D.

15.9. ZAPATAS CON PENDIENTE O ESCALONADAS 15.9.1. En las zapatas con pendiente o escalonadas, el ángulo de la pendiente o la altura y ubicación de los escalones, se deben adoptar de manera tal que se verifiquen los requerimiento de este Capítulo en cada una de las secciones de la zapata. Ver también el artículo 12.10.6. 15.9.2. Las zapatas con pendiente o escalonadas, que se diseñen como un elemento monolítico, se deben construir de forma tal que se pueda asegurar dicho comportamiento.

15.10. ZAPATAS COMBINADAS Y PLATEAS 15.10.1. Las zapatas que soporten más de una columna, pedestal, tabique de hormigón, o tabique o muro de mampostería (zapatas combinadas y plateas) se deben dimensionar para resistir las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con las exigencias de este Reglamento. 15.10.2. El método de Diseño Directo del Capítulo 13, no se debe utilizar para el diseño de zapatas combinadas y plateas. 15.10.3. La determinación de la distribución de la presión del terreno bajo zapatas combinadas y plateas se debe realizar tanto en función de las propiedades del terreno y de la estructura, como de los principios establecidos en la Mecánica de Suelos.


Cap.15 - 371

CAPÍTULO 16. ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN PREFABRICADO


área total o bruta de la columna, en mm2.

l

luz libre, en mm.

16.1. CAMPO DE VALIDEZ 16.1.1. Todas las prescripciones de este Reglamento se aplican a las estructuras que incorporan elementos estructurales prefabricados de hormigón, siempre que no se indique lo contrario en forma específica.

16.2. REQUISITOS GENERALES 16.2.1. El diseño de elementos prefabricados y sus uniones debe incluir todas las condiciones de carga y vinculación a las que estará sometido, desde la fabricación hasta el completamiento de la estructura, incluyendo el desencofrado, almacenamiento, transporte y montaje. 16.2.2. Cuando se incorporen elementos prefabricados a un sistema estructural, los esfuerzos y las deformaciones que se produzcan en la zona de las uniones, se deben incluir en el diseño. 16.2.3. Tanto para los elementos prefabricados como para sus elementos de unión se deben especificar las tolerancias admitidas. El diseño de elementos prefabricados y de las uniones debe incluir los efectos de estas tolerancias. 16.2.4. En forma adicional a todas las exigencias que se establecen en el artículo 1.3., se debe incluir en la Documentación Técnica la siguiente información: a) detalle de la armadura, insertos y dispositivos de izado necesarios para resistir los esfuerzos transitorios derivados de la manipulación, almacenamiento, transporte y montaje; b) resistencia requerida del hormigón en las distintas edades o etapas de construcción establecidas.


Cap.16 - 373

16.3. DISTRIBUCIÓN DE ESFUERZOS ENTRE LOS ELEMENTOS 16.3.1. La distribución de los esfuerzos que son perpendiculares al plano de los elementos prefabricados, se debe determinar mediante análisis o ensayos. 16.3.2. Cuando el comportamiento del sistema requiere que los esfuerzos en el plano sean transferidos entre los elementos de un sistema de tabiques o de entrepisos prefabricados, se deben aplicar los artículos 16.3.2.1. y 16.3.2.2. 16.3.2.1. La trayectoria de los esfuerzos en el plano debe ser continua tanto a través de las uniones como de los elementos. 16.3.2.2. Cuando se originen esfuerzos de tracción, se proporcionará continuidad al sistema mediante la utilización de armadura o de elementos metálicos.

16.4. DISEÑO DE LOS ELEMENTOS 16.4.1. La armadura por contracción y temperatura, indicada en el artículo 7.12., en la dirección normal a la armadura de flexión, se puede omitir en los siguientes casos: en las losas de entrepiso o cubierta, armadas en una dirección, con anchos menores o iguales que 4 m; en los tabiques prefabricados pretensados, armados en una dirección, con longitudes menores o iguales que 4 m, y cuando los elementos no estén vinculados mecánicamente como para originar una restricción en la dirección transversal. Esta omisión no se admite en los elementos que exigen armadura para resistir tensiones transversales por flexión. 16.4.2. En los tabiques prefabricados no pretensados, la armadura se debe dimensionar de acuerdo con las indicaciones de los Capítulos 10 a 14, excepto que el área de la armadura vertical y horizontal debe, cada una, ser mayor o igual que 0,001 veces el área transversal total del tabique. La separación de la armadura debe ser, como máximo, 5 veces el espesor del tabique, 800 mm para tabiques interiores, o 500 mm para tabiques exteriores.


Cap. 16 - 374

Figura 16.3.1.


Distribución de carga en losas huecas y doble T.

Cap.16 - 375

16.5. INTEGRIDAD ESTRUCTURAL 16.5.1. Las disposiciones mínimas sobre integridad estructural que se detallan a continuación (artículos 16.5.1.1. a 16.5.1.4. inclusive) se deben aplicar a todas las estructuras prefabricadas de hormigón, excepto aquellas con tabiques portantes de hormigón prefabricado que tengan tres o más pisos de alto, para las cuales se debe aplicar el artículo 16.5.2. 16.5.1.1. Los estribos longitudinales y transversales exigidos en el artículo 7.13.3. deben vincular los elementos a un sistema capaz de resistir cargas horizontales. 16.5.1.2. Cuando los elementos prefabricados constituyan diafragmas de cubierta o de entrepiso, las uniones entre el diafragma y aquellos elementos que estén siendo soportados en sentido horizontal, deben tener una resistencia nominal a tracción mayor o igual que 4,5 kN por metro lineal. 16.5.1.3. Las exigencias del artículo 7.13.3., con respecto a la colocación de una armadura especial de tracción en toda la altura del elemento, se deben aplicar a todos los elementos estructurales verticales, excepto a paneles de revestimiento, y se deben materializar mediante la disposición de conexiones en las juntas horizontales, que verifiquen los siguientes artículos: a)

Las columnas prefabricadas deben tener una resistencia nominal a tracción mayor o igual que 1,5 Ag , en kN. En las columnas con una sección transversal mayor que la requerida por consideraciones de carga, se permite utilizar un área efectiva reducida Ag , basada en la sección transversal requerida, pero en ningún caso menor que el 50% del área total;

b)

Los paneles de tabiques prefabricados deben tener un mínimo de dos estribos por panel, con una resistencia nominal a tracción igual o mayor que 45 kN por estribo cerrado;

c)

Cuando los esfuerzos de diseño no generen tracciones en la base, se permitirá que los estribos cerrados, exigidos por el artículo 16.5.1.3.b), se anclen en una losa de piso armada adecuadamente.

16.5.1.4. Este Reglamento no permite la utilización de detalles de unión que se basen únicamente en la fricción provocada por las cargas gravitatorias. 16.5.2. En las estructuras con tabiques portantes de hormigón prefabricado, con tres pisos o más, se deben aplicar las especificaciones mínimas indicadas en los artículos 16.5.2.1. a 16.5.2.5. inclusive. 16.5.2.1. En los sistemas de entrepisos y cubiertas se deben disponer estribos cerrados transversales y longitudinales capaces de proporcionar una resistencia nominal de 20 kN por metro de ancho o largo. Los estribos cerrados se deben ubicar sobre los apoyos de los tabiques interiores, y entre los elementos y los tabiques exteriores. Los estribos cerrados se deben ubicar dentro de una franja de 600 mm del nivel de entrepiso o cubierta. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 16 - 376

16.5.2.2. Los estribos cerrados longitudinales, paralelos a los tramos de la losa de entrepiso o cubierta, se deben ubicar, como máximo, a 3 m de distancia medida entre centros. Además, en caso de existir aberturas se adoptarán medidas para transferir los esfuerzos alrededor de las mismas. 16.5.2.3. Los estribos cerrados transversales, perpendiculares a los tramos de la losa de entrepiso o cubierta, deben tener una separación igual o menor que la separación entre los tabiques de apoyo. 16.5.2.4. Los estribos cerrados alrededor del perímetro de cada entrepiso o cubierta, ubicados a una distancia de 1,2 m del borde, deben proporcionar una resistencia nominal a tracción igual o mayor que 70 kN. 16.5.2.5. Todos los tabiques tendrán una armadura especial de tracción continua en toda la altura del edificio. Esta armadura debe proporcionar una resistencia nominal a tracción igual o mayor que 40 kN por metro horizontal de tabique y cada panel prefabricado debe disponer, como mínimo, de dos estribos cerrados.

16.6. DISEÑO DE LAS UNIONES Y DE LOS APOYOS 16.6.1. Entre los elementos prefabricados, los esfuerzos se deben transmitir a través de: • • • • • •

juntas hormigonadas, llaves de corte, conectores mecánicos, uniones con barras o alambres de acero sobrelosas armadas, o alguna combinación de ellos.

16.6.1.1. La efectividad de las uniones para transferir esfuerzos entre los elementos se debe verificar mediante análisis o ensayos. Cuando el corte constituya la principal carga impuesta, se podrán aplicar las especificaciones del artículo 11.7. 16.6.1.2. Cuando una unión se diseñe utilizando materiales con diferentes propiedades estructurales, se deberán considerar sus rigideces, resistencias y ductilidades relativas. 16.6.2. Los elementos prefabricados de cubierta y entrepiso que apoyen en apoyos simples deben verificar las condiciones indicadas en los artículos 16.6.2.1. y 16.6.2.2. 16.6.2.1. La tensión de aplastamiento admisible en la superficie de contacto entre el elemento de apoyo y el elemento apoyado, y entre cualquier elemento de apoyo intermedio, no debe exceder la resistencia al aplastamiento de cualquiera de las superficies, ni del elemento de apoyo. La resistencia al aplastamiento del hormigón se establece en el artículo 10.17. 16.6.2.2. Las prescripciones mínimas que se deben cumplir, a menos que se demuestre por medio del análisis o de ensayos que el comportamiento no se ve afectado, son las siguientes:


Cap.16 - 377

a) Cada elemento y su sistema de apoyo debe tener dimensiones de diseño seleccionadas de manera tal que, después de considerar las tolerancias, la distancia desde el borde del apoyo al extremo del elemento prefabricado en la dirección de la luz sea, como mínimo, 1/180 de la luz libre l, pero no menor que: •

para losas macizas o huecas

50 mm

•

para vigas o elementos curados con vapor

75 mm

b) Las placas de apoyo en los bordes sin armar se deben ubicar, como mínimo, 15 mm hacia adentro, desde la cara del apoyo, o un valor igual al del chaflán en el caso de bordes achaflanados.

Longitud de la superficie cargada

Figura 16.6.2. Longitud de la superficie cargada.

16.6.2.3. Las especificaciones del artículo 12.11.1. no se deben aplicar a la armadura para momento positivo en los elementos prefabricados estáticamente determinados, pero como mínimo un tercio de dicha armadura se debe prolongar hasta el centro de la longitud de apoyo, considerando las tolerancias permitidas en los artículos 7.5.2.2. y 16.2.3.


Cap. 16 - 378

16.7. ELEMENTOS INCORPORADOS AL HORMIGÓN DESPUÉS DE SU COLOCACIÓN 16.7.1. Aquellos elementos que sobresalgan del hormigón (como insertos o pasadores) o que permanezcan expuestos para inspección, se podrán introducir en el hormigón mientras éste permanezca en estado plástico, siempre que el Director de Obra y el Diseñador o Proyectista Estructural lo autoricen y se verifiquen los artículos 16.7.1.1., 16.7.1.2., y 16.7.1.3. 16.7.1.1. Los elementos insertados no necesariamente deben vincularse a la armadura dentro del hormigón. 16.7.1.2. Los elementos insertados se deben mantener en la posición correcta mientras el hormigón está en estado plástico. 16.7.1.3. El hormigón debe ser compactado en forma adecuada alrededor de los elementos insertados.

16.8. MARCAS DE IDENTIFICACIÓN 16.8.1. Cada elemento prefabricado debe ser marcado tanto para indicar su ubicación y orientación en la estructura como para señalar su fecha de fabricación. 16.8.2. Las marcas de identificación deben corresponder con las de los planos de montaje.

16.9. MANIPULACIÓN 16.9.1. El diseño de los elementos prefabricados debe considerar los esfuerzos y distorsiones que se pueden producir durante el curado, el desencofrado, el almacenamiento, el transporte y el montaje, de manera que no sean expuestos a solicitaciones no previstas. 16.9.2. Tanto las estructuras como los elementos prefabricados deben estar apoyados en forma adecuada durante el montaje, con el fin de asegurar una correcta alineación e integridad estructural, hasta que se completen las uniones permanentes.

16.10.

EVALUACIÓN DE PREFABRICADAS

LA

RESISTENCIA

DE

LAS

ESTRUCTURAS

16.10.1. Todo elemento prefabricado que se transforme en un elemento construido en etapas mediante la incorporación de hormigón in-situ, se podrá ensayar como un elemento aislado solicitado a flexión, de acuerdo con los artículos 16.10.1.1. y 16.10.1.2. 16.10.1.1. La prueba de carga se indica sólo cuando los cálculos demuestren que las solicitaciones de compresión o el pandeo no produzcan una situación crítica en el elemento prefabricado aislado. Reglamento CIRSOC 201

Cap.16 - 379

16.10.1.2. La carga de la prueba de carga debe ser aquella que, aplicada al elemento prefabricado aislado, origina los mismos esfuerzos totales en la armadura de tracción que los que se producirían al cargar el elemento construido en etapas con las cargas especificadas en el artículo 20.3.2. 16.10.2. Las especificaciones del artículo 20.5., deben ser la base para fijar el criterio de aceptación y rechazo de los elementos prefabricados.


Cap. 16 - 380

CAPÍTULO 17. ELEMENTOS DE HORMIGÓN, CONSTRUIDOS EN ETAPAS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

17.0. SIMBOLOGÍA Ac

área de la superficie de contacto en la que se estudia el corte horizontal, en mm2.

Av

área de estribos existentes en una distancia s, en mm2.

bv

ancho de la sección transversal, en la superficie de contacto, en la que se estudia el corte horizontal, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada para la sección compuesta completa, en mm.

h

altura total de la sección transversal del elemento de hormigón construido en etapas, en mm.

s

separación de los estribos medida a lo largo del eje longitudinal del elemento, en mm.

Vnh

resistencia nominal al corte horizontal, en N.

Vu


ρv

relación entre el área de estribos y el área de la superficie de contacto: Av / bv s

φ


17.1. CAMPO DE VALIDEZ 17.1.1. Las disposiciones de este Capítulo 17 se aplican al dimensionamiento de los elementos de hormigón, construidos en etapas, solicitados a flexión, entendiéndose por tales a los elementos prefabricados de hormigón, a los elementos hormigonados insitu, o a una combinación de ambos, construidos en etapas diferentes, pero vinculados de manera tal que respondan a las cargas como una sola unidad. 17.1.2. Todas las disposiciones de este Reglamento se deben aplicar a los elementos de hormigón construidos en etapas, solicitados a flexión, con excepción de aquellas específicamente modificadas por este Capítulo 17.


Cap.17 - 381

17.2. REQUISITOS GENERALES 17.2.1. Los elementos de hormigón, construidos en etapas, pueden ser utilizados en su totalidad o en forma parcial, para resistir solicitaciones de corte y momento. 17.2.2. Los elementos individuales se deben evaluar para todas las combinaciones críticas de carga que se pudieran presentar en las distintas etapas previstas. 17.2.3. Cuando la resistencia especificada, la densidad u otras propiedades de los diversos elementos sean diferentes, se deberán utilizar en el cálculo las propiedades de los elementos individuales o los valores más críticos del conjunto. 17.2.4. En la determinación de la resistencia de los elementos de hormigón construidos en etapas, no se debe hacer distinción entre elementos apuntalados y no apuntalados durante su proceso constructivo. 17.2.5. Todos los elementos se dimensionarán para resistir las cargas que los soliciten en todas las etapas del proceso constructivo, antes de alcanzar por completo la resistencia de diseño del elemento actuando como una unidad. 17.2.6. En los elementos de hormigón construidos en etapas, se deberá disponer la armadura necesaria para controlar la fisuración y evitar la separación de los elementos individuales que los constituyen. 17.2.7. Los elementos construidos en etapas deben cumplir con las condiciones exigidas en el artículo 9.5.5. para el control de las flechas.

17.3. APUNTALAMIENTO Cuando se utilice apuntalamiento, éste no se debe retirar hasta tanto los elementos apuntalados no hayan desarrollado las propiedades exigidas en el diseño para resistir todas las cargas actuantes y limitar tanto las flechas como la fisuración en el momento de retirar los puntales.

17.4. RESISTENCIA AL CORTE VERTICAL 17.4.1. Cuando se diseñe un elemento construido en etapas para resistir en su totalidad el corte vertical, el dimensionamiento se realizará de acuerdo con las prescripciones del Capítulo 11, considerando que se trata de un elemento de la misma sección transversal hormigonado monolíticamente. 17.4.2. La armadura de corte debe estar anclada en forma total dentro de los elementos vinculados de acuerdo con lo dispuesto en el artículo 12.13. 17.4.3. La armadura de corte, debidamente prolongada y anclada, puede ser considerada como estribos para absorber el corte horizontal.


Cap. 17 - 382

17.5. RESISTENCIA AL CORTE HORIZONTAL 17.5.1. En un elemento construido en etapas, se debe asegurar la transmisión completa de los esfuerzos de corte horizontales a través de las superficies de contacto entre los elementos vinculados que los constituyen. 17.5.2. La determinación de las secciones transversales sometidas a corte horizontal se debe realizar con la expresión (17-1), a menos que se calculen de acuerdo con lo indicado en el artículo 17.5.3. (ver también el artículo 11.1.1.).

Vu ≤ φ V nh

(17-1)

siendo:

Vu

el esfuerzo de corte mayorado en la sección analizada,

Vnh

la resistencia nominal a corte horizontal de acuerdo con lo indicado en los artículos 17.5.2.1. a 17.5.2.5.

17.5.2.1. Cuando las superficies de contacto estén limpias, libres de lechada de cemento y se hayan hecho intencionalmente rugosas, la resistencia al corte Vnh será:

Vnh ≤ 0,6 bv d

(en N)

17.5.2.2. Cuando se opte por colocar los estribos mínimos de acuerdo con lo indicado en el artículo 17.6. y las superficies de contacto estén limpias y libres de lechada de cemento, pero no se hayan hecho intencionalmente rugosas, la resistencia al corte Vnh será:

Vnh ≤ 0,6 bv d

(en N)

17.5.2.3. Cuando se coloquen los estribos mínimos de acuerdo con lo indicado en el artículo 17.6. y las superficies de contacto estén limpias, libres de lechada y se hayan hecho intencionalmente rugosas con una amplitud aproximada de 5 mm (ver los artículos 11.7.9. y 5.8.4.), la resistencia al corte Vnh será:

Vnh = (1,8 + 0,6 ρv fy ) ≤ 3,5 bv d

(en N)

17.5.2.4. Cuando el esfuerzo de corte mayorado, Vu , en la sección considerada, exceda el valor de φ (3,5 bv d ), el diseño al corte horizontal se hará de acuerdo con lo indicado en el artículo 11.7.4.


Cap.17 - 383

17.5.2.5. Para determinar la resistencia nominal al corte horizontal en elementos pretensados, se debe adoptar el mayor valor de d que resulte de aplicar el artículo 11.4.2.3. ó 0,8 h. 17.5.3. Como alternativa a lo indicado en el artículo 17.5.2., se permite determinar el corte horizontal calculando la variación real del esfuerzo de compresión y de tracción en cualquier segmento, y transferir dicho esfuerzo como corte horizontal al elemento resistente. El esfuerzo de corte horizontal mayorado no debe exceder la resistencia al corte φ Vnh , como se indica en los artículos 17.5.2.1. a 17.5.2.4. inclusive, donde se debe sustituir el producto bv d por el área de la superficie de contacto Ac . 17.5.3.1. Cuando los estribos dispuestos para resistir el corte horizontal, se diseñen para satisfacer lo indicado en el artículo 17.5.3., la relación entre el área de los estribos y su separación a lo largo del elemento, debe reflejar en forma aproximada, la distribución del esfuerzo de corte en el elemento. 17.5.4. Cuando exista tracción a través de cualquier superficie de contacto entre los elementos vinculados, sólo se podrá transmitir corte por contacto cuando se adopte, como mínimo, el área de estribos indicada en el artículo 17.6.

17.6. ESTRIBOS PARA CORTE HORIZONTAL 17.6.1. Cuando se opte por colocar estribos para transmitir el corte horizontal, el área de estribos deberá ser mayor o igual que el valor exigido en el artículo 11.5.5.3., y su separación no debe exceder de:

4 veces la menor dimensión del elemento soportado  s 600 mm 17.6.2. Los estribos que resisten el corte horizontal deben estar constituidos por barras o alambres individuales, estribos de ramas múltiples o ramas verticales de mallas de acero soldadas de alambres lisos o conformados. 17.6.3. Todos los estribos se deben anclar en forma total dentro de los elementos vinculados, de acuerdo con lo indicado en el artículo 12.13.


Cap. 17 - 384

gancho normal

Figura 17.6.3. Estribos para corte horizontal.


Cap.17 - 385

CAPÍTULO 18. HORMIGÓN PRETENSADO

18.0. SIMBOLOGÍA A

área parcial de la sección transversal comprendida entre el borde traccionado y el baricentro de la sección total, en mm2.

Acf

área de la mayor sección transversal total o bruta, perteneciente a las franjas de viga-placa, que corresponden a los dos pórticos equivalentes ortogonales, que se intersectan en una columna, perteneciente a una losa en dos direcciones, en mm2.

Aps

área de la armadura tesa ubicada en la zona traccionada, en mm².

As


A’s


b

ancho del borde comprimido de la sección, en mm.

cc

recubrimiento medido entre la superficie traccionada más cercana y la superficie del acero traccionado por flexión, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada, no tesa, en mm.

d'


dp

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura tesa.

D

cargas permanentes o solicitaciones correspondientes.

e

base de los logaritmos naturales.

f'c


f' c f'ci

f' ci

raíz cuadrada de la resistencia especificada a la compresión del hormigón, en MPa. resistencia a la compresión del hormigón en el momento de aplicar el tesado inicial, en MPa. raíz cuadrada de la resistencia a la compresión del hormigón en el momento de aplicar el tesado inicial, en MPa.


Cap.18 - 387

fdc

tensión de descompresión. Tensión en el acero de pretensado cuando la tensión en el hormigón, en coincidencia con el baricentro de los cables de pretensado, es nula, en MPa.

fpc

tensión promedio de compresión en el hormigón debida sólo a la fuerza efectiva de tesado (después de que han ocurrido todas las pérdidas del pretensado), en MPa.

fpu

tensión de tracción especificada del acero de pretensado, en MPa.

fpy

tensión de fluencia especificada del acero de pretensado, en MPa

fr

módulo de rotura del hormigón, o resistencia a la tracción por flexión del hormigón, en MPa. Es una tensión teórica de tracción correspondiente a la rotura por flexión del hormigón, calculada como si la distribución de tensiones fuera lineal.

fse

tensión efectiva en la armadura tesa (después de que han ocurrido todas las pérdidas del pretensado), en MPa.

ft

tensión en la fibra traccionada extrema, en la zona de tracción precomprimida, determinada utilizando las propiedades de la sección total o bruta, en MPa.

fy


h

altura total de la sección transversal del elemento, en mm.

K

coeficiente de fricción por desviación accidental, por metro de cable.

lx

longitud del elemento de acero de pretensado medida entre el extremo del gato y cualquier punto x de su longitud, en mm. Ver las expresiones (18-1) y (18-2).

L


n

número de dispositivos de anclajes monocordones en un grupo.

Nc

esfuerzo axial de tracción en el hormigón debido a la carga permanente más la sobrecarga sin mayorar (D+L), en N.

Ps

fuerza de pretensado en el extremo del gato de tesado, en N.

Psu

fuerza de pretensado mayorada en el dispositivo de anclaje, en N.

Px

fuerza de pretensado en cualquier punto de abcisa x, en N.

s

separación entre los centros de la armadura traccionada por flexión cerca del borde extremo traccionado, en mm. Cuando exista sólo una barra o un cable de pretensado cerca de la cara extrema traccionada, s será el ancho de dicha cara.

α

variación angular total del trazado del cable, en radianes, medida desde el extremo del gato hasta cualquier punto de abcisa x.

β1

factor definido en el artículo 10.2.7.3.


Cap. 18 - 388

∆fps

tensión en el acero de pretensado bajo a las cargas de servicio, menos la tensión de descompresión, en MPa.

γp

factor en función del tipo de acero de pretensado a utilizar γp = 0,55 para fpy /fpu ≥ 0,80 γp = 0,40 para fpy /fpu ≥ 0,85 γp = 0,28 para fpy /fpu ≥ 0,90

λ

factor de corrección relacionado con la densidad del hormigón, que se incluye a título informativo dado que las estructuras de hormigón liviano serán objeto de un documento CIRSOC específico. (Ver el artículo 11.7.4.3.).

µ

coeficiente de fricción por curvatura.

ρ

cuantía de la armadura traccionada no tesa ( ρ =

ρ’

cuantía de la armadura comprimida, ( ρ ' =

ρp

cuantía de la armadura tesa ( ρ p =

φ


ω =

ρ fy /f’c .

ω’ =

ρ’ fy /f’c .

ωp =

ρp fps /f’c .

ωw ωpw ω’w

cuantías mecánicas de armadura para secciones con alas, determinadas de la misma forma que ω , ωp y ω’ , excepto que en el cálculo de las cuantías geométricas, b será el ancho del alma y el área de armadura será aquella que se necesite para desarrollar sólo la resistencia a la compresión del alma.


Aps b . dp

A' s b.d

As b .d

).

).

).

Cap.18 - 389

18.1. CAMPO DE VALIDEZ 18.1.1. Las prescripciones del Capítulo 18 se deben aplicar a los elementos pretensados con alambres, cordones o barras de pretensado que verifiquen las exigencias del acero de pretensado dadas en el artículo 3.6.3. 18.1.2. Todas las prescripciones de este Reglamento que no estén excluidas en forma específica y que no contradigan las especificaciones de este Capítulo 18, se consideran aplicables a las estructuras de hormigón pretensado. 18.1.3. Las especificaciones de los artículos que se detallan a continuación no se deben aplicar al hormigón pretensado, excepto cuando se indique en forma explícita: • • • • • • •

artículo 7.6.5. artículo 8.10.2. artículo 8.10.3. artículo 8.10.4. artículo 8.11 artículo 10.5. artículo 10.6.

• • • • • •

artículo 10.9.1. artículo 10.9.2. Capítulo 13. artículo 14.3. artículo 14.5. artículo 14.6.

(algunas especificaciones del artículo 10.6. son de aplicación de acuerdo con lo indicado en el artículo 18.4.4.)

18.2. REQUISITOS GENERALES 18.2.1. Los elementos pretensados deben cumplir con los requisitos de resistencia establecidos en este Reglamento. 18.2.2. El diseño de los elementos pretensados debe considerar la resistencia y el comportamiento en condiciones de servicio, durante todas las etapas de carga que serán críticas en la vida de la estructura, desde el momento en que se aplique por primera vez el pretensado. 18.2.3. Las concentraciones de tensiones originadas en el pretensado deben ser considerarlas en el diseño. 18.2.4. Los efectos que se pueden producir en las estructuras adyacentes, debidos a las deformaciones plásticas y elásticas, a las deformaciones bajo cargas de servicio, a las variaciones de longitud, y a las rotaciones producidas por el pretensado, se deben considerar con el fin de adoptar todas las medidas necesarias. También se deben incluir los efectos debidos a las variaciones de temperatrua y a la contracción.


Cap. 18 - 390

18.2.5. En el proceso de diseño se debe considerar tanto la posibilidad de que se produzca el pandeo de un elemento en zonas donde no exista contacto entre el acero de pretensado y la vaina como el pandeo de las almas y alas delgadas. 18.2.6. Para la determinación de las propiedades de la sección, antes de la adherencia del acero de pretensado, se debe considerar la disminución del área de la sección transversal debida a los huecos de las vainas.

18.3. HIPÓTESIS DE DISEÑO 18.3.1. El diseño por resistencia de los elementos pretensados para las cargas axiales y de flexión se debe fundamentar en las hipótesis del artículo 10.2., excepto que el artículo 10.2.4. sólo se debe aplicar a la armadura que verifique el artículo 3.6.3. 18.3.2. Para el estudio de las tensiones de transferencia del pretensado, bajo la acción de las cargas de servicio y de las cargas de fisuración, la teoría elástica se debe utilizar con las siguientes hipótesis: Las deformaciones específicas varían en forma lineal en la altura, para todas las etapas de carga. En las secciones fisuradas, el hormigón no resiste tracción. 18.3.3. Los elementos pretensados solicitados a flexión se clasifican como Clase U, Clase T o Clase C, en función de la tensión determinada en la fibra extrema ft , en la zona traccionada precomprimida, bajo las cargas de servicio, de la siguiente forma:

Clase

valor de la tensión ft

ft ≤ 0 ,7

U T C

0 ,7

f ' c < ft ≤ ft >

f' c

f' c f' c

Los sistemas de losas pretensadas armadas en dos direcciones se diseñan como elementos Clase U.


Cap.18 - 391

Tabla 18.3.3. Requisitos para el diseño en condiciones de servicio Elementos pretensados

Comportamiento supuesto Propiedades de la sección para determinar las tensiones bajo cargas de servicio Tensión admisible en la transferencia Tensión de compresión admisible en función de las propiedades de la sección no fisurada Tensión de tracción bajo las cargas de servicio (18.3.3.) Bases para la determinación de las flechas Control de la fisuración Determinación de ∆fps ó fs para el control de la fisuración Armadura de las caras laterales


Elementos no pretensados

Clase U

Clase T

Clase C

No fisurado

Transición entre no fisurado y fisurado

Fisurado

Fisurado

Sección bruta 18.3.4

Sección bruta 18.3.4

Sección fisurada 18.3.4

Ningún requisito

18.4.1

18.4.1

18.4.1

Ningún requisito

18.4.2

18.4.2

Ningún requisito

Ningún requisito

Ningún requisito

Ningún requisito

≤ 0 ,7 f ' c

0 ,7 f ' c < ft ≤

f' c

9.5.4.1 Sección bruta

9.5.4.2 Sección fisurada, bilineal

Ningún requisito

Ningún requisito

____

____

Ningún requisito

Ningún requisito

9.5.4.2 Sección fisurada, bilineal 10.6.4 Modificado por el artículo 18.4.4.1. Análisis de sección fisurada 10.6.7

9.5.2. , 9.5.3 Momento de inercia efectivo 10.6.4

fs =

M ó 0,6 fy As . brazo de palanca 10.6.7

Cap. 18 - 392

18.3.4. Para elementos pretensados Clase U y Clase T, solicitados a flexión, la determinación de las tensiones bajo cargas de servicio se puede realizar en base a la sección no fisurada. Para elementos pretensados Clase C solicitados a flexión las tensiones bajo cargas de servicio se deben determinar utilizando la sección fisurada. 18.3.5. Las flechas de los elementos pretensados solicitados a flexión se deben determinar de acuerdo con el artículo 9.5.4.

18.4. REQUISITOS PARA LAS CONDICIONES DE SERVICIO – ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN 18.4.1. Las tensiones en el hormigón, inmediatamente después de la transferencia del pretensado (antes de las pérdidas del pretensado que dependen del tiempo) no deben exceder los siguientes valores:

a) tensión en la fibra comprimida extrema

0,60 f’ci

b) tensión en la fibra traccionada extrema, con excepción de lo establecido en c)

1 f ' ci 4

c) tensión en la fibra traccionada extrema en los extremos de los elementos simplemente apoyados

1 f ' ci 2

Cuando las tensiones de tracción excedan los valores dados en el cuadro anterior, se deberá colocar armadura adicional adherente (tesa o no tesa) en la zona traccionada, para absorber la fuerza total de tracción en el hormigón, calculada con la suposición de sección no fisurada. 18.4.2. Para elementos pretensados solicitados a flexión Clase U y Clase T, las tensiones en el hormigón bajo las cargas de servicio (determinadas en base a las propiedades de la sección no fisurada y después de que han ocurrido todas las pérdidas de pretensado) no deben exceder los siguientes valores:

a) tensión en la fibra comprimida extrema debida al pretensado más la carga de larga duración

0,45 f’ci

b) tensión en la fibra comprimida extrema debida al pretensado más la carga total

0,60 f’ci


Cap.18 - 393

18.4.3. Los valores de las tensiones admisibles del hormigón, indicadas en los artículos 18.4.1. y 18.4.2. se pueden exceder siempre que se demuestre mediante ensayos o análisis, que el comportamiento de la estructura no se verá perjudicado y siempre que tal decisión sea aprobada por la Autoridad Fiscalizadora (ver el artículo 1.1.4.). 18.4.4. Para los elementos pretensados solicitados a flexión Clase C, que no estén sometidos a fatiga ni expuestos a ambientes agresivos, la separación de la armadura adherente ubicada más cerca de la cara traccionada extrema, no debe exceder los valores dados en el artículo 10.6.4. Para las estructuras sometidas a fatiga o expuestas a ambientes corrosivos, se deben realizar investigaciones especiales y adoptar las precauciones necesarias. 18.4.4.1. Las prescripciones con respecto a la separación deben ser cumplidas tanto por las armaduras tesas (cables adherentes) como por las no tesas. La separación de los cables adherentes debe ser menor o igual que 2/3 de la máxima separación permitida para la armadura no tesa. Cuando para satisfacer las exigencias relativas a la separación, se utilice tanto armadura no tesa como cables adherentes, la separación entre un barra y un cable debe ser menor o igual que 5/6 del valor permitido en el artículo 10.6.4. (ver también el artículo 18.4.4.3.). 18.4.4.2. Cuando se aplique la expresión (10-4) a los cables de pretensado, el valor de

∆fps se debe reemplazar por el valor de fs , donde ∆fps se debe adoptar como la

diferencia entre la tensión determinada en los cables de pretensado bajo las cargas de servicio, en base a un análisis de la sección fisurada, y la tensión de descompresión fdc en los cordones de pretensado. Se permite adoptar para fdc un valor igual al del pretensado efectivo fse . Ver también el artículo 18.4.4.3.

18.4.4.3. El valor de ∆fps debe ser ≤ 250 MPa. Cuando ∆fps resulte menor o igual que 140 MPa, no se deben aplicar los requisitos dados en los artículos 18.4.4.1. y 18.4.4.2. para determinar el valor de la separación. 18.4.4.4. Cuando la altura efectiva de una viga resulte mayor que 1 m, el área de la armadura lateral longitudinal que se debe ubicar en ambas caras y que puede estar constituida por armadura no tesa o por cables adherentes, se debe disponer de acuerdo con las especificaciones del artículo 10.6.7.


Cap. 18 - 394

18.5. TENSIONES ADMISIBLES EN EL ACERO DE PRETENSADO 18.5.1. La tensión de tracción en el acero de pretensado debe ser menor o igual que los siguientes valores: a) debido a la fuerza del gato en el acero de pretensado (pero no mayor que el menor valor obtenido entre 0,80 fpu y el máximo valor recomendado por el fabricante del acero de pretensado o de los dispositivos de anclaje).

0,94 fpy

b) inmediatamente después de la transferencia del pretensado (pero no mayor que 0,74 fpu)

0,82 fpy

c) cables de postesado, en los dispositivos de anclajes y de acoplamiento, inmediatamente después de la transferencia de la fuerza.

0,70 fpu

18.6. PÉRDIDAS DE PRETENSADO 18.6.1. Para determinar la tensión efectiva del pretensado, fse , se deben considerar las siguientes causas de pérdidas de pretensado: a) acuñamiento del acero de pretensado en el momento de la transferencia; b) acortamiento elástico del hormigón; c) fluencia lenta del hormigón; d) contracción del hormigón; e) relajación de la tensión en el acero de pretensado; f)

pérdidas por fricción debidas a la curvatura intencional o accidental de los cables de postesado.

18.6.2. Pérdidas por fricción en los cables de postesado 18.6.2.1. El efecto de la pérdida por fricción en los cables postesados se debe determinar con la siguiente expresión:  

Ps = Px e 

K l x + µ α 

(18-1)

Cuando el valor de la expresión (K lx + µα) resulte ≤ 0,3 , el valor de Ps se podrá determinar con la siguiente expresión:

Ps = Px ( 1 + K l x + µ α )


(18-2)

Cap.18 - 395

18.6.2.2. Las pérdidas por fricción se deben obtener en base a los valores del coeficiente de fricción por curvatura, µ , y del coeficiente de fricción por desviación accidental K, determinados en forma experimental, los que se deben verificar durante las operaciones de tesado del cable. 18.6.2.3. Los valores de los coeficientes de fricción por curvatura, µ , y por desviación accidental, K utilizados en el diseño, se deben especificar en los planos. 18.6.3. Cuando existan pérdidas de pretensado en un elemento, debidas a su vinculación con una estructura adyacente, las mismas se deben considerar en el diseño.

18.7. RESISTENCIA A FLEXIÓN 18.7.1. El momento resistente de diseño para elementos solicitados a flexión, se debe determinar en base a los métodos de diseño por resistencia establecidos en este Reglamento. En los cálculos de resistencia, para el acero de pretensado se debe utilizar el valor de fps en lugar de fy . 18.7.2. Como alternativa a una determinación más precisa del valor de fps , basada en la compatibilidad de las deformaciones, se pueden utilizar los siguientes valores aproximados de fps , siempre que fse ≥ 0,50 fpu . a)

para los elementos con cables adherentes:

  γp  f pu d ( ω − ω' )  f ps = f pu  1 − + ρ p   β 1  f' c dp   

(18-3)

cuando exista armadura de compresión, en la determinación del valor de fps con la expresión (18-3), se debe adoptar:

  f pu d (ω − ω' ) ≥ 0 ,17 + ρ p f' c dp   con d' ≤

0 ,15 d p


Cap. 18 - 396

b) para los elementos con cables no adherentes y con una relación luz/altura ≤ 35:

f ps = f se + 70 + pero con

f ps ≤ f py

y

f ps ≤ f se + 420

f' c 100 ρ p

(18-4)

c) para los elementos con cables no adherentes y con una relación luz/altura > 35:

f ps = f se + 70 + pero con

f ps ≤ f py

y

f ps ≤ f se + 200

f' c 300 ρ p

(18-5)

18.7.3. Cuando se utilice armadura no tesa que verifique las condiciones dadas en el artículo 3.6.1., conjuntamente con el acero de pretensado, se podrá considerar su contribución con la fuerza de tracción,en los cálculos de resistencia a flexión, con un valor de tensión igual a fy . Otros tipos de armaduras no tesas se podrán incluir en los cálculos de resistencia siempre que se realice el análisis de compatibilidad de las deformaciones con el fin de determinar las tensiones en dichas armaduras.

18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN 18.8.1. Las secciones de los elementos de hormigón pretensado se clasifican en secciones controladas por tracción, secciones en zona de transición y secciones controladas por compresión, de acuerdo con los artículos 10.3.3. y 10.3.4. Los factores φ que corresponda aplicar se especifican en el artículo 9.3.2. 18.8.2. La cantidad total de armadura tesa y no tesa debe ser la adecuada para desarrollar una carga mayorada igual, como mínimo, a 1,2 veces la carga de fisuración determinada en base al módulo de rotura, fr , indicado en el artículo 9.5.2.3. Esta prescripción se puede obviar en los siguientes casos: a) losas armadas en dos direcciones, postesadas sin adherencia; y


Cap.18 - 397

b) elementos solicitados a flexión en los cuales los valores de sus resistencias al corte y a flexión sean, como mínimo, el doble de los valores establecidos en el artículo 9.2. 18.8.3. En todos los elementos pretensados solicitados a flexión, parte o toda la armadura adherente compuesta por barras o cables, se debe ubicar tan cerca como sea posible de la fibra extrema traccionada, excepto que en los elementos pretensados con cables no adherentes, la armadura adherente mínima, compuesta de barras o cables, debe verificar las especificaciones del artículo 18.9.

18.9. ARMADURA ADHERENTE MÍNIMA 18.9.1. En todos los elementos solicitados a flexión armados con cables no adherentes, se debe colocar un área mínima de armadura adherente, de acuerdo con los artículos 18.9.2. y 18.9.3. 18.9.2. Con excepción de lo indicado en el artículo 18.9.3. para placas planas, el área mínima de la armadura adherente se debe determinar con la siguiente expresión:

As = 0,004 A

Figura 18.9.2.

(18-6)

Armadura adherente para los elementos sometidos a flexión.

18.9.2.1. La armadura adherente exigida por la expresión (18-6) se debe distribuir de manera uniforme en la zona de tracción precomprimida y tan cerca como sea posible de la fibra traccionada extrema. 18.9.2.2. La armadura adherente mínima se exige independientemente de las condiciones de tensión bajo carga de servicio. 18.9.3. Para los sistemas de losas planas armadas en dos direcciones, tanto el área mínima como la distribución de la armadura adherente deben verificar las especificaciones de los artículos 18.9.3.1., 18.9.3.2. y 18.9.3.3.


Cap. 18 - 398

18.9.3.1. La colocación de armadura adherente no se exige para aquellas zonas de momento positivo donde las tensiones de tracción en el hormigón, determinadas para las cargas de servicio, (después de considerar todas las pérdidas de pretensado), 1 sean menores o iguales que el valor f' c . 6 18.9.3.2. En las zonas de momento positivo, donde las tensiones de tracción en el 1 hormigón determinadas para las cargas de servicio son mayores que f ' c , el área 6 mínima de la armadura adherente se debe determinar con la siguiente expresión:

As =

Nc 0 ,5 f y

(18-7)

siendo fy ≤ 420 MPa . La armadura adherente se debe distribuir de manera uniforme en la zona de tracción precomprimida y tan cerca como sea posible de la fibra traccionada extrema. 18.9.3.3. En las zonas de momento negativo sobre las columnas de apoyo, el área mínima de armadura adherente, As , en la parte superior de la losa, en cada dirección, se debe determinar con la siguiente expresión:

As = 0,00075 Acf

(18-8)

La armadura adherente que resulte de la aplicación de la expresión (18-8), se debe distribuir en una franja de losa limitada por los ejes ubicados a una distancia de 1,5 h , hacia afuera de las caras exteriores opuestas de la columna de apoyo. En cada dirección se deben colocar, como mínimo, 4 barras o alambres. La separación de la armadura adherente debe ser ≤ 300 mm. 18.9.4. La longitud mínima de la armadura adherente, exigida en los artículos 18.9.2. y 18.9.3. debe verificar las especificaciones de los artículos 18.9.4.1.. 18.9.4.2. y 18.9.4.3. 18.9.4.1. En las zonas de momento positivo, la longitud mínima de la armadura adherente, debe ser igual a 1/3 de la luz libre y debe estar centrada con respecto a la zona de momento positivo. 18.9.4.2. En las zonas de momento negativo, la armadura adherente se debe prolongar 1/6 de la luz libre a cada lado del apoyo. 18.9.4.3. Cuando se especifique armadura adherente para contribuir a la resistencia nominal a flexión, de acuerdo con el artículo 18.7.3., o para los valores de tensión de tracción establecidos en el artículo 18.9.3.2., la longitud mínima también debe cumplir con las disposiciones del Capítulo 12.


Cap.18 - 399

Figura 18.9.3.3. Armadura adherente para placas planas

18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS 18.10.1. Los pórticos y los elementos continuos de hormigón pretensado se deben dimensionar para obtener una resistencia adecuada y un comportamiento satisfactorio bajo la acción de las cargas de servicio. 18.10.2. El comportamiento bajo cargas de servicio se debe determinar por medio de un análisis elástico, considerando las reacciones, los momentos, el corte y las fuerzas axiales producidas por el pretensado, así como los efectos de la fluencia lenta, la contracción, los cambios de temperatura, la deformación axial, la restricción impuesta por los elementos estructurales adyacentes y los asentamientos de la fundación. 18.10.3. Los momentos que se utilicen para determinar la resistencia requerida se deben obtener como la suma de los momentos debidos a las reacciones inducidas por el pretensado (con un factor de mayoración igual a 1,0), y los momentos debidos a la mayoración de las cargas de diseño. La suma de estos momentos se puede modificar como se indica en el artículo 18.10.4.


Cap. 18 - 400

18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en los elementos pretensados continuos, solicitados a flexión. 18.10.4.1. Cuando se coloque armadura adherente en los apoyos, de acuerdo con el artículo 18.9., se permite aumentar o reducir los momentos negativos, determinados por medio de la teoría elástica, para cualquier carga supuesta, de acuerdo con las especificaciones del artículo 8.4. 18.10.4.2. Los momentos negativos modificados se deben utilizar para determinar los momentos en las secciones de los tramos, para la misma distribución de carga supuesta.

18.11. ELEMENTOS COMPRIMIDOS. COMBINACIÓN DE CARGAS AXIALES Y DE FLEXIÓN 18.11.1. Los elementos de hormigón pretensado solicitados a la acción combinada de carga axial y de flexión, con o sin armadura no tesa, se deben dimensionar de acuerdo con los métodos de diseño por resistencia establecidos en este Reglamento, debiendo incluirse los efectos derivados del pretensado, de la fluencia lenta, de la contracción y de los cambios de temperatura. 18.11.2. Límites para la armadura de los elementos pretensados solicitados a compresión 18.11.2.1. En los elementos con un pretensado promedio fpc < 1,5 MPa, se debe disponer una armadura mínima de acuerdo con las especificaciones de los artículos 7.10., 10.9.1. y 10.9.12. para columnas y en el caso de tabiques, de acuerdo con el artículo 14.3. 18.11.2.2. Con excepción del caso de los tabiques, en los elementos con un pretensado promedio fpc ≥ 1,5 MPa se deben confinar los cables de tesado con zunchos o estribos cerrados horizontales, de acuerdo con las siguientes indicaciones: a) los zunchos deben cumplir con las especificaciones del artículo 7.10.4. b) los estribos cerrados deben estar constituidos, como mínimo, por barras o alambres de ds = 10 mm, o mallas de acero soldadas de alambre de área equivalente. Su separación medida en forma vertical, debe ser menor o igual que 48 veces el diámetro ds de la barra o alambre del estribo, y menor o igual que la menor dimensión del elemento comprimido; c) la distancia vertical entre el estribo cerrado del extremo inferior de la columna y la parte superior de la base (fundación) o de la losa de entrepiso, y la distancia entre el estribo cerrado del extremo superior de la columna y la armadura horizontal más baja de la losa o del ábaco superior, debe ser menor que la mitad del valor s de la separación entre estribos. Ver la Figura 7.10.5.4. d) cuando existan vigas o ménsulas que lleguen a la columna en todos sus lados se permite interrumpir los estribos cerrados de la columna a una distancia s ≤ 80 mm por debajo de la armadura inferior de dichas vigas o ménsulas. (Ver la Figura 7.10.5.5.)


Cap.18 - 401

18.11.2.3. Para los tabiques con un pretensado promedio fpc ≥ 1,5 MPa, no se deben aplicar las especificaciones del artículo 14.3. con respecto a la armadura mínima, cuando el análisis estructural demuestre que la resistencia y la estabilidad son adecuadas.

18.12. SISTEMAS DE LOSAS 18.12.1. Los momentos y los esfuerzos de corte mayorados, en los sistemas de losas pretensadas armadas en más de una dirección, se deben determinar de acuerdo con las prescripciones del artículo 13.7., con excepción de lo especificado en los artículos 13.7.7.4. y 13.7.7.5., o mediante procedimientos de diseño más detallados. 18.12.2. La resistencia de diseño a flexión de las losas pretensadas especificada en el artículo 9.3. para todas las secciones debe ser igual o mayor que la resistencia requerida considerando los artículos 9.2., 18.10.3. y 18.10.4. La resistencia al corte de diseño de las losas pretensadas en las columnas, especificada en el artículo 9.3. debe ser igual o mayor que la resistencia requerida considerando los artículos 9.2., 11.1., 11.12.2. y 11.12.6.2. 18.12.3. Para las condiciones de carga de servicio, todas las limitaciones referidas al comportamiento en servicio, incluyendo los límites especificados para las flechas, se deben verificar considerando en forma adecuada los factores enumerados en el artículo 18.10.2. 18.12.4. Para sobrecargas normales y cargas uniformemente distribuidas, la separación de los cables o grupos de cables de pretensado en una dirección, debe ser:

≤ 8 veces el espesor de la losa ≤ 1,5 m La separación de los cables debe ser tal que se obtenga un pretensado promedio mínimo (después de considerar todas las pérdidas del pretensado) fpc = 0,9 MPa sobre la sección de losa tributaria del cable o grupo de cables. En cada dirección se debe colocar un mínimo de 2 cables dispuestos a través de la sección crítica de corte sobre las columnas. En las losas pretensadas con cargas concentradas, la separación de los cables a adoptar, se debe analizar en forma especial. 18.12.5. En las losas con cables no adherentes, se debe colocar una armadura adherente mínima de acuerdo con los artículos 18.9.3. y 18.9.4. Cuando debido a la presencia de aberturas en la losa, por la existencia de cañerías, insertos, etc., sea necesario desviar los cables de pretensado, se debe considerar la fisuración potencial que dicha desviación puede originar. 18.12.6. En las losas izadas, la armadura adherente inferior se debe colocar de acuerdo con las disposiciones del artículo 13.3.8.6.


Cap. 18 - 402

18.13. ZONAS DE ANCLAJE DE LOS CABLES POSTESADOS 18.13.1. Zona de anclaje La zona de anclaje se considera compuesta por dos sectores: a) la zona local que se define como el prisma rectangular de hormigón que circunda al dispositivo de anclaje y a cualquier armadura de confinamiento. Para anclajes circulares u ovalados se debe utilizar el prisma rectangular equivalente. b) la zona general que es la zona de anclaje, (definida en el Anexo al Capítulo 1) que incluye a la zona local.

Figura 18.13.1.a), b) Zonas de anclaje.


Cap.18 - 403

Figura 18.13.1.c) Zonas de anclaje. 18.13.2. Zona local 18.13.2.1. El diseño de las zonas locales de anclaje se debe realizar en base a la fuerza de pretensado mayorada, Psu , y a las disposiciones dadas en los artículos 9.2.5. y 9.3.2.5. 18.13.2.2. En la zona local de anclaje se debe colocar la armadura donde sea requerida para lograr un adecuado funcionamiento del dispositivo de anclaje. 18.13.2.3. Las especificaciones para la zona local del artículo 18.13.2.2. se verifican con el cumplimiento de los artículos 18.14.1. ó 18.15.1. y 18.15.2. 18.13.3. Zona general 18.13.3.1. El diseño de las zonas generales de anclaje se debe realizar en base a la fuerza de pretensado mayorada, Psu , y a las disposiciones de los artículos 9.2.5. y 9.3.2.5. 18.13.3.2. En las zonas generales de anclaje se debe colocar donde se requiera, la armadura necesaria para resistir las fuerzas de desgarramiento por tracción, de descascaramiento y de tracción en el borde longitudinal, inducidas por los dispositivos de anclaje. Además se deben considerar los efectos de los cambios bruscos de sección. 18.13.3.3. Las prescripciones dadas en el artículo 18.13.3.2. se verifican con el cumplimiento de las disposiciones de los artículos 18.13.4., 18.3.5., 18.3.6. y los conceptos que resulten aplicables de los artículos 18.14.2., 18.14.3. ó 18.15.3.


Cap. 18 - 404

(a) sección rectangular Tdesg. ∼ 0,25 P

Tdesg. = fuerza de desgarramiento o hendimiento ddesg. = distancia desde el baricentro de la fuerza Tdesg. hasta la mayor superficie de apoyo del anclaje.

(b) sección con alas y diafragma en el extremo Tdesg. ∼ 0,50 P

Figura 18.13.3.


Efectos de los cambios de sección transversal en un elemento.

Cap.18 - 405

18.13.4. Resistencias nominales de los materiales 18.13.4.1. La resistencia nominal a la tracción de la armadura adherente está limitada por el valor fy para las armaduras no tesas, y por el valor de fpy para las armaduras tesas. La tensión nominal de tracción de las armaduras tesas no adherentes, para resistir las fuerzas de tracción en la zona del anclaje, se debe limitar al valor fps = fse+ 70 MPa. 18.13.4.2. La resistencia nominal a compresión del hormigón en la zona general de anclaje, se debe limitar al valor 0,7 λ f’ci , excepto para el hormigón que se encuentre confinado por zunchos o estribos cerrados que proporcionen un confinamiento equivalente al especificado en la expresión (10-5). 18.13.4.3. La resistencia a compresión del hormigón en el momento del postesado se debe especificar en los planos y documentos de la obra. A menos que se utilicen dispositivos de anclajes sobredimensionados para compensar la menor resistencia a la compresión, o que el acero de pretensado se tese con una fuerza igual o menor que el 50% de la fuerza de pretensado final, el acero de pretensado no se debe tesar hasta que f’ci alcance, como mínimo, el valor de 28 MPa para cables multicordón, ó 17,5 MPa para cables monocordón, o barra para pretensado. 18.13.5. Métodos de diseño 18.13.5.1. Para el diseño de las zonas generales de anclaje se pueden utilizar los métodos que se detallan a continuación, siempre que los procedimientos específicos utilizados den como resultado estimaciones de la resistencia que concuerden en forma sustancial con los resultados de ensayos completos exhaustivos: a) equilibrio basado en el comportamiento plástico (modelos de bielas) b) análisis lineal de tensiones (incluyendo el análisis con elementos finitos o equivalente) c) ecuaciones simplificadas, cuando sean aplicables.


Cap. 18 - 406

Figura 18.13.5.1. Ejemplo de un modelo de bielas.

18.13.5.2. Las ecuaciones simplificadas no se deben utilizar para el diseño de las zonas de anclaje en los casos en que: a) la sección transversal del elemento no sea rectangular; b) las discontinuidades existentes dentro, o cerca, de la zona general de anclaje, originen desviaciones en la trayectoria de las fuerzas; c) la distancia mínima al borde sea menor que 1 1/2 dispositivo de anclaje en la dirección considerada;

veces la dimensión del

d) se utilicen dispositivos de anclaje múltiples que se encuentren agrupados en un mismo conjunto. 18.13.5.3. La secuencia de tesado se debe considerar en el diseño y especificar en los planos correspondientes. 18.13.5.4. Los efectos espaciales en el diseño se deben considerar y analizar utilizando procedimientos tridimensionales o métodos aproximados que consideren la suma de efectos en dos planos ortogonales.


Cap.18 - 407

18.13.5.5. En aquellos dispositivos de anclaje ubicados lejos del extremo del elemento, se debe colocar una armadura adherente con el fin de transferir, como mínimo, un valor igual a 0,35 Psu a la sección de hormigón ubicada detrás del anclaje. Esta armadura se debe colocar en forma simétrica alrededor de los dispositivos de anclaje, con su longitud de anclaje completa tanto atrás como adelante del dispositivo. 18.13.5.6. Cuando los cables tengan curvatura en la zona general de anclaje, se debe colocar una armadura no tesa con el fin de resistir las fuerzas radiales y de compresión diametral, con excepción de los cables monocordón en las losas o aquellos casos en los cuales el análisis demuestre que no se necesita colocar armadura. 18.13.5.7. Con excepción del caso de los cables monocordón en las losas, o en aquellos casos en los cuales el análisis demuestre que no se necesita colocar armadura, el Reglamento exige disponer una armadura mínima con una resistencia nominal a tracción, igual al 2 % de cada fuerza de pretensado mayorada, ubicada en direcciones ortogonales paralelas a la cara posterior de todas las zonas de anclaje con el fin de limitar el descascaramiento. 18.13.5.8. La resistencia a tracción del hormigón no se debe considerar en la determinación de las armaduras requeridas. 18.13.6. Detalles de armado En la selección de los diámetros de las armaduras, las separaciones, los recubrimientos y otros detalles referidos a las zonas de anclaje, se deben contemplar las tolerancias en el doblado, la fabricación y la colocación de la armadura, teniendo en cuenta el tamaño del agregado y la correcta colocación y compactación del hormigón.

18.14. DISEÑO DE LAS ZONAS DE ANCLAJE PARA MONOCORDONES O CABLES DE UNA ÚNICA BARRA DE 16 MM DE DIÁMETRO 18.14.1. Diseño de la zona local de anclaje Tanto los dispositivos de anclaje como la armadura de la zona local de los monocordones y las barras de 16 mm, o de diámetros menores, deben cumplir las especificaciones especiales que se establecen en el artículo 18.15.2. para los dispositivos de anclaje. 18.14.2. Diseño de la zona general de anclaje para los cables de losas 18.14.2.1. En los dispositivos de anclaje para cables con diámetros ds ≤ 12,7 mm en losas de hormigón normal, se debe colocar una armadura mínima que cumpla con las disposiciones de los artículos 18.14.2.2. y 18.14.2.3., a menos que un análisis detallado, de acuerdo con lo indicado en el artículo 18.13.5., demuestre que tal armadura no es necesaria. 18.14.2.2. La armadura mínima indicada en el artículo 18.14.2.1. debe estar constituida por dos barras o alambres con ds ≥ 12 mm, ubicados en forma paralela al borde de la losa. Las barras o alambres pueden estar en contacto con la cara frontal del dispositivo de anclaje y se deben ubicar dentro de una distancia igual a 1/2 h por delante de cada dispositivo de anclaje. Además se deben prolongar, como mínimo, 150 mm hacia cada lado de los bordes exteriores del dispositivo de anclaje.


Cap. 18 - 408

18.14.2.3. Los dispositivos de anclaje que se encuentren separados una distancia, medida entre sus centros, menor o igual que 300 mm se deben considerar como dispositivos agrupados. Por cada grupo de seis o más dispositivos de anclaje, se deben colocar n+1 barras o alambres con forma de horquillas o estribos cerrados, con un diámetro ds ≥ 10 mm , siendo n el número de dispositivos de anclajes. Además se debe colocar una barra o alambre con forma de horquilla, o estribo cerrado, tanto entre cada dispositivo de anclaje como a cada lado del grupo. Las barras o alambres con forma de horquilla, o los estribos cerrados, se deben colocar con sus ramas prolongándose dentro de la losa en dirección perpendicular al borde. La parte central de las barras o alambres se deben ubicar en forma perpendicular al plano de la placa desde una distancia igual a 3/8 h hasta h/2 por delante de los dispositivos de anclaje.

Antes de proceder a tesar los cables agrupados, se debe tesar un mínimo de dos cables, dispuestos en el borde de la losa, en sentido perpendicular a los cables agrupados

≤ 300 mm

≤ 300 mm

Figura 18.14.2.3. Armadura en la zona de anclajes para grupos de 6 ó más dispositivos para cables monocordón en losas.


Cap.18 - 409

18.14.2.4. Para aquellos dispositivos de anclaje que no reúnan las características descriptas en el artículo 18.14.2.1., la armadura mínima a colocar se debe determinar mediante un análisis detallado que cumpla con las especificaciones del artículo 18.13.5. 18.14.3. Diseño de la zona general de anclaje para grupos de cables monocordón en vigas principales y secundarias El diseño de las zonas generales de anclaje para los grupos de cables monocordón en vigas, debe verificar las exigencias de los artículos 18.13.3. a 18.13.5. inclusive

18.15.

DISEÑO DE LAS MULTICORDÓN

ZONAS

DE

ANCLAJE

PARA

CABLES

18.15.1. Diseño de la zona local Los dispositivos básicos de anclaje para cables multicordón y la armadura de la zona local, deben cumplir con las prescripciones que les sean aplicables, hasta tanto se redacte el documento CIRSOC específico. Los dispositivos especiales de anclaje deben cumplir con los ensayos exigidos en las especificaciones que les sean aplicables. 18.15.2. Utilización de dispositivos especiales de anclaje Cuando se deban utilizar dispositivos especiales de anclaje se dispondrá una armadura lateral suplementaria en las áreas correspondientes a las zonas de anclaje, además de la armadura de confinamiento especificada para el dispositivo de anclaje. Esta armadura suplementaria debe tener una configuración similar y una cuantía espacial equivalente, como mínimo, a cualquier armadura lateral suplementaria, utilizada en los ensayos para calificar la aceptación del dispositivo de anclaje. 18.15.3. Diseño de la zona general de anclaje El diseño de la zona general de anclaje para cables multicordón debe cumplir con las prescripciones establecidas en los artículos 18.13.3. a 18.13.5. inclusive.

18.16.

PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN DE LOS CORDONES NO ADHERENTES

18.16.1. El acero de pretensado no adherente estará encapsulado con un material que impida su adherencia con el hormigón circundante, lo proteja contra la corrosión y contenga al recubrimiento inhibidor de la misma. Los cordones no adherentes deben cumplir la norma IRAM 5 170 “Cordón de siete (7) alambres engrasado y envainado, no adherente, para estructuras de hormigón pretensado”, así como otras normas IRAM con el mismo objetivo.


Cap. 18 - 410

18.16.2. El encapsulado del acero de pretensado no adherente debe ser estanco y continuo en toda su longitud para evitar la adherencia del cordón. 18.16.3. En todos los casos y especialmente en los ambientes corrosivos, el encapsulado se debe conectar a todos los anclajes, ya sean intermedios o fijos, de manera estanca. 18.16.4. Todos los elementos que constituyen el sistema de pretensado no adherente se deben proteger contra la corrosión, mediante algún método que debe aprobar el Director de Obra.

18.17. VAINAS PARA POSTESADO 18.17.1. Las vainas deben ser impermeables a la mezcla de inyección y no deben presentar reacciones con el hormigón, el acero de pretensado, los componentes de la mezcla ni los productos inhibidores de la corrosión. 18.17.2. Las vainas para un solo alambre, cordón o barra, a ser inyectadas, deben tener un diámetro interno, como mínimo, 6 mm mayor que el diámetro del acero de pretensado. 18.17.3. Las vainas para alambres, cordones o barras múltiples, a ser inyectadas, deben tener una sección transversal interna, como mínimo, igual o mayor que 2 veces la sección transversal del acero de pretensado. 18.17.4. Las vainas se deben mantener libres de la acumulación de agua, cuando los elementos que se van a inyectar estén expuestos a temperaturas por debajo del punto de congelación, antes de inyectar la mezcla.

18.18. MEZCLA DE INYECCIÓN PARA CABLES ADHERENTES 18.18.1. La mezcla de inyección consiste en una mezcla de cemento pórtland y agua (pasta de cemento o lechada) a la que se le puede adicionar aditivos, y dado el caso adiciones minerales pulverulentas,. Cuando a la mezcla de inyección se le incorporan agregados finos se designa como mortero de inyección. 18.18.2. Los materiales para la mezcla de inyección deben cumplir las especificaciones de los artículos que se detallan a continuación 18.18.2.1. Cemento El cemento debe cumplir con las especificaciones del artículo 3.1. y sólo se podrá utilizar cemento pórtland, de marcas aprobadas oficialmente que cumplan con los requisitos de calidad contenidos en la norma IRAM 50 000.

No se podrán utilizar cementos que presenten el fenómeno de “falso fraguado”, ni aquellos que posean un contenido de ión Cl - ó SO4= superior al 0,002% ni otro elemento susceptible de posibilitar la corrosión de los aceros.


Cap.18 - 411

El empleo de otros cementos sólo puede ser autorizado previo ensayo. Todo cemento que se utilice para inyección se debe proveer en bolsas cuyo peso debe ser de 50 kg . El cemento debe ser de expedición reciente, recomendándose que en el momento de usarlo no tenga más de 3 semanas de expedido de fábrica. Hasta su empleo debe estar depositado en un lugar cerrado y protegido contra la humedad. En el lugar de emplazamiento de la estructura a inyectar, no se debe depositar más cemento que el que se utilizará por vez. 18.18.2.2. Agua El agua debe cumplir con las especificaciones del artículo 3.3. La razón agua/cemento en masa debe ser menor o igual que 0,45. El contenido de cloruros del agua de mezclado no debe ser mayor que el indicado en la norma IRAM 1 601 para el hormigón pretensado y deberá estar exenta de detergentes. Su p.H. no podrá ser < 7. El agua potable es en general apropiada para la preparación de la mezcla de inyección. Si se utilizan otras aguas se debe verificar que éstas no faciliten la corrosión del acero de pretensado. 18.18.2.3. Agregados finos La incorporación de agregados a la mezcla de inyección sólo se podrá realizar si su utilización se encuentra expresamente permitida en el certificado de aptitud del sistema de pretensado que se emplea, o cuando se cumpla que la sección de la vaina es igual o mayor que cuatro veces la sección de la armadura envainada. El tamaño máximo del agregado será inferior a 200 µm y la razón entre el total de agregados finos inertes y el cemento no debe superar el 25% en masa. Los agregados deben cumplir las especificaciones del artículo 3.2.3. 18.18.2.4. Aditivos La utilización de aditivos está permitida siempre que no se produzcan efectos perjudiciales en el acero, en el hormigón o en la mezcla de inyección. No se permite la utilización de cloruro de calcio. Como aditivos sólo se pueden utilizar aditivos auxiliares de inyección cuya aptitud para el uso en inyecciones esté expresamente indicada en el certificado del fabricante y haya sido demostrada mediante ensayos. Además no deberán contener iones agresivos (cloruros, sulfuros, nitratos, fluoruros). 18.18.2.5. Adiciones minerales pulverulentas Sólo se podrán incluir adiciones minerales pulverulentas en la mezcla de inyección si éstas no reaccionan hidráulicamente y si está expresamente permitido su empleo en el certificado de aptitud del sistema de pretensado.


Cap. 18 - 412

18.18.3. Selección para la dosificación de la mezcla de inyección 18.18.3.1. La dosificación de la mezcla de inyección se debe realizar en base a una de las dos posibilidades que se indican a continuación: a) en base a los resultados de ensayos de mezclas de inyección tanto frescas como endurecidas, realizados antes del inicio de las operaciones de inyección, o b) en base a la experiencia previa acumulada con materiales y equipamiento similares y bajo condiciones de obra comparables. La resistencia a la compresión de la mezcla de inyección, se debe evaluar mediante el ensayo de tres probetas moldeadas, cilíndricas, normales de 10 cm de diámetro y 10 cm de altura (convenientemente preparadas para que sus caras sean paralelas) cuyos resultados deben verificar como mínimo los valores inicados en la Tabla 18.18.3.1. Tabla 18.18.3.1. Resistencia mecánica a la compresión

Resistencia a la compresión MPa Edad de la probeta Valor mínimo para cada probeta al ensayarla 7 días 28 días

Valor mínimo para cada serie de probetas

19 27

21 30

Las probetas para estudiar la aptitud de la mezcla se deben ensayar a edades de 7 y 28 días, según la norma IRAM 1 546. Las probetas para control de calidad se deben ensayar a 7 días. En los casos en que sea necesario transmitir los esfuerzos del anclaje sobre la pasta de inyección, o trasladar los elementos prefabricados antes de la edad indicada, se deberá alcanzar previamente la resistencia a la compresión requerida por el sistema de pretensado. El control de resistencia a edades menores de 28 días se debe utilizar para verificar la resistencia alcanzada a una determinada edad bajo las condiciones de temperatura existentes en la obra. El control se debe realizar en tres probetas, las que se deben colocar, protegidas de los rayos solares, al lado o sobre el elemento constructivo (eventualmente en baño de agua), y libre de todo tipo de vibraciones, hasta la ejecución del ensayo. Se deben preparar por lo menos dos series de 3 probetas cada una, para poder repetir el control de resistencia, si en el primero no se alcanzó todavía una resistencia a la compresión satisfactoria. 18.18.3.2. El cemento utilizado en la obra debe corresponder a aquel con el cual se realizó el diseño de la dosificación de la mezcla de inyección.


Cap.18 - 413

18.18.3.3. El contenido de agua debe ser el mínimo necesario para garantizar el bombeo adecuado de la mezcla de inyección y la relación agua/cemento debe ser ≤ 0,45. 18.18.3.4. No se debe añadir agua con el objeto de aumentar la fluidez de la mezcla cuando ésta haya disminuido por demoras en su utilización. 18.18.4 Mezclado y bombeo de la mezcla de inyección 18.18.4.1. La mezcla de inyección se debe preparar con un equipo capaz de efectuar un mezclado y una agitación mecánica continua, que produzca una distribución uniforme de los materiales, permita su tamizado y pueda ser bombeada de manera de llenar completamente las vainas. 18.18.4.2. La temperatura de los elementos, en el momento de la inyección de la pasta de cemento, debe ser ≥ 5 °C y se debe mantener por encima de ese valor hasta que la resistencia mecánica a la compresión, determinada sobre probetas cilíndricas, moldeadas con la misma mezcla de inyección, alcance un valor igual o mayor que 6 MPa. 18.18.4.3. La temperatura de la mezcla de inyección no debe ser superior a 35 °C durante el mezclado y el bombeo.

18.19. PROTECCIÓN DEL ACERO DE PRETENSADO Las operaciones de soldadura o calentamiento en la proximidad de acero de pretensado se deben realizar de manera de no someter al acero de pretensado a temperaturas excesivas, chispas de soldadura o descargas eléctricas.

18.20. APLICACIÓN Y MEDICIÓN DE LA FUERZA DE TESADO 18.20.1. La fuerza de tesado se debe determinar por medio de los dos métodos que se describen a continuación: a) medición del alargamiento del acero El alargamiento exigido se debe determinar a partir de las curvas promedio carga-alargamiento para el acero de pretensado utilizado; b) observación de la fuerza del gato en un manómetro calibrado, en una celda de carga, o un dinamómetro calibrado. Cuando en la determinación de la fuerza de tesado se verifique la existencia de una diferencia, entre los métodos a) y b), mayor que el 5% en el caso de los elementos pretesados, o del 7% para las construcciones postesadas, se debe investigar y corregir la causa de la diferencia. 18.20.2. Cuando la transferencia de la fuerza, desde los extremos del banco de tesado, se realice cortando el acero de pretensado con soplete, los puntos y la secuencia de corte se deben determinar previamente con el fin de evitar tensiones temporarias no deseadas.


Cap. 18 - 414

18.20.3. La longitud sobrante de los cordones pretensados expuestos, debe ser cortada lo más cerca posible del elemento, para reducir al mínimo su movimiento contra el hormigón. 18.20.4. La pérdida total del pretensado, debida al acero de pretensado dañado que no se reemplace, debe ser menor o igual que el 2% del pretensado total.

18.21. DISPOSITIVOS DE ANCLAJE Y ACOPLAMIENTO PARA POSTESADO 18.21.1. Los dipositivos para anclaje y acoplamiento de los cables adherentes y no adherentes deben tener como mínimo, el 95% de la resistencia a la tracción especificada para el acero de pretensado, cuando se ensayen bajo condiciones de no adherencia, sin que se exceda la deformación prevista. Los dispositivos de anclaje y acoplamiento para los cables adherentes se deben ubicar de tal forma que en las secciones críticas se alcance el 100% de la resistencia a la tracción especificada para el acero de pretensado, después que el acero de pretensado esté adherido al elemento. 18.21.2. Los dispositivos de acoplamiento se deben colocar en las zonas aprobadas por el Director de Obra y se deben ubicar en vainas los suficientemente largas como para permitir los movimientos necesarios. 18.21.3. En el caso de elementos no adherentes, solicitados a cargas repetitivas, se debe prestar especial atención a la posibilidad de que se presente fatiga en los dispositivos de anclaje y acoplamiento. 18.21.4. Los dispositivos de anclaje y acoplamiento, y los elementos auxiliares, deben estar protegidos en forma permanente contra la corrosión.

18.22. POSTESADO EXTERNO 18.22.1. Los cables de postesado se pueden ubicar en forma externa a cualquier sección de un elemento. Para evaluar los efectos de las fuerzas de los cables externos en la estructura de hormigón, se deben utilizar los métodos de diseño por resistencia y servicio indicados en este Reglamento. 18.22.2. Los cables externos se deben considerar como cables no adherentes en la determinación de la resistencia a flexión, a menos que se adopten las precauciones necesarias para garantizar una adherencia efectiva de los cables externos a la sección de hormigón en toda su longitud. 18.22.3. Los cables externos se deben vincular al elemento de hormigón en varios puntos entre los dispositivos de anclaje, de manera tal que se mantenga la excentricidad deseada entre los cables y el baricentro del hormigón, para todo el rango de flechas previstas en el elemento estructural. 18.22.4. Los cables externos y las zonas de anclaje se deben proteger contra la corrosión, y los detalles y características de esta protección se deben indicar en los planos o en las especificaciones del proyecto.


Cap.18 - 415


Cap. 18 - 416

CAPÍTULO 19. CÁSCARAS Y PLACAS PLEGADAS

19.0. SIMBOLOGÍA Ec

módulo de elasticidad del hormigón, en MPa (ver el artículo 8.5.1.).

f'c


f' c

raíz cuadrada de la resistencia a la compresión del hormigón, en MPa.

fy


h

espesor de la cáscara o de la placa plegada, en mm.

ld

longitud de anclaje, en mm.

φ

factor de reducción de resistencia. (Ver el artículo 9.3.).

19.1. CAMPO DE VALIDEZ Y DEFINICIONES 19.1.1. Las prescripciones del Capítulo 19 se aplican a cáscaras delgadas y a placas plegadas de hormigón, incluyendo nervaduras y elementos de borde. 19.1.2. Todas las prescripciones de este Reglamento que no estén específicamente excluidas ni en contraposición con las especificaciones del Capítulo 19, se deben aplicar al diseño de cáscaras delgadas. 19.1.3. Cáscaras delgadas Las cáscaras delgadas son estructuras espaciales tridimensionales, constituidas por una o más placas curvas o placas planas plegadas, cuyo espesor es pequeño en comparación con sus otras dimensiones. Las cáscaras delgadas se caracterizan por su comportamiento tridimensional frente a la carga, determinado por la geometría de sus formas, por la manera en que están apoyadas y por la naturaleza de la carga aplicada. 19.1.4. Placas plegadas Las placas plegadas son una clase especial de estructuras tipo cáscara, constituidas por placas planas delgadas unidas a lo largo de sus bordes para crear estructuras espaciales.


Cap.19 - 417

19.1.5. Cáscaras nervuradas Las cáscaras nervuradas son estructuras espaciales con el material colocado principalmente a lo largo de ciertas líneas o nervaduras, y con el espacio entre ellas abierto o cubierto por losas delgadas. 19.1.6. Elementos auxiliares Los elementos auxiliares son las nervaduras o vigas de borde que se utilizan para dar rigidez, reforzar y/o apoyar la cáscara. Por lo general los elementos auxiliares actúan en forma conjunta con la cáscara. 19.1.7. Análisis elástico El análisis elástico consiste en un análisis de deformaciones y esfuerzos internos basado en el equilibrio, en la compatibilidad de las deformaciones y en el supuesto comportamiento elástico, y que representa, con adecuada aproximación, la acción tridimensional de la cáscara junto con sus elementos auxiliares. 19.1.8. Análisis inelástico El análisis inelástico consiste en un análisis de deformaciones y esfuerzos internos basado en el equilibrio, en relaciones tensión-deformación no lineales para el hormigón y la armadura, en la consideración de la fisuración, en los efectos dependientes del tiempo y en la compatibilidad de las deformaciones. El análisis debe representar, con una adecuada aproximación, la acción tridimensional de la cáscara junto con sus elementos auxiliares. 19.1.9. Análisis experimental El análisis experimental es un procedimiento de análisis basado en la medición de las deformaciones de la estructura o de su modelo. El análisis experimental se basa tanto en el comportamiento elástico como en el inelástico.

19.2. ANÁLISIS Y DISEÑO 19.2.1. El comportamiento elástico constituye una base aceptada para determinar tanto los esfuerzos internos como los desplazamientos en las cáscaras delgadas. El comportamiento elástico se determina mediante cálculos basados en un análisis de la estructura de hormigón no fisurada, en la que se supone que el material es linealmente elástico, homogéneo e isótropo. El coeficiente de Poisson del hormigón se puede suponer igual a cero. 19.2.2. El Reglamento permite utilizar análisis inelásticos cuando se demuestre que estos métodos proporcionan una base segura para el diseño. 19.2.3. Con el fin de asegurar la consistencia de los resultados, se deben realizar verificaciones del equilibrio entre las resistencias internas y las cargas externas.


Cap. 19 - 418

19.2.4. El Reglamento permite utilizar el análisis experimental o numérico cuando se demuestre que dichos procedimientos constituyen una base segura para el diseño. 19.2.5. El Reglamento permite la utilización de métodos aproximados de análisis cuando se pueda demostrar que dichos métodos constituyen una base segura para el diseño. 19.2.6. En las cáscaras pretensadas, el análisis debe también contemplar el comportamiento de la estructura bajo la acción de las siguientes cargas: cargas inducidas durante el pretensado; carga de fisuración, cargas mayoradas. Cuando los cables de pretensado estén ubicados dentro de la cáscara, el diseño debe considerar las componentes de las fuerzas resultantes del trazado espacial del cable sobre la cáscara. 19.2.7. El espesor de una cáscara y su armadura deben estar dimensionados para las condiciones de resistencia y de servicio exigidas, utilizando el método de diseño por resistencia. 19.2.8. El diseño o proyecto estructural debe investigar la inestabilidad de la cáscara y demostrar que se han adoptado todas las medidas para evitarla. 19.2.9. Los elementos auxiliares se deben dimensionar de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento que resulten de aplicación. El Reglamento permite suponer que una franja de la cáscara, igual al ancho del ala, de acuerdo con el artículo 8.10., actúa en forma conjunta con el elemento auxiliar. En dichas áreas de la cáscara, la armadura perpendicular al elemento auxiliar debe ser como mínimo igual a la especificada en el artículo 8.10.5., para el ala de una viga T. 19.2.10. El diseño por resistencia última de cáscaras delgadas en régimen membranal solicitadas a flexión, se debe basar en la distribución de tensiones y deformaciones que se determine a partir de un análisis elástico o inelástico.


Cap.19 - 419

Figura 19.2.6. Ejemplo de una cáscara cilíndrica pretensada en la que el cable no se encuentra contenido en el mismo plano.


Cap. 19 - 420

19.3. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LOS MATERIALES 19.3.1. La resistencia especificada a la compresión del hormigón f’c a la edad de 28 días debe ser: f’c ≥ 20 MPa 19.3.2. La tensión de fluencia especificada de la armadura no tesa fy , debe ser: fy ≤ 420 MPa

19.4. ARMADURA DE LA CÁSCARA 19.4.1. La armadura de la cáscara se debe dimensionar para: resistir las tensiones de tracción originadas por los esfuerzos membranales, resistir la tracción producida por los momentos flexores y torsores, controlar la fisuración por contracción y temperatura, actuar como armadura especial en los bordes de la cáscara, en los puntos de aplicación de la carga y en las aberturas de la cáscara. 19.4.2. La armadura traccionada se debe ubicar en dos o más direcciones y se debe dimensionar de manera tal que su resistencia en cualquier dirección iguale o exceda a la componente de las esfuerzos en esa dirección. En forma alternativa, la armadura para las esfuerzos membranales se debe dimensionar como la armadura requerida para resistir los esfuerzos de tracción axiales, más los esfuerzos de tracción debidos al corte por fricción requeridos para trasmitir el corte a través de cualquier sección transversal de la cáscara. El coeficiente de fricción supuesto no debe exceder de 1,0 λ siendo λ = 1,0 para hormigón de densidad normal, 0,85 para hormigón liviano con arena de densidad normal y 0,75 para hormigón con todos sus componentes livianos. Se permite interpolar linealmente cuando se utilice reemplazo parcial de arena. 19.4.3. El área de la armadura de la cáscara en cualquier sección, medida en dos direcciones ortogonales, debe ser mayor o igual que la armadura por contracción y temperatura que se exige para losas en el artículo 7.12. 19.4.4. La armadura para absorber corte y momento flexor según los ejes en el plano de la cáscara, se debe determinar de acuerdo con los Capítulos 10, 11 y 13.


Cap.19 - 421

19.4.5. El área de la armadura traccionada de la cáscara se debe limitar de manera tal que alcance la fluencia antes de que tenga lugar el aplastamiento del hormigón por compresión o el pandeo de la cáscara. 19.4.6. En las zonas de grandes tracciones, la armadura de la cáscara se debe colocar, cuando resulte práctico, según las direcciones principales de tracción. De lo contrario el Reglamento permite colocar la armadura de la cáscara en dos o más direcciones. 19.4.7. Cuando la dirección de la armadura difiera en más de 10° con respecto a la dirección del esfuerzo principal de tracción en la cáscara, se debe verificar la cantidad de armadura necesaria para controlar la fisuración bajo carga de servicio. 19.4.8. Cuando la magnitud de la tensión principal de tracción membranal varíe en forma significativa sobre la superficie de la cáscara, se podrá concentrar la armadura para la tracción total en las zonas de mayores tensiones de tracción, siempre que se pueda demostrar que esto proporciona un diseño seguro. Sin embargo, la cuantía de armadura de la cáscara, determinada con el espesor total de la cáscara, en cualquier área traccionada, deberá ser ≥ 0,0035.

Figura 19.4.8. Concentración de la armadura de una cáscara. 19.4.9. La armadura requerida para resistir los momentos flexores de la cáscara debe ser dimensionada considerando la acción simultánea de los esfuerzos membranales. Cuando para absorber los momentos flexores, se requiera armadura sólo en una cara de la cáscara, se deberán colocar cantidades iguales de armadura cerca de ambas superficies, aún cuando el análisis no indique inversión de los momentos flexores.


Cap. 19 - 422

19.4.10. La armadura de la cáscara, en cualquier dirección, debe tener una separación máxima de 200 mm, o 2 veces el espesor de la cáscara. Cuando la tensión membranal principal de tracción, debida a las cargas mayoradas, exceda de armadura deberá tener una separación ≤ 1,5 veces el espesor de la cáscara.

1 φ 3

f ' c , la

19.4.11. La armadura de la cáscara, en su unión con los elementos de apoyo o con los elementos de borde, se debe anclar o prolongar dentro de dichos elementos de acuerdo con las especificaciones del Capítulo 12, excepto que la longitud de anclaje mínima debe ser: 1,2 ld

≥ 500 mm 19.4.12. Las longitudes de empalme de la armadura de la cáscara deben verificar las especificaciones del Capítulo 12, excepto que la longitud mínima de empalme de las barras o alambres traccionados debe ser: 1,2 veces el valor indicado en el Capítulo 12,

≥ 500 mm El número de empalmes en la armadura principal traccionada se debe mantener dentro de un mínimo práctico desde el punto de vista constructivo. En los lugares donde se necesiten empalmes, los mismos se deben separar, como mínimo, una distancia igual a ld y no se debe empalmar más de 1/3 de la armadura en cualquier sección.

19.5. CONSTRUCCIÓN 19.5.1. Cuando el desencofrado dependa de un valor determinado del módulo de elasticidad del hormigón, debido a consideraciones de estabilidad o deformación, el valor de Ec se debe determinar mediante ensayos de flexión de probetas curadas en obra. El Director de Obra debe especificar el número de probetas, las dimensiones de las mismas y los procedimientos de ensayo. 19.5.2. El diseñador o proyectista estructural debe especificar las tolerancias para la forma de la cáscara. Cuando la construcción presente desviaciones de la forma mayores que las tolerancias especificadas, se debe realizar un análisis del efecto de las desviaciones y se deben adoptar las medidas correctivas necesarias para garantizar un comportamiento seguro.


Cap.19 - 423

PARTE 6 - CONSIDERACIONES ESPECIALES

CAPÍTULO 20. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS EXISTENTES

20.0. SIMBOLOGÍA D

cargas permanentes o las solicitaciones correspondientes.

f’c

resistencia especificada del hormigón, en MPa.

h

espesor total del elemento, en mm.

L


l1

luz del elemento sometido a la prueba de carga, en mm. (La luz menor en losas cruzadas). La luz se define como el menor valor entre: (a) la distancia entre los ejes de los apoyos, y (b) la distancia libre entre los apoyos más el espesor h del elemento. En la expresión (20-1) la luz de un voladizo se debe adoptar como el doble de la distancia entre el apoyo y el extremo del voladizo, en mm.

∆máx

flecha máxima medida, en mm. Ver la expresión (20-1).

∆r máx

flecha residual medida, en mm. Ver las expresiones (20-2) y (20-3).

∆f máx

flecha máxima medida durante la segunda prueba de carga, relativa a la posición de la estructura al iniciarse esta segunda prueba, en mm. Ver la expresión (20-3).

20.1. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA – REQUISITOS GENERALES 20.1.1. Cuando existan dudas con respecto a que una parte o toda una estructura no verifica los criterios de seguridad establecidos en este Reglamento, se debe proceder a realizar una evaluación de la resistencia de acuerdo con lo exigido por la Autoridad Fiscalizadora.


Cap. 20 - 425

20.1.2. Cuando se conozca adecuadamente el efecto de la deficiencia de la resistencia de una estructura y se puedan medir sus dimensiones y las propiedades del material necesarias para el análisis, se considerará suficiente realizar una evaluación estadística de la resistencia fundamentada en dichas mediciones. Los datos requeridos se determinarán de acuerdo con el artículo 20.2. 20.1.3. Cuando no se conozca adecuadamente el efecto de la deficiencia de la resistencia de una estructura, o no sea posible establecer las dimensiones y las propiedades del material, se deberá realizar una prueba de carga para decidir si la estructura se mantiene en servicio. 20.1.4. Si la incertidumbre con respecto a una parte o a toda la estructura, se relaciona con el deterioro de la misma y si la respuesta observada durante la prueba de carga verifica los criterios de aceptación establecidos, se admitirá que la estructura o parte de ella se mantenga en servicio por un determinado período. Si la Autoridad Fiscalizadora lo considera necesario se deberán realizar evaluaciones en forma períodica.

20.2. DETERMINACIÓN DE LAS DIMENSIONES REQUERIDAS Y DE LAS PROPIEDADES DE LOS MATERIALES DE LA ESTRUCTURA 20.2.1. Las dimensiones de los elementos se deben determinar en las secciones críticas. 20.2.2. La ubicación y los diámetros de las barras, alambres, mallas soldadas o cables de pretensado se deben determinar mediante mediciones. Se podrá adoptar la ubicación de la armadura indicada en los planos disponibles, siempre que se realicen verificaciones puntuales para confirmar la información contenida en dichos planos. 20.2.3. En caso de ser necesario, la determinación de la resistencia del hormigón se puede realizar en base a los resultados de ensayos de probetas cilíndricas o ensayos de testigos extraídos del sector de la estructura cuya resistencia está cuestionada. Las resistencias del hormigón se deben determinar como se especifica en el Capítulo 4. 20.2.4. En caso de ser necesario, la determinación de la resistencia de las armaduras o del acero de pretensado se podrá realizar en base a los resultados de ensayos de tracción de muestras representativas del material de la estructura en cuestión. 20.2.5. Si las dimensiones y las propiedades del material se determinan a través de mediciones o ensayos, y si los cálculos se realizan de acuerdo con el artículo 20.1.2., se podrá incrementar el factor de reducción de la resistencia definido en el artículo 9.3., valor que debe ser menor o igual que los indicados en la Tabla 20.2.5. a continuación:


Cap. 20 - 426

Tabla 20.2.5. Factores de reducción de la resistencia, φ Secciones controladas por tracción (de acuerdo con el artículo 10.3.4)

1,00

Secciones controladas por compresión (de acuerdo con el artículo 10.3.3) • Elementos armados con zunchos (de acuerdo con el artículo 10.9.3.).

0,85

• Elementos armados con otro tipo de armadura

0,80

Corte y torsión

0,80

Aplastamiento en el hormigón

0,80

20.3. PROCEDIMIENTO PARA REALIZAR LA PRUEBA DE CARGA 20.3.1. Distribución de la carga El número y la distribución de las cargas en tramos o losas cargadas se debe seleccionar de tal forma de maximizar las flechas y tensiones en las zonas críticas de los elementos estructurales cuya resistencia esté en duda. Cuando la adopción de una única disposición de carga, no produzca en forma simultánea valores máximos de todos los parámetros (tales como flechas, rotaciones o tensiones), se debe utilizar más de un esquema de carga para demostrar la aptitud de la estructura en todas las secciones criticas. 20.3.2. Intensidad de la carga La carga total de la prueba incluyendo la carga permanente existente debe ser mayor o igual que: 0,85 (1,2 D + 1,6 L) El valor de L se puede reducir de acuerdo con los criterios establecidos en el Reglamento CIRSOC 101-2002. 20.3.3. La prueba de carga no se debe realizar hasta que la parte de la estructura a ensayar tenga por lo menos 56 días de hormigonada. Sin embargo, se permitirá realizar las pruebas de carga a una edad menor, si el Propietario de la estructura, el Constructor y todas las partes involucradas así lo acordaran.


Cap. 20 - 427

20.4. CRITERIO DE CARGA 20.4.1. Una hora antes de la aplicación del primer incremento de carga se deben obtener los valores iniciales de todas las magnitudes a ser medidas, tales como flechas, rotaciones, deformaciones específicas, deslizamientos, espesor de fisuras, etc. Las mediciones se deben realizar en las ubicaciones donde se espera la respuesta máxima. Si fuera necesario se realizarán también mediciones adicionales. 20.4.2. La carga total de la prueba se alcanzará mediante la aplicación, como mínimo, de cuatro incrementos de carga aproximadamente iguales. 20.4.3. Cuando sea necesario aplicar una carga uniformemente distribuida, la carga de la prueba se aplicará de tal forma que se asegure la obtención de una distribución uniforme real sobre la estructura, o sobre la parte de la misma que se ensaya. Se debe evitar la presencia de un “efecto de arco” en la carga aplicada.

Figura 20.4.3. “Efecto de arco” y forma de evitarlo

20.4.4. Las mediciones de las magnitudes seleccionadas se deben realizar después de la aplicación de cada incremento de carga y, como mínimo, durante 24 horas después de la aplicación del total de la carga sobre la estructura.


Cap. 20 - 428

20.4.5. La totalidad de la carga de ensayo se debe remover inmediatamente después de haberse realizado todas las mediciones definidas en el artículo 20.4.4. 20.4.6. Un conjunto final de mediciones de todas las magnitudes seleccionadas se debe realizar 24 horas después de la remoción de todas las cargas de ensayo.

20.5. CRITERIOS DE ACEPTACIÓN 20.5.1. La parte de la estructura ensayada no debe mostrar evidencias de falla. El descascaramiento y el aplastamiento del hormigón comprimido se deben considerar como una indicación de falla. 20.5.2. Las flechas máximas medidas deben cumplir con alguna de las siguientes condiciones:

∆ máx ≤

∆r máx ≤

l 2t 20 000 h

∆ máx 4

(20-1)

(20-2)

 Si la flecha máxima medida y la flecha residual no verifican las expresiones (20-1) ó (20-2), se podrá repetir la prueba de carga. La repetición de la prueba no se debe realizar antes de transcurridas 72 horas desde la remoción de todas las cargas correspondientes a la primera prueba. La parte de la estructura ensayada en la repetición de la prueba, se considerará aceptable si la recuperación de la flecha es tal que se verifique la siguiente expresión:

∆r máx ≤

∆ f máx 5

(20-3)

siendo:

∆ f máx

la flecha máxima medida durante la segunda prueba con respecto a la posición de la estructura al iniciarse la segunda prueba.

20.5.3. Los elementos estructurales ensayados no deben presentar fisuras que indiquen la inminencia de una falla por corte. 20.5.4. En las zonas de elementos estructurales que no cuenten con armadura transversal, se debe evaluar la aparición de fisuras inclinadas con respecto al eje longitudinal, que tengan una proyección horizontal mayor que la altura del elemento en el punto medio de la fisura.


Cap. 20 - 429

20.5.5. En las zonas de anclajes o empalmes, se deben evaluar las causas y las consecuencias de la aparición de varias fisuras inclinadas cortas, o fisuras horizontales a lo largo de la línea de armadura.

20.6. APROBACIÓN DE LA ESTRUCTURA PARA CARGAS DE SERVICIO DISMINUIDAS Si la estructura no verifica las condiciones o criterios establecidos en los artículos 20.1.2., 20.5.2. ó 20.5.3. se permitirá su utilización para un nivel menor de cargas de servicio en función de los resultados de la prueba de carga o de los análisis estructurales, y siempre que sea aprobado por la Autoridad Fiscalizadora.

20.7. SEGURIDAD 20.7.1. Las pruebas de carga se deben realizar de tal forma que existan condiciones de seguridad para las personas y para la construcción durante toda su realización. 20.7.2. Las medidas de seguridad no deben interferir con los procedimientos de la prueba de carga, ni afectar sus resultados.


Cap. 20 - 430


21.1. El proyecto de estructuras sismorresistentes de hormigón se debe realizar con el Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes- INPRES-CIRSOC 103 – Parte II: Construcciones de Hormigón Armado-2000.


Cap. 21 - 431


Cap. 21 - 432

PARTE 7 - HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE

CAPÍTULO 22. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE



A1

área cargada, en mm².

A2

área de la base mayor del tronco de pirámide, cono o cuña achaflanada, contenida en su totalidad dentro del área de apoyo, que tiene por base superior el área cargada y pendientes de sus caras laterales: 1 vertical y 2 horizontal, en mm².

b

ancho del elemento, en mm.

b0

perímetro de la sección crítica para corte en bases, en mm.

Bn

resistencia nominal al aplastamiento del área cargada, en MPa.

fc’


f' c

raíz cuadrada de la resistencia especificada a la compresión del hormigón en MPa.

fct

resistencia a la tracción (promedio) por compresión diametral para hormigón de agregados livianos, en MPa. (Ver el artículo 1.1.2.2.).

h


lc

distancia entre apoyos, medida en dirección vertical, en mm.

Mn

momento resistente nominal en la sección, en N mm.

Mu


Pn

resistencia nominal de una sección transversal comprimida, en N.

Pnw

resistencia nominal a carga axial de un tabique diseñado de acuerdo con el artículo 22.6.5. (Método de Diseño Empírico), en N.

S

módulo resistente de la sección en flexión, en mm3.


Cap. 22 - 433

Vn

resistencia nominal al corte de la sección, en N.

Vu

fuerza de corte mayorada en la sección, en N.

βc

relación del lado mayor al lado menor del área en la que actúa una carga o una reacción concentrada

φ

factor de minoración de resistencia. Ver el artículo 9.3.5.

22.1. CAMPO DE VALIDEZ 22.1.1. Este Capítulo provee los requisitos mínimos para el diseño y construcción de elementos de hormigón estructural simple colados in situ o prefabricados, con excepción de lo especificado en los artículo 22.1.1.1. y 22.1.1.2. 22.1.1.1. Los tabiques de hormigón estructural simple para subsuelos deben cumplir con las condiciones de durabilidad establecidas en el artículo 2.2. 22.1.2. Para estructuras especiales, tales como arcos, estructuras de instalaciones subterráneas, muros de gravedad y de protección, se deben aplicar las directivas de este Capítulo, sólo cuando corresponda.

22.2. LIMITACIONES 22.2.1. Las prescripciones de este Capítulo se deben aplicar al diseño de elementos estructurales de hormigón simple, los que se definen como aquellos que carecen de armadura o que contienen menos armadura que la mínima especificada en este Reglamento para hormigón armado. Ver el Anexo al Capítulo 1. 22.2.2. La utilización del hormigón estructural simple está limitada a: a) elementos que están apoyados en forma continua sobre el terreno o están apoyados sobre otros elementos estructurales capaces de brindar un apoyo vertical continuo, b) elementos en los que el “efecto de arco” origina compresión bajo todos los estados de carga posibles, c) tabiques y pedestales. Ver los artículos 22.6. y 22.8. Este Reglamento no permite la utilización de hormigón estructural simple en columnas. 22.2.3. Este Capítulo no es aplicable al diseño y ejecución de pilotes y pilas enterradas, hormigonadas in situ.


Cap. 22 - 434

22.2.4. Resistencia mínima La resistencia especificada a la compresión para hormigón simple a ser utilizado con fines estructurales, debe ser: f’c ≥ 20 MPa

22.3. JUNTAS 22.3.1. Los elementos de hormigón estructural simple se deben dividir en partes que no tengan continuidad a flexión mediante la construcción de juntas de contracción o aislación. El tamaño de cada elemento se debe limitar con el fin de controlar el desarrollo de tensiones internas excesivas en el interior del mismo, originadas por la restricción de los movimientos debido a los efectos de la fluencia lenta, de la contracción y de las variaciones de temperatura. 22.3.2. La determinación de la cantidad y ubicación de las juntas de contracción o aislación se debe realizar considerando la influencia de las condiciones climáticas, la selección y dosificación de los materiales, el mezclado, la colocación y el curado del hormigón; el tipo de vinculación y su grado de restricción al movimiento, las tensiones debidas a las cargas a las que estará sometido el elemento y las técnicas constructivas.

22.4. MÉTODO DE DISEÑO 22.4.1. Los elementos de hormigón estructural simple se deben diseñar para desarrollar una resistencia adecuada, de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento, utilizando factores de mayoración de cargas y reducción de resistencias. 22.4.2. Las esfuerzos característicos y las cargas mayoradas se deben combinar de acuerdo con las especificaciones del artículo 9.2. 22.4.3. Cuando la resistencia requerida exceda el valor de la resistencia de diseño, se colocará armadura y el elemento se diseñará como un elemento de hormigón armado, de acuerdo con las especificaciones correspondientes de diseño de este Reglamento. 22.4.4. El diseño por resistencia de los elementos de hormigón estructural simple, solicitados por cargas axiales y de flexión, se debe basar en una relación tensióndeformación lineal, tanto en tracción como en compresión. 22.4.5. Cuando se verifiquen las condiciones del artículo 22.3, se podrá considerar la resistencia a tracción del hormigón en el diseño de elementos de hormigón estructural simple. 22.4.6. La resistencia de las armaduras dispuestas por razones constructivas no se debe considerar en el diseño.


Cap. 22 - 435

22.4.7. No se podrán transmitir esfuerzos de tracción a través de los bordes de juntas de construcción, de contracción o de aislación de elementos de hormigón simple y no se deberá considerar ninguna continuidad a flexión entre elementos adyacentes de hormigón simple. 22.4.8. En la determinación de la resistencia a flexión simple, flexión compuesta y corte, se debe considerar la sección transversal total del elemento, excepto para el caso de hormigón colocado directamente sobre el terreno, donde el espesor total h se debe considerar 50 mm menos que el espesor real.

22.5. DISEÑO POR RESISTENCIA 22.5.1. El diseño de las secciones transversales solicitadas a flexión se debe fundamentar en la siguiente expresión:

φ Mn ≥ Mu

(22-1)

siendo: S

el módulo resistente de la sección a flexión, en mm3.

5 f c' S cuando las secciones están controladas 12 por tracción, y

(22-2)

M n = 0 ,85 fc' S cuando las secciones están controladas por compresión.

(22-3)

Mn =

22.5.2. El diseño de las secciones transversales solicitadas a compresión se debe fundamentar en la siguiente expresión :

φ Pn ≥ Pu

(22-4)

siendo: Pu

la carga mayorada.

Pn

la resistencia nominal a compresión determinada con la siguiente expresión:


Cap. 22 - 436

2   lc       Pu = 0 ,60 f 1 −    A1 32 h      ' c

(22-5)

donde A1 es el área cargada. 22.5.3. Los elementos solicitados por una flexocompresión se deben dimensionar de tal manera que en la cara comprimida se verifique que:

Pu

φ Pn

+

Mu

φ Mn

≤

1

(22-6)

y en la cara traccionada se verifique que:

Mu P 5 − u ≤ φ S Ag 12

f' c

(22-7)

22.5.4. El diseño de las secciones rectangulares solicitadas a corte se debe realizar con la siguiente expresión:

φ Vn ≥ Vu

(22-8)

siendo:

Vu

el corte mayorado.

Vn

la resistencia nominal al corte determinada con la expresión (22-9) para el comportamiento como viga en una sola dirección:

Vn =

1 9

f' c b h

(22-9)

y con la expresión (22-10) para el comportamiento como placa en dos direcciones

Vn =


1 9

 2  2 1 +  f ' c b0 h ≤   βc  9 

f' c

b h

(22-10)

Cap. 22 - 437

22.5.5. El diseño de las áreas de apoyo sujetas a compresión se debe realizar con la siguiente expresión:

φ Bn ≥ Pu

(22-11)

siendo:

Pu

la carga de aplastamiento mayorada,

Bn

la resistencia nominal al aplastamiento del área cargada A1, determinada con la expresión:

Bu = 0,85 f’ A1

(22-12)

excepto cuando la superficie de apoyo A2 sea más amplia, en todos sus lados, que el área cargada A1 , situación en la que la resistencia nominal al A2 , que en ningún caso debe ser aplastamiento se debe multiplicar por A1

mayor que 2. 22.5.6. Hormigón liviano 22.5.6.1. Las disposiciones del artículo 22.5. se deben aplicar a hormigones de densidad normal. Cuando se utilicen hormigones con agregados livianos se deberá aplicar algunas de las opciones a) ó b) según corresponda: a) cuando se especifique el valor de fct y el hormigón se haya dosificado de acuerdo con el artículo 5.2., las expresiones que incluyan el término f ' c se modificarán sustituyendo 1,8 fct por ser menor o igual que

f ' c en todo el artículo 22.5., pero el valor de 1,8 fct debe

f' c ;

b) Cuando no se especifique el valor de fct , todos los valores de

f ' c en el artículo

22.5. se deberán multiplicar por 0,75 para los hormigones con todos sus componentes livianos y por 0,85 para el hormigón liviano con arena de densidad normal. Se podrá interpolar linealmente cuando se utilice reemplazo parcial de arena.


Cap. 22 - 438

22.6. TABIQUES 22.6.1. Los tabiques de hormigón estructural simple se deben apoyar, en forma continua sobre el terreno, o en zapatas, muros de fundación, vigas de apeo u otros elementos estructurales capaces de proporcionar un apoyo vertical continuo. 22.6.2. Los tabiques de hormigón estructural simple se deben diseñar para todas las cargas verticales, horizontales o de cualquier otro tipo a las cuales pudieran estar sometidos. 22.6.2.3. Los tabiques de hormigón estructural simple se deben diseñar para la excentricidad correspondiente al momento máximo que actúa simultáneamente con la carga axial, pero su valor nunca debe ser menor que 0,10 h. Cuando la resultante de todas las cargas mayoradas esté ubicada dentro del tercio medio del espesor total del tabique, el diseño se realizará de acuerdo con los artículos 22.5.3. ó 22.6.5.; de lo contrario, los tabiques se calcularán de acuerdo con el artículo 22.5.4. 22.6.4. El diseño para corte se debe realizar de acuerdo con el artículo 22.5.4. 22.6.5. Método de diseño empírico 22.6.5.1. Los tabiques de sección rectangular maciza de hormigón estructural simple se podrán diseñar con la expresión (22-13) siempre que la resultante de todas las cargas mayoradas esté ubicada dentro del tercio medio del espesor del tabique. 22.6.5.2. El diseño de tabiques solicitados a cargas axiales de compresión se debe realizar con la siguiente expresión:

φ Pnw ≥ Pu

(22-13)

siendo:

Pu

la carga axial mayorada.

Pnw

la resistencia nominal a carga axial determinada con la siguiente expresión:

Pnw

2   lc     = 0 ,45 f ' c Ag 1 −  32 h      

(22-14)

22.6.6. Limitaciones 22.6.6.1. A menos que se demuestre lo contrario mediante un análisis detallado, la longitud horizontal de un tabique considerada como efectiva, para cada carga vertical concentrada no debe exceder la distancia entre los ejes de las cargas ni el ancho de la zona de aplastamiento, más 4 veces el espesor del tabique.


Cap. 22 - 439

22.6.6.2. Con excepción de lo establecido en el artículo 22.6.6.3., el espesor de los tabiques portantes debe ser: a)

h ≥ 1/24 de la longitud o altura libre (la menor),

b)

h ≥ 140 mm

22.6.6.3. El espesor de los tabiques exteriores de subsuelos y de los tabiques de fundación, debe ser:

h ≥ 190 mm 22.6.6.4. Los tabiques se deben arriostrar contra los desplazamientos transversales. Ver los artículos 22.3. y 22.4.7. 22.6.6.5. En el perímetro de todas las aberturas, se debe disponer como mínimo, dos barras con db ≥ 16 mm, las que se prolongarán, como mínimo, 600 mm más allá de las esquinas de las aberturas.

22.7. ZAPATAS 22.7.1. Las zapatas de hormigón estructural simple se deben diseñar para las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con las condiciones de diseño dadas en los artículos 22.7.2. a 22.7.8. de este Reglamento. 22.7.2. La superficie de contacto necesaria de la zapata con el terreno ,se debe determinar a partir de los esfuerzos y momentos, sin mayorar, transmitidos por la zapata al suelo y de la tensión admisible del suelo, determinada de acuerdo con los principios de la Mecánica de Suelos. 22.7.3. Este Reglamento no admite la utilización de hormigón estructural simple para cabezales de pilotes. 22.7.4. El espesor de las zapatas de hormigón estructural simple debe ser (ver el artículo 22.4.8.):

h ≥ 200 mm


Cap. 22 - 440

22.7.5. El momento máximo mayorado, se debe determinar en las secciones críticas que se indican a continuación.

Para zapatas que soportan • columna, pedestal ó tabique de hormigón

Ubicación de la sección crítica en el borde (cara) de la columna, pedestal o tabique.

en la mitad de la distancia existente entre el centro y el borde del tabique. en la mitad de la distancia existente • columna con placa base de acero entre la cara de la columna y el borde de la placa base de acero. • tabique de mampostería

22.7.6. Corte en zapatas de hormigón estructural simple 22.7.6.1. El corte máximo mayorado se debe calcular de acuerdo con el artículo 22.7.6.2., en las secciones críticas ubicadas como se establece en el artículo 22.7.5. 22.7.6.2. La resistencia al corte de zapatas de hormigón estructural simple, en las cercanías de cargas concentradas o reacciones, se debe determinar para la más exigente de las siguientes condiciones: a) Cuando la zapata se comporta como viga en una sola dirección, con una sección crítica que abarca el ancho total de la zapata y se ubica a una distancia h del borde del área de acción de la carga concentrada, o de distribución de la reacción, la resistencia al corte se debe determinar con la expresión (22-9). b) Cuando la zapata se comporta como placa en dos direcciones, con una sección crítica perpendicular al plano de la zapata, ubicada de tal forma que su h perímetro b0 sea mínimo, pero a una distancia no menor que del perímetro del 2 área de acción de la carga concentrada o de distribución de la reacción, la resistencia al corte se debe determinar con la expresión (22-10). 22.7.7. Para la ubicación de las secciones críticas necesarias en el cálculo del momento y del corte, las columnas o pedestales con secciones transversales circulares o con forma de polígono regular se pueden considerar como elementos de sección cuadrada de igual área. 22.7.8. Las cargas de aplastamiento mayoradas en la superficie de contacto entre los elementos portantes y los que apoyan en ellos, no debe exceder, en cualquiera de las superficies, el valor de la resistencia de diseño al aplastamiento de acuerdo con el artículo 22.5.5.


Cap. 22 - 441

22.8. PEDESTALES 22.8.1. Los pedestales de hormigón estructural simple se deben diseñar para todas las cargas verticales, horizontales o de cualquier otro tipo que pudieran solicitarlos. 22.8.2. En los pedestales de hormigón estructural simple, la relación entre la altura libre y el promedio de la menor dimensión horizontal mínima no debe exceder de 3. 22.8.3. La máxima carga axial mayorada aplicada a un pedestal de hormigón estructural simple, no debe exceder el valor de la resistencia de diseño al aplastamiento, de acuerdo con el artículo 22.5.5.

22.9. ELEMENTOS PREFABRICADOS 22.9.1. El diseño de los elementos prefabricados de hormigón estructural simple debe considerar todas los estados de carga que pudieran presentarse, desde la fabricación hasta la finalización de la estructura, incluyendo el desencofrado, el almacenamiento, el transporte y el montaje. 22.9.2. Las limitaciones establecidas en el artículo 22.2. se deben aplicar a los elementos prefabricados de hormigón simple, tanto en su condición final, como también durante la fabricación, el transporte y el montaje. 22.9.3. Los elementos prefabricados se deben vincular de manera segura con el fin de que transfieran todas las fuerzas horizontales a un sistema estructural capaz de resistir dichas fuerzas. 22.9.4. Los elementos prefabricados deben estar adecuadamente arriostrados y apoyados durante el montaje, con el fin de garantizar su correcta ubicación y su integridad estructural hasta que se completen las uniones definitivas.


Cap. 22 - 442

CAPITULO 23. HORMIGÓN PRETENSADO. INYECCIÓN DE VAINAS

23.0. SIMBOLOGÍA f ‘cmi3

resistencia media móvil de tres (3) ensayos consecutivos, en MPa.

fćii

resistencia de un (1) ensayo, en MPa.

f ‘crmi

resistencia de diseño de la lechada de inyección, en MPa.

s


23.1. CAMPO DE VALIDEZ Este Capítulo rige para la inyección de lechada de cemento en vainas de estructuras de hormigón postesado con cables adherentes. Establece los requisitos mínimos que deben cumplir la lechada a inyectar, las pautas a seguir para su diseño, las tareas de inyección, los ensayos de control a realizar, los registros requeridos y los métodos de ensayos a utilizar en cada caso.

23.2. LECHADA DE INYECCIÓN 23.2.1. Función de la inyección La inyección de lechada en vainas que alojan cables adherentes tiene como función: a) Proteger a los cables adherentes contra la corrosión. b) Asegurar la adherencia entre los cables adherentes y la pieza de hormigón c) Impedir la vibración de los cables adherentes sometidos a solicitaciones dinámicas. 23.2.2. Lechada de inyección Se define como lechada de inyección a la mezcla homogénea constituida por cemento, agua y aditivo químico.

23.3. REQUISITOS A CUMPLIR POR LAS MEZCLAS DE INYECCIÓN


Cap. 23 - 443

23.3.1. Razón agua/cemento La lechada de inyección deben tener una razón agua/cemento en masa igual o menor que 0,40. Se debe utilizar la menor razón agua/cemento que sea compatible con los requerimientos de fluidez, exudación, estabilidad volumétrica y resistencia de la mezcla. 23.3.2. Fluidez Se define como fluidez de la lechada de inyección al tiempo medido en segundos que tarda en escurrir por gravedad 1.700 ml ± 5 ml de mezcla por el cono de fluidez, descripto en 23.12.3.a. Figura 23.1. En el momento de iniciar la inyección y durante el tiempo que dure la misma, la lechada de inyección deberá tener la fluidez que asegure el llenado completo de la vaina. El tiempo de escurrimiento de la lechada de inyección, medido con el cono de fluidez, según 23.12., debe ser igual o mayor que 11 segundos a la entrada de la bomba de inyección. La fluidez de la lechada debe permitir su inyección en las vainas manteniendo un flujo continuo a la salida de las vainas, con una presión de inyección igual o menor que 2,0 MPa. El tiempo de escurrimiento de cada lechada de inyección debe ajustarse en obra, según lo establecido en 23.6.1.4. 23.3.3. Exudación Se define como exudación, a la cantidad de agua que aflora a la superficie de una lechada de inyección en condiciones de reposo. La exudación caracteriza la estabilidad de la lechada de inyección. El volumen de agua exudada después de transcurridas tres (3) horas desde la finalización del mezclado debe ser igual o menor que el dos por ciento (2%) del volumen inicial de la mezcla. El método de ensayo se establece en el artículo 23.13. La totalidad del agua exudada deberá ser reabsorbida por la lechada de inyección al cabo de veinticuatro (24) horas. 23.3.4. Estabilidad volumétrica Se define como variación de volumen al que se produce en una lechada de inyección después de transcurridas veinticuatro (24) horas de iniciado el ensayo. La lechada de inyección debe tener expansión respecto de su volumen inicial, para garantizar el llenado completo de la vaina.


Cap. 23 - 444

La expansión de la lechada de inyección después de transcurridas las primeras veinticuatro (24) horas de finalizado el mezclado, debe estar comprendida entre 5% y 10%. El método de ensayo se establece en el artículo 23.14. Se debe usar un aditivo químico expansor del volumen que cumpla con 23.4.3. 23.3.5. Tiempo de fraguado El tiempo de fraguado inicial de la lechada de inyección debe ser mayor que el tiempo necesario para realizar la inyección de las vainas. Por otro lado, una vez terminada la inyección, conviene que el tiempo de fraguado final no se demore en exceso. El método de ensayo se establece en el artículo 23.15. Cuando la inyección de las vainas se realice con temperaturas extremas, tiempo frío o caluroso, se deben determinar los tiempos inicial y final de fraguado de las mezclas de inyección para las condiciones reales de ejecución de las tareas de inyección. 23.3.6. Resistencia especificada Las resistencia especificada a la compresión de la lechada de inyección a la edad 28 días, determinada por el método de ensayo establecido en el artículo 23.16., debe ser igual o mayor que la indicada en la Tabla 23.2. Tabla 23.2. Resistencias de rotura a la compresión especificadas Resistencia de rotura a compresión especificada Edad de ensayo

28

Para cada probeta, igual o mayor que

Para la media de tres (3) probetas extraídas de un mismo pastón, igual o mayor que

MPa

MPa

27

30

Para el caso en que sea necesario transmitir los esfuerzos sobre la lechada de inyección o trasladar elementos premoldeados antes de la edad de 28 días, la lechada de inyección debe tener la resistencia de rotura a la compresión a la edad que corresponda, requerida por el sistema de pretensado usado.

23.3.7. Temperatura Las temperaturas del ambiente, de la lechada de inyección y de la estructura que se va a inyectar, deben encontrarse dentro de los rangos establecidos en la Tabla 23.3. Tabla 23.3. Rango de temperatura para la operación de inyección


Cap. 23 - 445

Temperatura Ambiente

Superficial de la Estructura

Lechada de inyección

°C

°C

°C

Mínimo

5

5

10

Máximo

30

------

25

Valor

En ningún caso la temperatura de la lechada de inyección, inmediatamente después de su mezclado, debe ser mayor que 30 ºC. El método para determinar las temperaturas se establecen en el artículo 23.17. 23.3.8. Verificación del cumplimiento de las especificaciones en mezclas de prueba a) Con suficiente antelación al inicio de las inyecciones en obra y utilizando materiales representativos de los que se usarán en obra, se preparará la cantidad de lechada de inyección necesaria para realizar la totalidad de los ensayos requeridos en 23.12. a 23.17. b) A los efectos indicados en a) se utilizará una mezcladora de laboratorio de igual efectividad de mezclado que las mezcladoras a usar en la obra. c) Los ensayos indicados en a) se repetirán cada vez que se varíen los materiales a utilizar en la inyección. 23.4. MATERIALES COMPONENTES 23.4.1. Cemento Se debe usar cemento pórtland normal (CPN), de categoría 40 o 50 que cumplan con las especificaciones del artículo 3.1., y las que se indican a continuación. a) El contenido de ión Cl: Debe ser igual o menor que 0,02 %. b) El contenido de ión SO4=: Debe ser igual o menor que 0,02 %. La temperatura del cemento: Cuando se incorpora a la mezcla de inyección debe ser igual o menor de 40 ºC. c) Provisión: Exclusivamente en bolsas. Su provisión y almacenamiento deben cumplir con los requisitos establecidos en 3.1.3. En el lugar de la inyectar se debe depositar únicamente la cantidad de cemento a utilizar en una operación de inyección. 23.4.2. Agua de mezclado El agua debe cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.3 y los que se indican a continuación. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Cap. 23 - 446

a) Detergentes: No debe contener. b) pH: Debe ser igual o mayor que 7. 23.4.3. Aditivos químicos (El presente artículo 23.4.3 está en revisión) Los aditivos químicos deben cumplir con los requisitos establecidos en 3.4., en todo lo que sea de aplicación. Además, no deben contener sulfitos. Como aditivos sólo se pueden utilizar aditivos auxiliares de inyección, cuya aptitud para el uso en inyecciones esté expresamente indicada en el certificado del fabricante y haya sido demostrada mediante ensayos.

23.5. CRITERIOS Y CONTROL DE CONFORMIDAD 23.5.1. Los criterios de conformidad son las disposiciones destinadas a establecer si la lechada que se que se inyectó en las vainas de estructuras de hormigón postesado con cables adherentes cumple con los requisitos especificados por este Reglamento y los Documentos del Proyecto. Los criterios de conformidad contenidos en este capítulo están referidos a las propiedades de la lechada de inyección en estado fresco y endurecido. 23.5.2. El control de conformidad constituye el conjunto de acciones y decisiones destinadas a la recepción de la lechada de inyección, aplicando los criterios de conformidad. Se basa en la realización de ensayos normalizados que miden las propiedades de la lechada de inyección especificada en 23.3. y en los Documentos del Proyecto. Dichos ensayos se deben realizar a partir de muestras extraídas en obra bajo la responsabilidad del Director de Obra. Los ensayos a realizar sobre dichas muestras también son responsabilidad del Director de Obra. 23.5.3. El plan de muestreo y ensayos de control en obra se debe establecer en los Documentos del Proyecto, pero será, como mínimo, el establecido a continuación. 23.5.3.1. La mezcla debe estar verificada según 23.3.8. 23.5.3.2. Como mínimo 24 horas antes de comenzar las operaciones de inyección se debe verificar nuevamente la mezcla realizando los ensayos de fluidez, exudación, estabilidad volumétrica, tiempo de fraguado y control de temperatura de la mezcla. 23.5.3.3. Durante las operaciones de inyección se realizarán los ensayos de control que se indican en la Tabla 23.4 Tabla 23.4. Plan de muestreo y ensayo mínimo Ensayo

Método

Fluidez

23.12.

Exudación

23.13.

Estabilidad volumétrica

23.14.


Durante las operaciones de inyección, con la siguiente periodicidad Un (1) ensayo cada 2 horas y siempre que se realice cualquiera de los otros ensayos, sobre muestras extraídas del mezclador y a la salida de la vaina. Dos (2) ensayos diarios, sobre muestras extraídas del mezclador y a la salida de la vaina. Un (1) ensayo diario, sobre una muestra extraída del mezclador.

Cap. 23 - 447

Tiempos de fraguado

23.15.

Resistencia a compresión

23.16.

Temperatura de la mezcla

23.17.

Temperatura ambiente

23.17.

Temperatura de la estructura

23.17

Un (1) ensayo diario, sobre una muestra extraída del mezclador . Un ensayo por día y no menos de un ensayo cada diez (10) pastones, sobre muestras extraídas del mezclador.

Cada vez que se realice cualquiera de los demás ensayos.

23.5.4. Los criterios de conformidad a aplicar para el control de conformidad de la lechada de inyección en estado fresco y endurecido, se establecen en los apartados siguientes. 23.5.4.1. Criterios e conformidad de la mezcla de inyección en estado fresco a) Se considera que la mezcla es conforme respecto al parámetro del ensayado si efectuado el ensayo se obtiene un valor del parámetro de cumple con los límites especificados en:

Fluidez: Exudación: Estabilidad volumétrica: Tiempo de fraguado:

Artículo 23.3.2. Artículo 23.3.3. Artículo 23.3.4. Artículo 23.3.5.

b) Si el resultado de un ensayo es no conforme se debe obtener otra muestra del mismo pastón y repetir el ensayo. Si el nuevo ensayo cumple con lo especificado se considerará que la lechada de inyección es conforme respecto del parámetro ensayado. Los pastones no conformes por fluidez serán rechazados y no se utilizarán para la inyección de vainas. 23.5.4.2. Criterio de conformidad para la resistencia a compresión Se considerará que la lechada de inyección evaluada posee la resistencia especificada si se cumplen las dos (2) condiciones siguientes: a) La resistencia media móvil de todas las series posibles de tres (3) ensayos consecutivos, correspondientes a la lechada de inyección evaluada, es igual o mayor que la resistencia especificada más 5 MPa. f ‘cmi3 ≥ (30 + 5) b) El resultado de cada uno de los ensayos es igual o mayor que: fćii ≥ 27 23.5.4.3. Criterios de conformidad para las temperaturas durante la operación de inyección


Cap. 23 - 448

a) Un resultado de ensayo de temperatura del ambiente, de la lechada de inyección o de la estructura a inyectar se debe considerar como no conforme, cuando el valor obtenido esté por fuera de los límites establecidos en la Tabla 23.3. del artículo 23.3.7. b) Cuando cualquiera de las temperaturas medidas resulten no conformes, no se permitirá realizar las operaciones de inyección. 23.5.4.4. Criterios de conformidad para otras propiedades de la mezcla de inyección, exigidas en los Documentos del Proyecto Cuando los Documentos del Proyecto exijan que la mezcla de inyección posea otras propiedades, además de las indicadas taxativamente en este Reglamento, en los Documentos del Proyecto se deben establecer también los correspondientes criterios de conformidad.

23.6. DOSIFICACIÓN 23.6.1. Requisitos generales 23.6.1.1. Los materiales componentes y las proporciones de la lechada de inyección, deben asegurar: a) La razón agua/cemento establecida en 23.3.1. b) La fluidez establecida en 23.3.2., necesaria para su adecuado escurrimiento y llenado de las vainas que alojan los cables adherentes. c) La exudación y estabilidad volumétricas requeridas en 23.3.3. y 23.3.4. d) La resistencia mecánica establecidas en 23.3.6. e) Las condiciones necesarias para la protección de los cables adherentes alojados en las vainas. 23.6.1.2. La dosificación de la lechada de inyección se debe establecer en forma racional, en base a información de experiencias previas y/o mediante la preparación de mezclas de prueba en laboratorio o en la obra. En ambos casos con los materiales que se van a utilizar en la obra. 23.6.1.3. La resistencia de diseño de la lechada de inyección que se utilizará en obra, es la resistencia media de rotura a compresión para la cual se dosifica dicha lechada. La resistencia media de las probetas moldeadas con la lechada en los ensayos de prueba, debe ser igual o mayor que la resistencia de diseño de la lechada de inyección, calculada con la siguiente expresión: f ‘crmi = (30 + 5) + 1,34 s f ‘crmi = 27 + 2,33 s siendo:


Cap. 23 - 449

f ‘crmi

resistencia de diseño de la lechada de inyección, en MPa.

27 MPa

resistencia especificada a compresión mínima para cada probeta, según 23.3.6.

30 MPa

resistencia especificada a compresión mínima para el promedio de tres (3) probetas, según 23.3.6.

s


23.6.1.4. Antes de iniciar la producción industrial de la lechada de inyección resultante, se debe ajustar en obra su fluidez, teniendo en cuenta: a) Las características de los materiales componentes de la lechada de inyección. b) Las temperaturas del medio ambiente, de la lechada de inyección y de la estructura, que se prevén tener durante las operaciones de inyección. c)

Las características y la disposición de las vainas a inyectar.

d) El equipo disponible en obra para las operaciones de mezclado y de inyección. e) La metodología que se usará en obra para inyectar las vainas. Las proporciones finales de la lechada de inyección y su fluidez se establecerá de modo tal de no exceder la máxima razón agua/cemento requerida según 23.3.1. y la fluidez establecida en 23.3.2. La fluidez así determinada en obra, servirá como parámetro de control para establecer la conformidad o no conformidad de la lechada de inyección a usar en la obra, según 23.5.4.1. a).

23.7. PRODUCCIÓN 23.7.1. El cemento se debe medir en masa o en bolsa entera. 23.7.2. El agua de mezclado y los aditivos químicos líquidos se pueden medir en masa o en volumen. Los aditivos químicos pulverulentos se deben medir sólo en masa. 23.7.3. Los materiales componentes se deben medir con una precisión del: a) ± 2 %, para el cemento y los aditivos químicos. b) ± 1 %, para el agua de mezclado.

23.8. MEZCLADO 23.8.1. Se debe realizar exclusivamente en forma mecánica, con el objeto de obtener una lechada de inyección estable, homogénea y con la fluidez establecida en 23.6.1.4.


Cap. 23 - 450

23.8.2. Se debe mezclar la cantidad teórica calculada más la pérdida prevista de lechada de inyección, de tal manera de asegurar que cada vaina a inyectar quede totalmente llena. 23.8.3. Los materiales componentes se deben introducir con la mezcladora en movimiento, y en el siguiente orden: agua de mezclado, el cemento, y los aditivos. El cemento y los aditivos químicos se deben agregar lentamente a la mezcladora, para asegurar un mezclado homogéneo y la eficacia de la incorporación de los aditivos químicos. 23.8.4. El tiempo máximo de mezclado debe ser de 4 minutos. El Director de Obra puede aprobar un tiempo mayor de mezclado, sí el fabricante de la mezcladora lo especifica. 23.8.5. Una finalizado el mezclado de la lechada o del mortero de inyección, se debe pasar del equipo mezclador al de agitación a través de un tamiz IRAM de 1,18 mm. Posteriormente, la lechada de inyección debe ser mantenida en constante agitación, para evitar que se formen grumos o que se produzca segregación de sus materiales componentes. 23.8.6. Durante la operación de mezclado y de agitación, la lechada de inyección debe cumplir con las temperaturas establecidas en 23.3.7.

23.9. INYECCIÓN 23.9.1. Personal Las operaciones de inyección de vainas con lechada deben estar a cargo de un profesional habilitado. Este profesional debe estar presente durante todo el proceso de inyección y será responsable del conjunto de medidas de seguridad inherentes a las operaciones de preparación y de inyección. 23.9.2. Embocaduras de entrada y salida La posición de las embocaduras de entrada y salida depende del tipo y de la geometría de los cables, como así también del procedimiento de inyección y de post-inyección de la lechada, y deben estar indicadas en los Documentos del Proyecto. De no estar específicamente indicadas en los Documentos del Proyecto, las embocaduras se colocan normalmente de la siguiente manera: a) Embocadura de entrada o de salida: En los anclajes y en las uniones entre vainas. b) Embocadura de entrada: En los puntos más bajos, en el caso de cables con gran inclinación, verticales o en bucle. En los puntos especificados en los Documentos del Proyecto cuando la inyección de las vainas se hace por etapas. c) Embocadura de salida: Sobre el punto más alto de la vaina o en una zona próxima, si la diferencia entre el punto más alto y el más bajo es igual o mayor de que 0,50 metros.


Cap. 23 - 451

23.9.3. Precauciones que se deben tomar antes de la inyección a) Se debe asegurar que las vainas y las embocaduras de entrada y salida permiten la inyección de la lechada. Esta operación se debe realizar inyectando en la vaina aire comprimido seco. b) Si hay agua en la vaina se debe eliminar. Para ello se puede utilizar las salidas en los puntos más bajos y aire comprimido. 23.9.4. Equipo 23.9.4.1. El equipo de inyección debe constar de: un mezclador, un depósito de almacenamiento, una bomba provista de mangueras y válvulas y los dispositivos para medir los materiales componentes según lo establecido en 23.7.3. 23.9.4.2. El equipo mezclador debe permitir obtener una lechada de inyección con una dispersión homogénea del cemento y de los aditivos químicos con una cantidad mínima de grumos. Debe estar provisto de un tamiz de malla cuadrada de 1,18 mm de lado, a través del cual se hace pasar la lechada de inyección, antes de verterlo en el depósito de almacenamiento. El mezclador debe estar provisto de un depósito de almacenamiento con un agitador, que permita mantener la lechada de inyección en movimiento continuo antes de bombearlo a las vainas. Durante las paradas de las bombas, la lechada de inyección debe poder recircularse. La capacidad del mezclador y del depósito de almacenamiento debe permitir el llenado ininterrumpido de las vainas, con el caudal requerido. 23.9.4.3. La bomba debe estar equipada con un manómetro y debe suministrar un flujo continuo de lechada de inyección a las vainas, permitiendo mantener una presión igual o mayor de 1 MPa. La bomba debe estar equipada con una válvula de seguridad, para evitar alcanzar presiones superiores a 2 MPa, o la establecida como máxima por el fabricante, con el objeto de: a) Evitar que estallen las mangueras y las embocaduras de entrada y de salida. b) Evitar daños en la estructura de hormigón. c) Evitar daños en el equipo de bombeo y en las válvulas. d) Proteger a los operarios. e) Impedir la segregación de la lechada de inyección. f) Regular la fluencia de la lechada de inyección.


Cap. 23 - 452

La bomba debe estar construida de tal manera que impida la penetración de aire, aceite o cualquier otra materia extraña en la lechada de inyección. El caudal de lechada de inyección que suministra la bomba debe ser tal que la vaina se llene completamente. El uso de bombas de caudal variable, tiene la ventaja de que puede adaptarse al llenado de vainas de diferentes diámetros. Se prohibe el uso de aire comprimido para el bombeo. 23.9.4.4. El diámetro y el caudal de las mangueras de inyección de lechada de inyección, deben ser compatibles con el caudal de la bomba, con la presión máxima y con la longitud prevista. Las uniones dobles de conexión no deben reducir el diámetro interior útil de las mangueras. Las mangueras de inyección deben estar firmemente conectadas a las vainas. Se debe evitar los estrechamientos en las embocaduras por las que deban circular la lechada de inyección, para evitar el riesgo de sobrepresión, el cual implica un riesgo de bloqueo. 23.9.4.5. Se debe contar en obra con un equipo de reserva para la inyección de vainas. 23.9.5. Operación de inyección de vainas 23.9.5.1. Después de poner en tensión los cables, las vainas se deben inyectar tan pronto como sea posible, en forma continua. 23.9.5.2. Se prohibe el usar la lechada de inyección que haya salido de la vaina durante el proceso de inyección y la que no se haya inyectado 30 minutos después de finalizado su mezclado. 23.9.5.3. La operación de inyección debe continuar hasta que en la embocadura de salida de la vaina salga suficiente lechada de una consistencia igual a la a la inyectada por la embocadura de entrada. 23.9.5.4. La velocidad de llenado de las vainas debe estar comprendida entre 5 y 15 metros por minuto.

23.10. MEDIDAS DE PROTECCIÓN TEMPERATURAS

E

INYECCIÓN

CON

BAJAS

23.10.1. Cuando la temperatura de la estructura y del ambiente sea cercana a +5 °C, antes de iniciar las tareas de inyección se debe verificar que no haya hielo dentro de las vainas. En caso de detectarse la presencia de hielo en las vainas, se debe inyectar agua caliente para eliminarlo. 23.10.2. La temperaturas mínimas ambiente y de la estructura exigidas en 23.3.7., se debe mantener durante los cinco (5) días posteriores a la finalización de las operaciones de inyección de la lechada en las vainas. 23.10.3. Cuando las temperaturas ambiente y de la estructura estén cercanas a los límites inferiores exigidos en 23.3.7., se deben realizar controles adicionales de fluidez, exudación y variación de volumen de la lechada de inyección.


Cap. 23 - 453

23.11. REGISTROS Se deben registrar los resultados de los ensayos previos de aptitud realizados en laboratorio y los controles de conformidad realizados en obra sobre las propiedades de la lechada de inyección en estado fresco y endurecido. Los registros deben contener como mínimo: 23.11.1. Datos generales para cada operación de inyección a) b) c) d) e) f)

Comitente. Empresa Contratista. Elemento estructural. Sistema de pretensado. Designación de los elementos tensores. Longitud de los elementos tensores y volumen teórico de la mezcla de inyección. g) Profesional habilitado que tiene a su cargo el control de los requisitos de la lechada de inyección y de la operación de inyección de las vainas. h) Indicación de los días en que se efectuó la operación de inyección con datos sobre: el tiempo, la temperatura del aire, la temperatura de la estructura, posición de las vainas inyectadas dentro del elemento estructural, volumen de la mezcla inyectada, número de pastones utilizados y cualquier otro acontecimiento especial que pueda tener incidencia sobre la calidad de la inyección. 23.11.2. Datos generales de la lechada de inyección a) b) c) d)

Razón agua/cemento. Cemento, indicando fabricante, tipo y categoría de resistencia. Agua de mezclado. Sí corresponde, aditivos químicos para inyección, indicando marca, fabricante, tipo y cantidad agregada en gramos por kilogramo de cemento. e) Datos sobre la elaboración de la lechada de inyección, indicando: tipo de mezcladora, tiempo de mezclado antes de agregar el aditivo químico para inyección y tiempo total. 23.11.3. Datos de los ensayos previos de aptitud realizados en laboratorio y los de controles de conformidad realizados en obra a) b) c) d) f)

Temperatura de los materiales componentes de la lechada de inyección. Temperatura de la lechada de inyección al salir por el extremo de la vaina. Fluidez de la lechada de inyección a la entrada de la bomba de inyección. Condiciones de preparación y de almacenamiento de las muestra para la determinación de la exudación y de la estabilidad volumétrica y de la resistencia a la compresión. Resultados de resistencia a la compresión, indicando las dimensiones de las probetas y su densidad.


Cap. 23 - 454

23.12. MÉTODOS DE ENSAYO PARA DETERMINAR LA FLUIDEZ DE LA LECHADA DE INYECCIÓN 23.12.1. Cantidad de determinaciones por ensayo En cada ensayo se deben realizar dos (2) determinaciones del tiempo de escurrimiento sobre muestras distintas de un mismo pastón. Se tomará como resultado del ensayo al promedio de las dos determinaciones. Durante la duración de los ensayos la lechada de inyección debe ser mantenida en constante agitación, para evitar que se formen grumos o que se produzca segregación de los materiales componentes. 23.12.2. Equipos a) El cono de fluidez tendrá la forma de un tronco de cono recto y con las dimensiones establecidas en la Figura 23.1. Su volumen, sin tener en cuenta las partes cilíndricas de los dos extremos, debe ser de 1.700 ml ± 5 ml. Las bases superior e inferior deben ser paralelas entre sí y perpendiculares al eje del cono. Estará construido sin costura, en material metálico no deformable y no atacable por la lechada de cemento, de un espesor igual o mayor de 5 mm. El interior del cono debe ser liso y libre de salientes. b) Boquilla cilíndrica inferior de descarga, de diámetro interior igual a 12 mm ± 0,1 mm. c) Aro para apoyar el cono sobre un trípode metálico rígido u otro tipo de elemento de sostén rígido. Tanto el aro como el elemento de sostén deben ser capaces de soportar firmemente y en posición vertical el cono lleno con la mezcla de inyección. d) Tamiz de malla cuadrada de 1,18 mm de abertura. Se colocará sobre la parte superior del cono y debe ser removible. e) Recipiente cilíndrico rígido con una capacidad igual o mayor de 2 litros, para la recepción de la lechada de inyección durante el ensayo. f) Nivel de tipo carpintero de longitud mínima igual a 200 mm, o similar. g) Cronómetro, cuya menor lectura sea 0,2 segundos. h) Probeta graduada de 1.000 mililitros de capacidad útil, y menor graduación de lectura igual a 0,10 mililitros. i) Mezcladora de laboratorio con eficiencia de mezclado igual a las usadas en la obra. 23.12.3. Tareas previas a la realización del ensayo de fluidez Se debe: a) Colocar el cono de fluidez, con el diámetro mayor hacia arriba, sobre el trípode metálico u otro tipo de elemento de sostén, en ambos casos rígidos. b) Nivelar su parte superior para asegurar su verticalidad, sujetando firmemente el cono al elemento de sostén indicado en a). c) Asegurar que el cono no sufrirá choques o vibraciones durante la ejecución del ensayo. d) Colocar el recipiente cilíndrico receptor, de una capacidad igual o mayor a 2 litros, bajo el orificio de salida de la boquilla de descarga del cono.


Cap. 23 - 455

d) Limpiar y humedecer ligeramente toda la superficie interior del cono, cuidando que no chorree agua. 23.12.4. Calibración del cono de fluidez El cono de fluidez se debe calibrar antes de su primer uso y periódicamente de acuerdo al siguiente procedimiento: a) Se realizan las tareas previas indicadas en 23.12.3. b) Se cierra el orificio de salida de la boquilla de descarga del cono. c) Se llena con agua la boquilla de descarga, hasta el nivel de la boca inferior del cono. d) Con la probeta graduada se agrega 1.700 ml ± 5 ml de agua, y se marca provisoriamente el nivel de llenado en el cono. Se repite la operación y se toma como nivel definitivo el valor que corresponde al promedio de las dos (2) determinaciones realizadas. Este nivel queda marcado por el extremo inferior de la varilla ajustable, que se encuentra en la parte superior del cono de Fluidez. e) Se abre el orificio inferior de salida de la boquilla de descarga del cono, y al mismo tiempo se pone en marcha el cronómetro. f) Se mide el tiempo en segundos, necesario para vaciar los 1.700 ml de agua en el recipiente cilíndrico receptor, con una precisión igual o menor de 0,5 segundos. Se repite la operación y se toma como tiempo necesario para vaciar los 1.700 ml de agua en el recipiente cilíndrico receptor, el valor que corresponde al promedio de las dos (2) determinaciones realizadas. g) Los dos valores obtenidos d) y f) antes del primer uso con lechada de inyección, servirán como base para las calibraciones posteriores, por lo que deben quedar indicados en el cono de manera visible e indeleble. 23.12.5. Procedimiento de ensayo a) b) c) d)

Se prepara la cantidad de lechada de inyección según 23.3.8. De ser necesario se realiza la calibración del cono de Fluidez según 23.12.4. Se realizan las tareas previas indicadas en 23.12.3. Se coloca el tamiz de malla cuadrada de 1,18 mm, de lado sobre la parte superior del cono. e) Se cierra el orificio inferior de salida de la boquilla del cono. f) Se vierte la lechada de inyección sobre el tamiz, evitando la formación de burbujas de aire en la lechada, hasta llegar a la marca indicada por la parte inferior de la varilla ajustable indicadora de nivel de llenado, figura 23.1. g) Se abre el orificio inferior de boquilla de descarga del cono, y al mismo tiempo se pone en marcha el cronómetro. h) Se mide el tiempo en segundos, necesario para vaciar los 1.700 ml de lechada en el recipiente cilíndrico receptor, con una precisión igual o menor de 0,5 segundos. i) Se registra si hay presencia de grumos en el tamiz. 23.12.6. Valores de ensayo a registrar a) En cada ensayo se deben registrar los valores de tiempo de escurrimiento de las dos determinaciones y su promedio que constituye el resultado del ensayo.


Cap. 23 - 456

23.13. MÉTODOS DE ENSAYO PARA DETERMINAR LA EXUDACIÓN DE LA LECHADA DE INYECCIÓN 23.13.1. Cantidad de determinaciones por ensayo Se debe realizar una (1) determinación de exudación por ensayo. 23.13.2. Equipos a) Un (1) recipiente cilíndrico transparente, de aproximadamente 100 mm de diámetro y 120 mm de altura, cuyas dimensiones y sus tolerancias constan en la Figura 23.2. b) Nivel de tipo carpintero de longitud mínima igual a 200 mm, o similar. 23.13.3. Procedimiento de ensayo a) Se usa la misma lechada de inyección que se elaboró según 23.3.8., para realizar el ensayo de fluidez. b) Se coloca el recipiente sobre una superficie lisa y nivelada. Se nivela la parte superior del recipiente para asegurar su verticalidad, y se asegura que no sufrirá choques o vibraciones durante la ejecución del ensayo. c) Se vierte la lechada de inyección en el recipiente cilíndrico transparente hasta alcanzar una altura de 100 mm ± 2 mm. d) Se registra la altura de la lechada de inyección (a1) sin tener en cuenta el menisco. e) Se tapa el recipiente con un paño húmedo, y se lo mantiene permanentemente tapado con el paño humedecido durante veinticuatro (24) horas, para evitar la pérdida de agua por evaporación. f) Después de transcurridas tres (3) horas de iniciado el ensayo, se saca el paño húmedo y se miden desde el fondo del recipiente las alturas correspondientes al nivel de agua de exudación (a3) y al nivel de material sólido (a2). Finalizadas las mediciones se vuelve a tapar el recipiente con el paño húmedo. g) Se calcula la exudación de agua de la lechada de inyección, usando la siguiente expresión:

E x (% ) =

a 3 − a2 ∗ 100 a1

h) El agua exudada se debe reabsorber totalmente, después de transcurridas veinticuatro (24) horas de iniciado el ensayo. 23.13.4. Valores de ensayo a registrar a) Se debe registrar la altura inicial de la lechada de inyección (a1) sin tener en cuenta el menisco, las alturas correspondientes al nivel de agua de exudación (a3) y al nivel de material sólido (a2), después de transcurridas tres (3) horas. b) La exudación de agua de la lechada de inyección, expresada en por ciento. c) Cantidad de horas en que el agua exudada se reabsorbió totalmente.


Cap. 23 - 457

23.14. MÉTODOS DE ENSAYO PARA DETERMINAR LA VARIACIÓN DE VOLUMEN DE LA LECHADA DE INYECCIÓN 23.14.1. Cantidad de probetas por ensayo Se debe tomar como resultado de un (1) ensayo al promedio de las variaciones de volumen obtenidos sobre tres (3) probetas de un mismo pastón. 23.14.2. Equipos a) Tres (3) recipientes cilíndricos transparentes, de aproximadamente 100 mm de diámetro y 120 mm de altura, cuyas dimensiones y sus tolerancias constan en la figura 23.3. b) Tres (3) placas transparentes de referencia de un diámetro aproximado de 98 mm y de una masa de 10 gramos, para colocar en cada uno de los recipientes, sobre la lechada de inyección. Sus dimensiones y sus tolerancias constan en la Figura 23.3. b) Nivel de tipo carpintero con longitud mínima de 200 mm, o similar. 23.14.3. Procedimiento de ensayo a) Se usa la misma lechada de inyección que se elaboró según 23.8.3., para realizar el ensayo de fluidez. b) Se colocan los tres (3) recipientes sobre una superficie lisa y nivelada. Se nivelan la parte superior de los recipientes para asegurar su verticalidad, y se asegura que no sufrirán choques o vibraciones durante la ejecución del ensayo. c) Se vierte la lechada de inyección en el recipiente cilíndrico transparente hasta alcanzar una altura de 100 mm ± 2 mm. d) Inmediatamente después de que se llenaron los recipientes se coloca en cada uno la placa transparente de referencia sobre la lechada de inyección. e) Se mide la distancia entre la placa transparente de referencia y el borde del recipiente, en al menos seis (6) puntos diferentes, marcando en el recipiente la ubicación de los mismos. Se calcula el promedio de las seis (6) lecturas y este valor se lo toma como medida inicial (hi). f) Se tapa el recipiente con un paño húmedo y se lo mantiene en esas condiciones durante veinticuatro (24) horas, para evitar la pérdida de agua de exudación por evaporación. g) Después de transcurridas veinticuatro (24) horas se destapa cada recipiente y se mide la distancia entre la placa transparente de referencia y el borde del recipiente, en los mismos seis (6) puntos en que se realizó la medición inicial. Se calcula el promedio de las seis (6) lecturas, y este valor se lo toma como medida final (hf). h) Se calcula la variación de volumen (∆V) de la lechada de inyección, de cada recipiente, en por ciento, con una precisión de 0,1%, usando la siguiente expresión:

∆V (% ) =


hf − hi ∗ 100 hi

Cap. 23 - 458

i)

La variación de volumen de la lechada de inyección, en por ciento, se obtiene como promedio de las tres (3) determinaciones individuales.

23.14.4. Valores de ensayo a registrar a) Las seis (6) distancias medidas entre la placa transparente de referencia y el borde del recipiente inicial, y su promedio. b) Las seis (6) distancias medidas entre la placa transparente de referencia y el borde del recipiente después de transcurridas 24 horas, y su promedio. c) Las variaciones de volumen individuales. d) La variación de volumen promedio.

23.15. MÉTODOS DE ENSAYO PARA DETERMINAR EL TIEMPO DE FRAGUADO DE LA LECHADA DE INYECCIÓN Para determinar el tiempo de fraguado de la lechada de inyección se usará la técnica de la norma IRAM 1619, excepto en lo que hace a los apartados G2, G3 y G4, los cuales se modifican de la siguiente manera: a) G2 y G3 - Condiciones ambientales. El ensayo de tiempo de fraguado se realizará en las condiciones ambientales en que se ejecutará en obra la inyección de las vainas. b) G4 - Preparación de la lechada. La mezcla de inyección se preparará con materiales representativos de los que se usarán en obra, en un todo de acuerdo a lo establecido en 23.8.3.

23.16. MÉTODOS DE ENSAYO PARA DETERMINAR LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN DE LA LECHADA DE INYECCIÓN 23.16.1. Resistencia a compresión La resistencia a compresión de la lechada de inyección se determinará a la edad de 28 días sobre probetas cilíndricas de 100 mm de diámetro por 80 mm de altura. Las probetas serán curadas hasta el momento de su ensayo en una pileta con una solución saturada de hidróxido de calcio a 23 °C ± 2 °C, y ensayadas a compresión según norma IRAM 1546. Una vez finalizado el ensayo de variación de volumen, se recuperarán las tres (3) probetas cilíndricas, las cuales se usarán para ser ensayadas a compresión, previamente a su acondicionamiento según el artículo 23.16.4. 23.16.2. Cantidad de probetas por ensayo Se debe tomar como un (1) ensayo al valor que se obtiene como promedio de los resultados de resistencia a compresión obtenidos de tres (3) probetas moldeadas con lechada de un mismo pastón. 23.16.3. Equipos a) Prensa para ensayo a compresión, que cumpla con la norma IRAM 1546.


Cap. 23 - 459

b) Máquina cortadora, provista de disco con corona de diamantes de un diámetro tal que permita aserrar las probetas en un solo corte. La máquina debe poseer un dispositivo que permita sujetar firmemente las probetas formando un ángulo de 90° entre el eje longitudinal de las mismas y el disco de corte. 23.16.4. Procedimiento de ensayo a) Después de finalizar las mediciones para el ensayo de variación de volumen, según 23.14, las tres (3) probetas cilíndricas se deben conservar en una pileta con una solución saturada de hidróxido de calcio a 23 °C ± 2 °C, hasta el momento de su acondicionamiento para su ensayo a compresión. b) Inmediatamente antes de ser ensayadas a compresión, se retirarán del agua y se desmoldarán en forma cuidadosa, marcando con una flecha en su lateral la superficie extrema que corresponde a la parte superior del recipiente cilíndrico. c) Una vez desmoldadas, se procederá a cortar el extremo superior del cilindro para obtener una probeta de ensayo de 80 mm de altura. Se debe cuidar que las superficies extremas de las probetas sean paralelas y formen un ángulo de 90° con su eje longitudinal. d) Se ensayan a rotura por compresión según norma IRAM 1546, expresando su resultado en MPa. e) Se calcula la resistencia a compresión de la lechada de inyección, como el promedio de los valores individuales obtenidos en las tres (3) probetas. 23.16.5. Valores de ensayo a registrar a) Dimensiones y masa unitaria de cada una de las probetas. b) Resistencia a compresión obtenida en cada una de las probetas, expresada en MPa. c) Resistencia promedio a compresión, de los tres (3) resultados individuales, expresada en MPa.

23.17. MÉTODOS PARA DETERMINAR LAS TEMPERATURAS AMBIENTE, DE LA LECHADA DE INYECCIÓN Y DE LA ESTRUCTURA 23.17.1. Se usará: a) Un termómetro de vidrio o un termómetro digital de aguja, para medir la temperatura del ambiente y de la lechada. b) Un termómetro de contacto o termocupla, para medir la temperatura de la estructura. Deben permitir medir la temperatura entre – 10 °C y 100 °C, con una menor lectura de 0,5 °C. 23.17.2. La temperatura de la lechada de inyección se debe medir en la batea del equipo mezclador, una vez finalizado su mezclado. 23.17.3. La temperatura del ambiente se medirá a la sombra y lejos de toda fuente artificial de calor, en el lugar de la obra en que se ejecutará la inyección de las vainas.


Cap. 23 - 460

23.17.4. La temperatura de la estructura se puede medir con un termómetro de contacto o con termocuplas especialmente colocadas en la masa del hormigón durante su hormigonado, o por cualquier otro método que garantice medir la temperatura con una precisión de ± 1 °C.


Cap. 23 - 461

Φ 180 mm ± 10 mm Varilla de Φ 5 mm ajustable, indicadora de nivel de lechada.

Tamiz de malla cuadrada de 1,18 mm de lado, removible

Tornillo de ajuste

Aro rígido de apoyo

75 ± 5 mm Nivel de llenado Volumen de lechada de inyección: 1.700 ml ± 5 ml

190 ± 10 mm

Boquilla descarga Φ 12 mm ± 0,1 mm

40 ± 2 mm

Recipiente cilíndrico rígido receptor, de capacidad igual o mayor que 2 litro

Tamiz de malla cuadrada de 1,18 mm de lado, removible

Varilla de Φ 5 mm ajustable, indicadora de nivel de lechada. > 30 mm

Aro rígido de apoyo

Tornillo de ajuste

Figura 23.1. Cono de fluidez


Cap. 23 - 462

Nivel de agua de exudación

a2

a1

100 ± 2 mm

a3

Nivel de material sólido

120 ± 2 mm

Altura de llenado

Ǿ 100 ± 2 mm

Figura 23.2. Recipiente cilíndrico transparente para determinar la exudación de la lechada de inyección


Cap. 23 - 463

20 mm

1 mm 120 ± 2 mm

20 mm

100 ± 2 mm

Altura de llenado

Placa transparente de referencia

Ǿ 100 ± 2 mm

Placa transparente de referencia, para colocar sobre la lechada

20 mm

Ǿ 98 mm

20 mm

20 mm

Orificio de Ǿ 4 mm

20 mm

Figura 23.2. Recipiente cilíndrico transparente para determinar la estabilidad volumétrica de la lechada de inyección


Cap. 23 - 464

CAPITULO 23. APROBACIÓN Y RECEPCIÓN DE ESTRUCTURAS NUEVAS, TERMINADAS

23.1. EXIGENCIAS GENERALES 23.1.1. La estructura nueva, terminada, que cumpla todas las exigencias y condiciones establecidas en este Reglamento y en los Documentos del Proyecto, será aprobada y recibida en forma definitiva. 23.1.2. La estructura terminada que no satisfaga lo establecido en el artículo 23.1.1, pero que haya sido reparada y posteriormente cumpla todas las exigencias y condiciones establecidas en este Reglamento y en los Documentos del Proyecto, será aprobada y recibida en forma definitiva. 23.1.3. La estructura nueva, terminada, que no satisfaga lo establecido en el artículo 23.1.1, pero a la que posteriormente se le han realizado modificaciones ya sea del destino de uso, cargas de servicio u otras, con las cuales se verifique todas las exigencias y condiciones establecidas en este Reglamento y en los Documentos del Proyecto, será aprobada y recibida en forma definitiva. 23.1.4. Cuando no se verifique alguna de las condiciones establecidas en los artículos 23.1.1, 23.1.2 y 23.1.3, se considerará que la estructura nueva, terminada, no cumple con las exigencias de este Reglamento y será rechazada.

23.2. CONDICIONES PARA LA RECEPCIÓN DE ESTRUCTURAS NUEVAS Para la aprobación y recepción definitiva de una estructura nueva, luego de completada su construcción, se debe verificar el cumplimiento de las condiciones especificadas en este Reglamento, las que se detallan en los artículos 23.2.1. al 23.2.4. inclusive. 23.2.1. Con relación a los planos de Proyecto se debe verificar: a)

La verticalidad de los distintos elementos estructurales, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.1.

b)

Los niveles medidos a partir de las pendientes y cotas especificadas en los Documentos del Proyecto, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.2.

c)

Los apartamientos con respecto a los ejes constructivos y otras alineaciones y posiciones de columnas, tabiques y vigas, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.3.

d)

Las dimensiones de pases y aberturas en entrepisos, vigas y tabiques, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.4.


Cap. 23 - 443

e)

Las dimensiones de las secciones transversales de los distintos elementos estructurales y espesores de losas, con las tolerancias indicadas en los artículos 6.5.2.5. y 6.5.2.6.

f)

Las dimensiones, ubicación, espesor y niveles de las fundaciones, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.6.

g)

Las dimensiones de cada escalón y de los tramos de escaleras, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.2.7.

l)

Las juntas horizontales y verticales, con las tolerancias indicadas en el artículo 6.5.6.

h)

El tipo, diámetro, ubicación y separación de las barras, alambres y mallas de acero para armaduras, principales y secundarias, con las tolerancias indicadas en los artículos 7.5. y 7.6.

i)

El tipo, diámetro, ubicación y separación de cables y vainas de pretensado, con las tolerancias indicadas en el artículo 7.6.7.

j)

El estado de las vainas, anclajes, empalmes y accesorios para hormigón pretensado.

k)

Los recubrimientos mínimos de hormigón para protección de las armaduras, con las tolerancias indicadas en el artículo 7.7.

l)

Las flechas máximas admisibles según lo establecido en el artículo 9.5.3.1., Tabla 9.5.(b)

23.2.2. Con relación a los hormigones se debe verificar: a)

La durabilidad de los hormigones colocados en los distintos sectores de la estructura los que deben cumplir con los requisitos de durabilidad establecidos en los Documentos del Proyecto y en el artículo 2.2. del presente Reglamento, siendo de aplicación los criterios de conformidad establecidos en el artículo 4.5.

b)

El cumplimiento de las propiedades del hormigón fresco que correspondan de entre las indicadas en el artículo 5.1., aplicando los criterios de conformidad establecidos en el artículo 4.6.

c)

La resistencia de los hormigones colocados en los distintos sectores de la estructura, los que deben cumplir con los requisitos de resistencia establecidos en los Documentos del Proyecto y en el artículo 2.3. del presente Reglamento, aplicando los criterios de conformidad establecidos en el artículo 4.2.

d)

Los hormigones con características especiales colocados en los distintos sectores de la estructura que deben cumplir con los requisitos establecidos en los Documentos del Proyecto y con los requisitos que correspondan de los indicados en el artículo 2.4.

23.2.3. Con relación a la terminación y al aspecto superficial de la estructura


Cap. 23 - 444

a) Las losas deben cumplir con las exigencias y tolerancias establecidas en los artículos 6.5.3.1. y 6.5.4.1, para cada clase especificada en los Documentos del Proyecto. b) Las superficies encofradas deben cumplir con las exigencias y tolerancias establecidas en el artículo 6.5.4.2., para las terminaciones especificadas para cada elemento estructural en los Documentos del Proyecto. c) Las estructuras de hormigón ejecutadas con encofrados deslizantes deben cumplir con las exigencias y tolerancias establecidas en el artículo 6.5.5. 23.2.4. Con relación a los materiales a) El cemento debe cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.1, incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en la norma IRAM que le corresponda. b) Los agregados deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.2. c) El agua para morteros y hormigones debe cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.3., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en la norma IRAM 1 601-86. d) Los aditivos para hormigones deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.4., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en la norma IRAM 1 663-86. e) Las adiciones minerales pulverulentas deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.5., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en la norma IRAM que les corresponda. f) Las barras y alambres de acero para armaduras deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.6.1., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en las normas IRAM - IAS U 500-26-99, U 500-207-98, U 500-502-98 y U 500-528-98. g) Las mallas de alambres de acero para armaduras deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.6.2., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en las normas IRAM – IAS U 500-06-99 y U 500-2699. h) Los cordones, alambres y barras para estructuras de hormigón pretensado deben cumplir con los requisitos establecidos en el artículo 3.6.3., incluyendo las condiciones y criterios de conformidad establecidos en las normas IRAM - IAS U 500-03-98, U 500-07-98 y U 500-517-89. i) La soldadura de barras de acero debe cumplir con lo establecido en el artículo 3.6.1.5. y los materiales y los métodos utilizados con lo establecido en la Norma IRAM-IAS U 500-97-98.


Cap. 23 - 445

j) Las barras a soldar en obra deben cumplir con los requisitos de carbono equivalente y de composición química establecidos en la norma IRAM-IAS U 500502-98 y U 500-207-98. Los soldadores deben ser calificados según Norma IRAMIAS U 500-96-89.

23.3 RECEPCIÓN DE LA ESTRUCTURA TERMINADA 23.3.1. La recepción de la estructura terminada es incumbencia exclusiva del Director de Obra, en un todo de acuerdo con las disposiciones que regulan el ejercicio profesional y con los requisitos de este Reglamento. 23.3.2. Para recibir la estructura, el Director de Obra debe verificar el cumplimiento de cada uno de los puntos establecidos en el artículo 23.2. Dicha verificación se debe realizar durante el avance de la obra y se debe documentar en los correspondientes registros de obra, que se detallan en el artículo 23.4. 23.3.3. La recepción de la estructura se debe documentar en un acta, realizada de acuerdo con lo establecido en el artículo 1.3.5.4. 23.3.4. Cuando no se cumpla/n alguna/s de las condiciones establecidas en el artículo 23.2, el Director de Obra podrá dar intervención al Diseñador o Proyectista Estructural, quién dictaminará si las discrepancias observadas respecto del Proyecto afectan la seguridad, la durabilidad o las condiciones de uso de la estructura. En caso negativo la estructura será aceptada. De lo contrario, el Diseñador o Proyectista Estructural establecerá las medidas a adoptar, según se enumeran a continuación y se establecen en los artículos 23.6 a 23.9 inclusive. a)

Realizar estudios complementarios,

b)

Reparar la estructura.

c)

Modificar las condiciones de uso.

d)

Rechazar la estructura.

23.4. DOCUMENTACIÓN Para la recepción definitiva de la obra se debe contar con la documentación que se indica en los artículos 23.4.1 a 23.4.3 inclusive. Esta documentación debe ser llevada por la Empresa Contratista, salvo que los Documentos del Proyecto establezcan que esa función es responsabilidad del Director de Obra. En ambos casos, será autenticada por el Director de Obra. 23.4.1. La Documentación Técnica Final o Conforme a Obra, establecida en el artículo 1.3.5. deberá reunir la información que se detalla a continuación: a)

Los registros indicados en los artículos 1.3.2.3. y 23.5.

b)

Los estudios de suelos, físicos y químicos.


Cap. 23 - 446

c)

Los registros de los controles realizados sobre los materiales y/o certificados de aptitud emitidos por el proveedor. Incluye al acero para armaduras, cemento, agua, agregados fino, agregado grueso, adición mineral y aditivo químico utilizados.

d)

Los registros de las dosificaciones y de los controles realizados sobre el hormigón fresco que deben incluir proporciones, razón agua/cemento y consistencia.. También incluirá contenido de aire, tiempo de fraguado, temperatura, exudación y permeabilidad o equivalente, cuando corresponda..

e)

Los registros de los resultados de los ensayos de resistencia a compresión del hormigón.

f)

Cuando el hormigón sea provisto por una planta elaboradora, ésta debe emitir un certificado de conformidad con las exigencias de este Reglamento respecto de: los materiales; incluirá cemento, agua, agregado fino, agregado grueso, adición mineral y aditivo químico utilizados la dosificación del hormigón utilizado y los parámetros indicados en d).

g)

Los registros de la verificación del tipo, diámetro, ubicación y separación de las barras de acero para armaduras, principales y secundarias.

h)

Los registros de la verificación del tipo, diámetro, ubicación y separación de los cables y vainas de pretensado.

i)

Los registros de la verificación de los recubrimientos mínimos de hormigón para la protección de las armaduras.

j)

Los registros de las pruebas de presión realizadas en las cañerías empotradas en el hormigón, cuando existan.

k)

Los certificados de calibración de básculas, gatos, máquinas de ensayo y todo otro elemento de medición que se utilice en obra.

23.4.2. Documentación y/o registros que sean requeridos por las Especificaciones Técnicas Particulares, la Dirección de Obra y/o la Autoridad Fiscalizadora, durante la ejecución de la obra. 23.4.3. Toda otra documentación que sea requerida por la Autoridad Fizcalizadora, a la fecha de la recepción definitiva de la obra.

23.5. CRITERIOS PARA LA EVALUACIÓN Y CORRECCIÓN DE LAS NO CONFORMIDADES En los artículos que siguen se indican los criterios que se deben aplicar cuando se detecten no conformidades con respecto a los requisitos exigidos en el artículo 23.2. Las situaciones consideradas cubren los casos que ocurren con mayor frecuencia. Los criterios a aplicar cuando se detecten otras no conformidades deben ser decididos por el Diseñador o Proyectista Estructural y/o el Director de Obra, según corresponda de acuerdo con la naturaleza de la no conformidad.


Cap. 23 - 447

23.5.1. No conformidad con respecto a las dimensiones del elemento estructural o en la armadura a) Serán rechazadas las estructuras o partes de ellas que tengan secciones o dimensiones en el hormigón y/o en las armaduras, menores que las admisibles de acuerdo con las tolerancias establecidas en el artículo 6.5., y/o ubicaciones equivocadas respecto de las que figuran en los planos, y que por ello contribuyan a reducir la resistencia de los mencionados elementos. Estas estructuras deben ser consideradas como de resistencia no satisfactoria y se les aplicará lo establecido en el artículo 23.5.5. b)

Serán rechazadas las estructuras o partes de ellas que tengan secciones o dimensiones mayores que las admisibles de acuerdo con las tolerancias establecidas en el artículo 6.5., si a juicio del Director de Obra, el material en exceso es imposible de eliminar o si al eliminarlo se reduce la resistencia del elemento estructural, la capacidad de carga de la estructura, si se impide o dificulta las condiciones de funcionamiento o se modifica el aspecto de la estructura.

Si a juicio del Director de Obra, se pueden corregir las deficiencias y se autoriza la eliminación del material en exceso, la Empresa Contratista realizará los trabajos que se indiquen en forma tal que se mantenga la resistencia y estabilidad del elemento estructural y de la estructura, y se cumplan, en las condiciones de servicio, todos los requisitos previstos referentes al funcionamiento, durabilidad y aspecto de la estructura. 23.5.2. No conformidad con respecto al posicionamiento del elemento estructural o de la armadura a)

Serán rechazadas las estructuras o elementos estructurales construidos en lugares o posiciones equivocadas, o fuera de las tolerancias de emplazamiento establecidas en el artículo 6.5., si a juicio del Director de Obra ello afecta desfavorablemente a la resistencia, estabilidad, durabilidad, aspecto o condiciones de funcionamiento de la estructura, o si la posición o emplazamiento equivocados, interfiere o perjudica a otras obras o estructuras.

b)

Serán rechazados los elementos estructurales cuyas armaduras se encuentren en posiciones equivocadas o fuera de las tolerancias establecidas en el Capítulo 7.


Cap. 23 - 448

23.5.3. No conformidad con respecto a la terminación superficial en losas Las superficies de losas terminadas que excedan las tolerancias establecidas en el artículo 6.5.3., serán corregidas o modificadas, eliminándose las protuberancias y nivelando las depresiones con material de características adecuadas, o aplicándose otros procedimientos previamente aprobados por el Director de Obra. 23.5.4. No conformidad con respecto a la terminación y el aspecto superficial de la estructura El pliego de Especificaciones Técnicas Particulares de la obra deberá establecer las condiciones a cumplir por las superficies de estructuras expuestas a la vista, con respecto a su aspecto, color y textura; y de tener deficiencias, como deben ser reparadas, acondicionadas y tratadas. El hormigón no expuesto a la vista, no será rechazado por deficiencias de aspecto, color o textura, siempre que la terminación superficial de la estructura cumpla con las condiciones generales de terminación y reparación establecidas en el artículo 23.9. 23.5.5. No conformidad con respecto a la resistencia de la estructura La resistencia de la estructura terminada será considerada potencialmente no satisfactoria, si se verifica que no se cumplen una o más de las condiciones especificadas que inciden directamente sobre ella. Como casos típicos, sin ser una enumeración taxativa, se enuncian los siguientes: a) Falta de cumplimiento de las condiciones de resistencia del hormigón establecidas en el artículo 6.2.2., en relación con la resistencia especificada en los planos y demás documentos del proyecto. b) Empleo de barras, alambres, mallas soldadas o cables de acero de diámetros, resistencias o características distintas o inferiores a las establecidas en los planos y demás documentos del proyecto, o colocados y distribuidos en cantidades o posiciones distintas de las especificadas, o de las establecidas en este Reglamento. c) Elementos estructurales comprendidos en el alcance del artículo 23.5.1. d) Elementos estructurales que fueron protegidos inadecuadamente contra las altas o bajas temperaturas durante las etapas iniciales de endurecimiento y desarrollo de resistencia del hormigón, salvo que estudios complementarios realizados según el artículo 23.6 demuestren que se alcanzó la resistencia especificada. e) Curado deficiente del hormigón, o realizado durante un período menor que el establecido en este Reglamento, salvo que se cumplan las condiciones establecidas en el punto d) precedente. f) Hormigón perjudicado por acciones mecánicas, incendios, remoción prematura de los encofrados, accidentes, traslado prematuro o inconveniente de los elementos premoldeados, aplicación prematura de cargas o tensiones, o por cualquier otra causa que se traduzca en una reducción de la resistencia o de la calidad del hormigón.


Cap. 23 - 449

g) Deficiencias provocadas por una mano de obra incompetente, o como consecuencia de métodos constructivos poco cuidadosos o inadecuados, que provoquen una reducción de la resistencia del hormigón o de la estructura.

23.6. ESTUDIOS COMPLEMENTARIOS PARA VERIFICAR LAS CONDICIONES DE SEGURIDAD DE LA ESTRUCTURA Cuando el Diseñador o Proyectista Estructural, en base a la información disponible, considere que la resistencia potencial de la estructura no cumple con la especificada, puede disponer : a) La revisión del proyecto y la verificación de los cálculos estructurales. Para ello se adoptará como resistencia característica del hormigón de los elementos estructurales considerados, a la determinada mediante los resultados de los ensayos de resistencia realizados durante su construcción. Se tendrá en cuenta, además, la información resultante de los ensayos establecidos en el artículo 23.6.b), c) y d), si estos se hubiesen realizado. b) La extracción y ensayo de testigos representativos del hormigón de la estructura, en número y en las condiciones establecidas en el artículo 4.4. c) La realización de ensayos no destructivos por métodos normalizados y suficientemente experimentados, para aportar información sobre las condiciones de homogeneidad del hormigón y complementar los resultados de los ensayos de testigos según el artículo 23.6.b. Los resultados obtenidos, no reemplazarán a los resultados de resistencias obtenidos por ensayos de testigos o de probetas moldeadas, ni se podrán utilizar como evidencia para decidir la aprobación o el rechazo del hormigón cuetionado por falta de resistencia. d) La realización de pruebas de carga directa en elementos de la estructura sometidos preponderantemente a esfuerzos de flexión, con medición de las cargas y las correspondientes deformaciones, según el procedimiento para ensayos de carga establecido en los artículos 20.3. a 20.5, teniendo en cuenta las condiciones de seguridad indicadas en el artículo 20 7..

23.7. ADOPCION DE DECISIONES EN BASE A LOS RESULTADOS DE LOS ESTUDIOS COMPLEMENTARIOS 23.7.1. Aceptación El Diseñador o Proyectista Estructural es responsable por la interpretación de los resultados de todos los estudios complementarios obtenidos según el artículo 23.6. Teniendo en cuenta dichos resultados y la información previa detallada en el artículo 23.4, el Diseñador o Proyectista Estructural determinará si la estructura cumple las condiciones de seguridad establecidas en este Reglamento. En caso afirmativo, la estructura será aprobada y recibida en forma definitiva. 23.7.2. Opciones


Cap. 23 - 450

Cuando los estudios complementarios establecidos en el artículo 23.6 indiquen que la estructura no cumple las condiciones de seguridad establecidas en este Reglamento, el Director de Obra adoptará las decisiones que estime necesarias, de entre las que se enumeran a continuación, sin carácter taxativo: a) Rechazo, demolición y reemplazo del sector, elementos estructurales o estructuras que no cumplan las condiciones de seguridad establecidas. b) Refuerzo de los elementos estructurales o estructuras con el objeto de que se cumplan las condiciones de seguridad establecidas. En este caso y previamente a la ejecución de los refuerzos, la Empresa Contratista deberá someter a la aprobación del Director de Obra el plan de trabajos y la metodología para ejecutarlos. c) Aprovechamiento de la estructura con reducción de las cargas de explotación, a valores compatibles con los resultados obtenidos según el artículo 23.6, y con las condiciones de seguridad establecidas por este Reglamento.

23.8. DISPOSICIONES CORRESPONDIENTES ELEMENTOS O ESTRUCTURAS

A

LA

DEMOLICION

DE

Cuando se disponga la demolición de una estructura o parte de ella, la tarea incluirá también las operaciones de protección, reparación, demolición y reconstrucción de las obras o estructuras existentes o ejecutadas que resulten afectadas por la citada demolición. Los materiales o escombros resultantes de la demolición serán transportados y depositados fuera de la zona de la obra.

23.9. REPARACION DE DEFECTOS DE TERMINACION SUPERFICIAL 23.9.1. Exigencias generales a)

Las estructuras tendrán una vez desencofradas las terminaciones superficiales especificadas, salvo que los Documentos del Proyecto establezcan lo contrario.

b)

Cualquiera sea el tipo de terminación requerida, los defectos superficiales que, a juicio del Diseñador o Proyectista Estructural y/o del Director de Obra, puedan afectar la resistencia, impermeabilidad, durabilidad o aspecto de la estructura, deben ser adecuadamente reparados para que las superficies reúnan las condiciones establecidas en este Reglamento y en los Documentos del Proyecto.

c)

Las reparaciones de los defectos superficiales se realizarán inmediatamente después del desencofrado de las estructuras, previa autorización del Director de Obra, debiendo la zona afectada quedar reparada dentro de las 24 horas de iniciada la operación.

23.9.2. Reparacion de los defectos de terminación superficial de la estructura


Cap. 23 - 451

a)

El hormigón que por cualquier motivo resultara superficialmente defectuoso, será eliminado y reemplazado por otro hormigón o por un mortero de calidad adecuada.

b)

Todas las reparaciones serán efectuadas sin afectar en forma alguna la resistencia, durabilidad, condiciones de servicio, aspecto o seguridad de las estructuras.

c)

Los trabajos serán efectuados únicamente por mano de obra especializada, competente y cuidadosa. Durante estas operaciones se mantendrá una supervisión permanente.

d)

Las superficies reparadas tendrán las formas, dimensiones, alineaciones y pendientes establecidas en los planos.

e)

En superficies expuestas a la vista, las zonas reparadas deben concordar con las que corresponden a las zonas contiguas, en lo que respecta a niveles, aspecto, color y textura.

f)

Los defectos que habitualmente se deben reparar son los siguientes : defectos ocasionados por segregación del hormigón y deficiencias de mortero o mala compactación. cavidades dejadas por la remoción de los elementos de fijación colocados en los extremos de los pernos, bulones u otros elementos internos utilizados para armar y mantener a los encofrados en sus posiciones definitivas. agrietamientos o roturas producidas por la remoción de los encofrados y elementos de sostén, o por otras causas. depresiones superficiales, rebabas, protuberancias o convexidades originadas por defectos de construcción de los encofrados, movimientos de los mismos, o por otras causas.


Cap. 23 - 452

APÉNDICE A. MODELOS DE BIELAS

A.0. SIMBOLOGÍA a

luz de corte, igual a la distancia entre el punto de aplicación de una carga y un apoyo en una estructura, en mm.

Ac

área efectiva de la sección transversal en un extremo de un puntal en un modelo de bielas, considerada perpendicular al eje del puntal, en mm2.

An

área de una cara de una zona nodal o de una sección que atraviesa una zona nodal, en mm2.

Aps

área de la armadura tesa en un tensor, en mm2.

Asi

área de la armadura superficial en la capa i que atraviesa un puntal, en mm2.

Ast

área de la armadura no tesa en un tensor, en mm2.

A´s

área de la armadura de compresión en un puntal, en mm2.

C

esfuerzo de compresión que actúa sobre una zona nodal, en N.

d

distancia entre la fibra comprimida extrema y el baricentro de la armadura longitudinal de tracción, en mm.

fć

resistencia a la compresión especificada del hormigón, en MPa.

fcu

resistencia efectiva a la compresión del hormigón en un puntal o en una zona nodal, en MPa.

f´s

tensión en la armadura de compresión, en MPa.

fse

tensión efectiva luego de las pérdidas en la armadura tesa, en MPa.

fsi

la tensión en la capa i de la armadura superficial, en MPa.

fy


Fn

resistencia nominal de un puntal, de un tensor o de una zona nodal, en N.

Fnn

resistencia nominal de una cara de una zona nodal, en N.

Fns

resistencia nominal de un puntal, en N.

Fnt

resistencia nominal de un tensor, en N.


Apéndice A - 1

Fu

esfuerzo mayorado que actúa sobre un puntal, un tensor, un área de apoyo o una zona nodal en un modelo de bielas, en N.

la

longitud en la cual se debe anclar un tensor, en mm.

lb

ancho del apoyo, en mm.

ln

luz libre del tramo, en mm.

R

reacción, en N.

si

separación de la armadura en la capa i adyacente a la superficie de un elemento, en mm.

T

esfuerzo de tracción que actúa sobre una zona nodal, en N.

ws

ancho efectivo de un puntal perpendicular al eje del puntal, en mm.

wt

ancho efectivo de hormigón que rodea a un tensor, utilizado para dimensionar la zona nodal, en mm.

wt,max ancho efectivo máximo del hormigón que rodea a un tensor, en mm.

β1

factor definido en el artículo 10.2.7.3.

βs

factor que considera el efecto de la armadura de fisuración y de confinamiento, sobre la resistencia efectiva a la compresión del hormigón, en un puntal.

βn

factor que considera el efecto del anclaje de los tensores sobre la resistencia efectiva a la compresión de una zona nodal.

γi

ángulo entre el eje de un puntal y las barras o alambres en la capa i de armadura que atraviesa dicho puntal.

∆fp

aumento de la tensión en los cables de pretensado debida a las cargas mayoradas, en MPa.

εs

deformación de la armadura longitudinal en una zona comprimida, o en un puntal armado longitudinalmente.

θ

ángulo entre el eje de un puntal, o campo de compresión, y el cordón traccionado de un elemento.

λ

factor de corrección relacionado con la densidad del hormigón. Ver el artículo 11.7.4.3.

φ

factor de reducción de la resistencia.


Apéndice A - 2

A.1. DEFINICIONES Discontinuidad – Cambio brusco en la geometría o en las cargas. Modelo de bielas – Modelo reticulado de un elemento estructural, o de una región D de dicho elemento estructural, compuesto por puntales y tensores que se conectan a nodos, capaces de transferir las cargas mayoradas a los apoyos o a las regiones B adyacentes. Nodo – En un modelo de bielas, es el punto de una unión donde se produce la intersección de los ejes de los puntales, los tensores y los esfuerzos concentrados que actúan en la unión. Puntal – Elemento comprimido en un modelo de bielas. Un puntal representa la resultante de un campo de compresión paralelo o en forma de abanico. Puntal en forma de botella – Puntal que es más ancho en su punto medio que en sus extremos. Región B – Parte de un elemento a la cual se le puede aplicar la hipótesis de secciones planas de la teoría de flexión, especificada en el artículo 10.2.2. Región D – Parte de un elemento ubicada dentro de una distancia igual a la altura h o a la profundidad d de un elemento, medida a partir de una discontinuidad del esfuerzo o de una discontinuidad geométrica. Tensor – Elemento traccionado en un modelo de bielas. Viga de gran altura – Ver los artículos 10.7.1 y 11.8.1. Zona nodal – Volumen de hormigón alrededor de un nodo que se supone que transfiere los esfuerzos de los puntales y tensores a través del mencionado nodo.

A.2. PROCEDIMIENTO DE DISEÑO PARA UN MODELO DE BIELAS A.2.1. Este Apéndice permite diseñar los elementos de hormigón estructural, o las regiones D de los mismos, modelando el elemento estructural o la región D, como un reticulado. El modelo de reticulado debe tener puntales, tensores y nodos tal como se define en el artículo A.1 y debe ser capaz de transferir todas las cargas mayoradas a los apoyos o a las regiones B adyacentes. A.2.2. El modelo de bielas debe estar en equilibrio con las cargas aplicadas y con las reacciones. A.2.3. Para determinar la geometría del reticulado se deben considerar las dimensiones de los puntales, de los tensores y de las zonas nodales. A.2.4. Los tensores podrán cruzar a los puntales, en cambio los puntales sólo se podrán cruzar o superponer en los nodos. A.2.5. El ángulo entre el eje de cualquier puntal y el eje de cualquier tensor que concurra al mismo nodo se debe considerar siempre mayor o igual que 25 grados.


Apéndice A - 3

A.2.6. El diseño de los puntales, los tensores y las zonas nodales se debe basar en:

φ Fn ≥ Fu

(A-1)

siendo:

Fu

el esfuerzo en un puntal o tensor, o el esfuerzo que actúa sobre una cara de una zona nodal, debida a las cargas mayoradas.

Fn

la resistencia nominal del puntal, tensor o zona nodal.

φ

el factor de reducción de la resistencia especificado en el artículo 9.3.2.6.

A.3. RESISTENCIA DE LOS PUNTALES A.3.1. La resistencia nominal a la compresión de un puntal sin armadura longitudinal se debe considerar como el menor valor obtenido de la expresión (A-2) en los dos extremos del puntal:

Fns = fcu Ac

(A-2)

siendo:

Ac

el área de la sección transversal en un extremo del puntal.

fcu

el menor valor entre: (a) la resistencia efectiva a la compresión del hormigón en el puntal de acuerdo con el artículo A.3.2; y (b) la resistencia efectiva a la compresión del hormigón en la zona nodal de acuerdo con el artículo A.5.2.

A.3.2. La resistencia efectiva a la compresión del hormigón en un puntal se debe considerar como

fcu = 0 ,85 β s f ´ c

(A-3)

A.3.2.1. Para puntales con el área de la sección transversal uniforme en la totalidad de su longitud, el valor de βs será igual a 1,0. A.3.2.2. Para puntales ubicados de manera tal que el ancho de la sección transversal del puntal en la mitad de su longitud sea mayor que el ancho en los nodos (puntales en forma de botella), el valor de βs será: (a) con armadura que satisface el artículo A.3.3, βs = 0,75 (b) sin armadura que satisface el artículo A.3.3, βs = 0,60 λ donde el valor de λ está especificado en el artículo 11.7.4.3. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 4

A.3.2.3. Para los puntales en los elementos traccionados, o en las alas traccionadas de los mismos, el valor de βs será igual a 0,40. A.3.2.4. Para todos los demás casos, el valor de βs será igual a 0,60. A.3.3. Si se utiliza el valor de βs especificado en el artículo A.3.2.2(a), el eje del puntal deberá ser cruzado por armadura dimensionada para resistir el esfuerzo de tracción transversal resultante de la expansión del esfuerzo de compresión en el puntal. Este Apéndice permite suponer que el esfuerzo de compresión en el puntal se expande con una pendiente de 2 en sentido longitudinal por 1 en sentido transversal, con respecto al eje del puntal. A.3.3.1. Para un valor de fć menor o igual que 42 MPa, se puede verificar el requisito especificado en el artículo A.3.3, haciendo que el eje del puntal sea cruzado por capas de armadura que verifiquen la siguiente expresión:

∑

Asi b si

sen (γ i ) ≥ 0 ,003

(A-4)

siendo:

Asi

la sección total de armadura con separación si en una capa de armadura de barras que forman un ángulo γi con respecto al eje del puntal.

A.3.3.2. La armadura requerida por el artículo A.3.3 se debe disponer ya sea en dos direcciones ortogonales, formando ángulos γ1 y γ2 con respecto al eje del puntal, o bien en una sola dirección formando un ángulo γ con respecto al eje del puntal. Si la armadura se coloca solamente en una dirección, γ debe ser mayor o igual que 40 grados. A.3.4. Este Apéndice permite utilizar una mayor resistencia efectiva a la compresión para los puntales, debida a la armadura de confinamiento, siempre que la misma esté avalada por ensayos y análisis. A.3.5. Para aumentar la resistencia de un puntal se podrá utilizar armadura de compresión. La misma deberá estar anclada adecuadamente, ser paralela al eje del puntal, estar ubicada dentro del mismo y encerrada por estribos o armadura en espiral que verifique el artículo 7.10. En estos casos la resistencia de un puntal reforzado longitudinalmente será: Fns = f cu Ac + A´ s f ´ s

(A-5)

A.4. RESISTENCIA DE LOS TENSORES A.4.1. La resistencia nominal de un tensor se debe determinar como

(

Fnt = Ast f y + A ps f se + ∆ f p

)

(A-6)

donde (fse + ∆fp) deberá ser menor o igual que fpy , y Aps será cero para elementos no pretensados.


Apéndice A - 5

En la expresión (A-6) se podrá adoptar ∆fp igual a 420 MPa para armadura pretensada adherente, ó 70 MPa para armadura pretensada no adherente. Se podrán utilizar otros valores de ∆fp siempre que se los justifique mediante análisis. A.4.2. El eje de la armadura de un tensor deberá coincidir con el eje del tensor en el modelo de bielas. A.4.3. La armadura en los tensores debe estar anclada mediante dispositivos mecánicos, dispositivos para anclajes postesados, ganchos normales o anclaje de barras rectas según lo especificado por los artículos A.4.3.2 a A.4.3.4 inclusive. A.4.3.1. Las zonas nodales deben desarrollar la diferencia entre el esfuerzo en el tensor a un lado del nodo y el esfuerzo en el tensor al otro lado del mismo. A.4.3.2. En las zonas nodales que anclan un tensor, el esfuerzo en el tensor se debe anclar desde el punto donde el baricentro de la armadura del tensor abandona la zona nodal extendida e ingresa al tramo. A.4.3.3. En las zonas nodales que anclan dos o más tensores, los esfuerzos en los tensores en cada dirección se deben anclar desde el punto donde el baricentro de la armadura del tensor abandona la zona nodal extendida. A.4.3.4. La armadura transversal requerida por el artículo A.3.3 se deberá anclar de acuerdo con el artículo 12.13.

A.5. RESISTENCIA DE LAS ZONAS NODALES A.5.1. La resistencia nominal a la compresión de una zona nodal será: Fnn = f cu An

(A-7)

siendo:

fcu

la resistencia efectiva a la compresión del hormigón en la zona nodal, de acuerdo con el artículo A.5.2.

An

el valor (a) ó (b) según corresponda: (a) el área de la cara de la zona nodal sobre la cual actúa Fu, considerada perpendicularmente a la recta de acción de Fu, o (b) el área de una sección que atraviesa la zona nodal, considerada perpendicularmente a la recta de acción del esfuerzo resultante que actúa sobre la sección.

A.5.2. La tensión efectiva de compresión calculada sobre una cara de una zona nodal, debida a los esfuerzos de los puntales y tensores no deberá ser mayor que el valor dado por la expresión (A-8), excepto que se disponga armadura de confinamiento dentro de la zona nodal y que su efecto sea confirmado mediante análisis y ensayos: f cu = 0 ,85 β n f ´ c


(A-8)

Apéndice A - 6

donde el valor de βn es el que se indica en los artículos A.5.2.1 a A.5.2.3. A.5.2.1. En zonas nodales limitadas por puntales o áreas de apoyo, o ambas, βn = 1,0 A.5.2.2. En zonas nodales que anclan un tensor .............................................. βn = 0,80 A.5.2.3. En zonas nodales que anclan dos o más tensores .............................. βn = 0,60 A.5.3. En un modelo de bielas tridimensional, el área de cada una de las caras de una zona nodal, debe ser mayor o igual que la indicada en el artículo A.5.1, y las geometrías de cada una de dichas caras, deben ser similares a las geometrías de las proyecciones de los extremos de los puntales sobre las correspondientes caras de las zonas nodales.


Apéndice A - 7

APÉNDICE B. ESPECIFICACIONES ALTERNATIVAS PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS DE HORMIGÓN ARMADO Y PRETENSADO SOLICITADOS A FLEXIÓN Y A COMPRESIÓN

B 0.

SIMBOLOGÍA

Ag


As


A’s


b

ancho del borde comprimido de la sección transversal, en mm.

d

distancia desde la fibra comprimida extrema hasta el baricentro de la armadura traccionada (altura útil), en mm.

d’


dt

distancia desde la fibra comprimida extrema a la armadura más traccionada, en mm.

ds

distancia desde la fibra traccionada extrema al baricentro de la armadura traccionada, en mm.

f'c


fy


h


Pb

resistencia nominal para la carga axial, en la condición de deformación balanceada, en N. Ver el artículo 10.3.2.

Pn

resistencia nominal para la carga axial con una excentricidad dada, en N.

β1


εt

deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado, calculada para la resistencia nominal; excluyendo los alargamientos específicos debidos al pretensado efectivo, la fluencia lenta, la contracción de fraguado y la temperatura.

Reglamento CIRSOC 201,

Apéndice B - 1

ρ

cuantía de la armadura traccionada, no tesa, (ρ = As /bd).

ρ’

cuantía de la armadura comprimida, no tesa (ρ’ = A’s /bd).

ρb


ω ω’ ωp

= ρ fy / f’c =

ρ’ fy / f’c

= ρp fps / f’c

ωw, ωpw , ω’w cuantías de la armadura para secciones con alas, calculadas de igual forma que ω, ωp , y ω’, excepto que b debe ser el ancho del alma y el área de la armadura debe ser la necesaria para desarrollar únicamente la resistencia a la compresión del alma.

B 1. CAMPO DE VALIDEZ Este Reglamento permite el diseño a flexión y carga axial de acuerdo con las especificaciones del presente Apéndice B, siempre que se aplique la totalidad de los artículos numerados que se detallan, en reemplazo de los correspondientes artículos de los Capítulos 8, 10 y 18. Cuando para el diseño se utilice el Apéndice B, los artículos B 8.4., B 8.4.1., B 8.4.2. y B.8.4.3. reemplazarán a los correspondientes artículos del Capítulo 8; el artículo B 10.3.3., reemplazará a los artículos 10.3.3., 10.3.4. y 10.3.5. (excepto 10.3.5.1.) del Capítulo 10 y los artículos B 18.8.1., B 18.8.2., y B 18.8.3., reemplazarán a los artículos correspondientes del Capítulo 18. Los artículos B 18.10.4., B 18.10.4.1., B 18.10.4.2. y B 18.10.4.3. reemplazarán a los artículos 18.10.4., 18.10.4.1. y 18.10.4.2. del Reglamento. Cuando se aplique algún artículo de este Apéndice, se deberán reemplazar todos los artículos correspondientes del cuerpo central del Reglamento por los artículos de este Apéndice, con el fin de mantener la validez y unicidad de aplicación, mientras que todos los demás artículos del Reglamento continuarán siendo aplicables.

B 8.4. REDISTRIBUCIÓN DE MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS NO PRETENSADOS, CONTINUOS,SOLICITADOS A FLEXIÓN Los criterios de redistribución de momentos para los elementos de hormigón pretensado están especificados en el artículo B 18.10.4.


Apéndice B - 2

B 8.4.1. Los momentos negativos en los apoyos de los elementos continuos solicitados a flexión, calculados mediante la teoría elástica para cualquier distribución supuesta de carga, se podrán incrementar o dimisminuir como máximo en el valor que se indica a continuación, excepto cuando se utilicen métodos aproximados para la determinación de los mencionados momentos:

20

 ρ − ρ'  1 −  en % ρb  

Figura B 8.4.1. Redistribución admisible de momentos negativos en elementos continuos, solicitados a flexión B 8.4.2. Los momentos negativos modificados sobre los apoyos se deben utilizar para calcular los momentos en las secciones interiores de cada tramo. B 8.4.3. La redistribución de los momentos negativos se debe hacer sólo cuando la sección en la cual se reduce el momento se diseñe de tal manera que:

ρ

≤

0 ,50 ρ b

ρb =

0 ,85 β 1 f ' c fy

ó

ρ − ρ'

≤

0 ,50 ρ b

siendo:


 600     600 + f y   

(B 8-1)

Apéndice B - 3

B 10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES B 10.3.3. Tanto para los elementos solicitados a flexión, como para los elementos solicitados por la combinación de flexión y cargas axiales de compresión, cuando la resistencia a la carga axial de diseño, φ Pn , sea menor que el menor valor obtenido de las siguientes expresiones:

φ Pn > 0,10 f’c Ag φ Pn < φ Pb la cuantía de armadura traccionada, ρ deberá ser menor o igual que 0,75 de la cuantía ρb que produciría las condiciones de deformación balanceada en la sección sometida a flexión sin carga axial:

ρ ≤ 0,75 ρb En elementos con armadura comprimida, la parte de ρb equilibrada por la armadura de compresión no necesita ser reducida por el factor 0,75.

B 18.1. CAMPO DE VALIDEZ B 18.1.3. Las especificaciones de este Reglamento que se detallan a continuación, no se deben aplicar a elementos de hormigón pretensado, excepto cuando esté específicamente indicado: Artículos:

7.6.5., B 8.4., 8.10.2., 8.10.3., 8.10.4, 8.11., 10.3.2., B 10.3.3., 10.5., 10.6., 10.9.1., 10.9.2., 14.3., 14.5., 14.6.

Capítulo 13.

B 18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN B 18.8.1. La cuantía de armadura tesa y no tesa utilizada para calcular el momento resistente de un elemento, con excepción de lo especificado en el artículo B 18.8.2., debe ser tal, que se verifique cualquiera de las siguientes expresiones (la que sea aplicable):


Apéndice B - 4

ω p ≤ 0 ,36 β 1   d   ( ω − ω' ω p +   d  p     d ω pw +   dp

  ( ω − ω' w  

 ) ≤ 0 ,36 β 1   ) ≤ 0 ,36 β 1 

B 18.8.2. Cuando se especifique una cuantía de armadura mayor que la indicada en el artículo B 18.8.1., el momento resistente de diseño debe ser menor o igual que el momento resistente que se obtiene con el par resistente de la parte comprimida. B 18.8.3. La cantidad total de armadura tesa y no tesa, debe ser la necesaria para desarrollar una carga mayorada, como mínimo, igual a 1,2 veces la carga de fisuración determinada en base al módulo de rotura, fr , especificado en el artículo 9.5.2.3. ( f r = 0 ,7 f ' c ). Esta especificación puede ser obviada en los siguientes casos: a)

losas armadas en dos direcciones, postesadas sin adherencia; y

b)

elementos flexionados con valores de resistencia al corte y a flexión, como mínimo, iguales al doble de los valores exigidos en el artículo 9.2.

B 18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS B 18.10.1. Los pórticos y construcciones continuas de hormigón pretensado se deben diseñar para obtener tanto un comportamiento satisfactorio en condiciones de servicio como una resistencia adecuada. B 18.10.2. El comportamiento en condiciones de servicio se debe determinar mediante un análisis elástico, considerando las reacciones, los momentos, el corte y las fuerzas axiales producidas por el pretensado, así como los efectos de la fluencia lenta, la contracción, los cambios de temperatura, la deformación axial, la restricción impuesta por los elementos estructurales adyacentes y los asentamientos de la fundación. B 18.10.3. Los momentos a utilizar para calcular la resistencia requerida se deben obtener, como la sumatoria de los momentos debidos a las reacciones inducidas por el pretensado (con un factor de mayoración igual a 1.0) y los momentos debidos a las cargas de diseño mayoradas. El Reglamento permite ajustar la sumatoria de estos momentos tal como se indica en el artículo B 18.10.4.


Apéndice B - 5

B 18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en elementos pretensados continuos, solicitados a flexión B 18.10.4.1. Cuando se coloque armadura adherente en los apoyos, de acuerdo con el artículo 18.9., se podrán aumentar o disminuir los momentos negativos determinados con la teoría elástica, para cualquier distribución de carga supuesta, en un valor máximo de:

d  ωp + ( ω − ω'  dp 20 1 −  0 ,36 β 1  

 )    

en %

B 18.10.4.2. Los momentos negativos modificados se deben utilizar para determinar los momentos en las secciones de los tramos, para la misma distribución de cargas. B 18.10.4.3. La redistribución de momentos negativos se debe realizar sólo cuando la sección en la que se reduce el momento, esté diseñada de manera tal que se verifique cualquiera de las siguientes condiciones que sea aplicable:

ω p ≤ 0 ,24 β 1   ( ω − ω'  

 ) ≤ 0 ,24 β 1 

  ( ω − ω' w  

 ) ≤ 0 ,24 β 1 

  d ω p +  dp     d ω pw +  dp  


Apéndice B - 6

APÉNDICE C.

COMBINACIÓN ALTERNATIVA DE FACTORES DE CARGA Y REDUCCIÓN DE RESISTENCIA

C 1. REQUISITOS GENERALES C 1.1. Los elementos de hormigón estructural se podrán diseñar utilizando las combinaciones de factores de carga y reducción de resistencias especificados en este Apéndice C.

C 2. RESISTENCIA REQUERIDA C 2.1. La resistencia requerida U para resistir la carga permanente D y la sobrecarga L, debe ser como mínimo, igual a: U = 1,4 D + 1,7 L

(C-1)

C 2.2. Cuando en el diseño se incluyAn los efectos de una carga especificada de viento, W, se deberán investigar las siguientes combinaciones de D, L y W, para determinar la mayor resistencia requerida U: U = 0,75 (1,4 D + 1, 7 L) + 1,6 W

(C-2)

donde las combinaciones de carga deben incluir, tanto el valor total como el valor cero de L, para determinar la condición más crítica y U = 0,9 D + 1,3 W

(C-3)

pero en ninguna combinación de D, L y W, la resistencia requerida U debe ser menor que el valor obtenido de la expresión (C-1). Cuando en el diseño se incluyan las cargas especificadas de sismo, E, se deberán utilizar las disposiciones del Reglamento INPRES-CIRSOC 103 – Parte II (Agosto 2000). C 2.3. Si en el diseño se incluye el empuje lateral del terreno, H, la resistencia U debe ser, como mínimo, igual a: U = 1,4 D + 1,7 L + 1,7 H


(C-4)

Apéndice C - 1

excepto que, para determinar la mayor resistencia requerida U se debe considerar lo siguiente: donde D ó L reduzcan el efecto de H, se sustituirá 1,4 D por 0,9 D y se utilizará el valor cero de L. En ninguna combinación de D, L ó H, la resistencia requerida U será menor que la obtenida de aplicar la expresión (C-1). C 2.4. Cuando en el diseño se incluyan las cargas debidas al peso y a la presión de líquidos con densidades bien definidas y alturas máximas controladas, F, dichas cargas se deberán afectar por un factor de mayoración igual a 1,4, que se incorporará a todas las combinaciones de carga que incluyan la sobrecarga L. C 2.5. Si en el diseño se consideran los efectos de impacto, éstos se incluirán en la sobrecarga L. C 2.6. Cuando los efectos estructurales, T, debidos a los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción, la expansión de hormigones de contracción compensada o cambios de temperatura, constituyan valores significativos en el diseño, la resistencia requerida U debe ser, como mínimo, igual a: U = 0,75 (1,4 D + 1,4 T+ 1,7 L)

(C-5)

pero la resistencia requerida, U, deberá ser mayor o igual que: U = 1,4 (D + T)

(C-6)

Las estimaciones de los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción de fraguado, la expansión de hormigones de contracción compensada y los cambios de temperatura, se deben fundamentar en una evaluación realista de la ocurrencia de tales efectos durante la vida útil de la estructura. C 2.7. Para el diseño de la zona de anclaje de los elementos postesados se debe aplicar un factor de carga de 1,2 a la máxima fuerza del gato de tesado.

C 3. RESISTENCIA DE DISEÑO C 3.1. La resistencia de diseño proporcionada por un elemento estructural, sus uniones con otros elementos, así como sus secciones transversales, en términos de flexión, carga axial, corte y torsión, se debe calcular como la resistencia nominal, obtenida de acuerdo con los requisitos y suposiciones de este Reglamento, multiplicada por los factores φ, de reducción de resistencia, establecidos en los artículos C 3.2., C 3.4. y C 3.5.


Apéndice C - 2

C 3.2. El factor de reducción de resistencia, φ, para aquellas combinaciones que no incluyan sismo, será: C 3.2.1. Secciones controladas por tracción, de acuerdo con la definición del artículo 10.3.4. (ver también el artículo 9.3.2.7.)

φ = 0,90

C 3.2.2. Secciones controladas por compresión, de acuerdo con la definición del artículo 10.3.3.: a) elementos armados con zunchos de acuerdo con el artículo 10.9.3.

φ = 0,75

b) elementos armados con otro tipo de armadura

φ = 0,70

Para las 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 las secciones controladas por compresión y por tracción, el valor de φ se puede incrementar linealmente desde el valor dado para las 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 la deformación controlada por compresión (0,002) hasta 0,005. Cuando se utilice, en forma alternativa, el Apéndice B, para aquellos elementos que verifiquen las siguientes características: • • •

fy ≤ 420 MPa, armadura simétrica y (h - d’ - ds ) / h ≥ 0,70,

el valor de φ se podrá incrementar linealmente desde 0,90 a medida que φ Pn disminuye desde 0,10 f’c Ag hasta cero. Para los elementos armados con otro tipo de armadura (artículo 9.3.2.2.b), el valor de φ se puede incrementar linealmente desde 0,90, a medida que φ Pn disminuye desde 0,10 f’c Ag ó φ Pb , el que sea menor, hasta cero. C 3.2.3. Corte y torsión

φ = 0,85

C 3.2.4. Aplastamiento en el hormigón excepto para zonas de anclaje de postesado y modelos de bielas

φ = 0,70

C 3.2.5. Zonas de anclaje de postesado

φ = 0,85

C 3.2.6. Modelos de bielas (Apéndice A), puntales, tensores, zonas nodales y de apoyo de estos modelos

φ = 0,85

C 3.2.7. Flexión sin carga axial en elementos pretesados en los cuales la longitud embebida del cordón es menor que la longitud de anclaje ld , de acuerdo con el artículo 12.9.1.1

φ = 0,85


Apéndice C - 3

C 3.3. Las longitudes de anclaje especificadas en el Capítulo 12, no requieren la aplicación de un factor φ . C 3.4. Para aquellas combinaciones de carga que incluyan sismo, se deben utilizar los valores de φ establecidos en el Reglamento INPRES-CIRSOC 103, Parte II. C 3.5. El factor de reducción de resistencia φ , para flexión, compresión, corte y aplastamiento en el hormigón estructural simple, de acuerdo con el Capítulo 22, será φ = 0,65.


Apéndice C - 4


D.0. SIMBOLOGÍA Abrg

área de apoyo de la cabeza del perno o bulón de anclaje, en mm2.

ANo

área de falla proyectada del hormigón de un anclaje, para el cálculo de la resistencia a tracción cuando no está limitada por la distancia al borde o por la separación, en mm2 (ver el artículo 5.2.1 y la figura C D.5.2.1.(a)).

AN

área de falla proyectada del hormigón de un anclaje o grupo de anclajes, para el cálculo de la resistencia a tracción, en mm2 (ver el artículo D.5.2.1 y la figura C D.5.2.1.(b)). El valor de AN no se deberá adoptar mayor que nANo.

Ase

área efectiva de la sección transversal del anclaje, en mm2.

Asl

área efectiva de la sección transversal de la camisa del anclaje de expansión, si esta se encuentra en el plano de corte, en mm2.

AVo

área de falla proyectada del hormigón de un anclaje, para el cálculo de la resistencia al corte, cuando no está limitada por la influencia de las esquinas, la separación o el espesor del elemento, en mm2 (ver el artículo D.6.2.1 y la figura C D.6.2.1.(a)).

AV

el área de falla proyectada del hormigón de un anclaje o grupo de anclajes, para el cálculo de la resistencia al corte, en mm2 (ver el artículo D.6.2.1 y la figura C D.6.2.1.(b)). AV no se deberá adoptar mayor que nAVo.

c

distancia entre el centro de un anclaje y el borde del hormigón, en mm.

c1

distancia entre el centro de un anclaje y el borde del hormigón en una dirección, en mm. Cuando el esfuerzo de corte se aplica al anclaje, c1 se debe considerar en la dirección del esfuerzo de corte. Ver figura C D.6.2.1.(a).

c2

distancia entre el centro de un anclaje y el borde del hormigón en la dirección perpendicular a c1 , en mm.

cmax

mayor distancia a un borde, en mm.

cmin

menor distancia a un borde, en mm.

do

diámetro exterior del anclaje, o diámetro del vástago de un perno con cabeza, bulón con cabeza o bulón con gancho, en mm. (ver también el artículo D.8.4.)

d'o

valor con que se sustituye do cuando se utiliza un anclaje sobredimensionado, en mm (ver el artículo D.8.4).


Apéndice D - 1

eh

distancia entre la superficie interior del vástago de un bulón en J o en L y la punta exterior del mismo, en mm.

eN'

excentricidad del esfuerzo normal en un grupo de anclajes; distancia entre la carga de tracción resultante que actúa sobre un grupo de anclajes traccionados y el baricentro del grupo de anclajes traccionados, en mm; eN' es siempre positiva

eV'

excentricidad del esfuerzo de corte en un grupo de anclajes; distancia entre el punto de aplicación del esfuerzo de corte y el baricentro del grupo de anclajes que resiste el corte en la dirección del esfuerzo aplicado, en mm.

f'c

resistencia a la compresión especificada del hormigón, en MPa.

fct

resistencia a la tracción especificada del hormigón, en MPa.

fr

módulo de rotura del hormigón, en MPa (ver el artículo 9.5.2.3).

ft

tensión de tracción del hormigón calculada en una zona de un elemento, en MPa.

fy

tensión de fluencia especificada del acero de los anclajes, en MPa.

fut

resistencia a la tracción especificada del acero de los anclajes, en MPa.

futsl

resistencia a la tracción especificada de la camisa de anclaje, en MPa.

h

espesor del elemento en el cual se incorpora un anclaje, medido paralelo al eje del anclaje, en mm.

hef

profundidad efectiva de empotramiento del anclaje, en mm (ver el artículo D.8.5).

k

coeficiente para la resistencia básica al desprendimiento del hormigón solicitado a tracción.

kcp

coeficiente para la resistencia al arrancamiento del hormigón.

l

longitud del apoyo de la carga del anclaje para corte, que debe ser menor o igual que 8do , en mm. l = hef

para anclajes con rigidez constante en la totalidad de la longitud empotrada, tales como pernos con cabeza o anclajes incorporados al hormigón endurecido con camisa tubular en la totalidad de la longitud de empotramiento

l = 2do para anclajes de expansión de torque controlado distanciadora, separada de la camisa de expansión

con

camisa

n

número de anclajes en un grupo.

Nb

resistencia básica al desprendimiento por tracción de un único anclaje en hormigón fisurado, en N (ver el artículo 5.2.2).


Apéndice D - 2

Ncb

resistencia nominal al desprendimiento del hormigón a tracción de un único anclaje, en N (ver el artículo D.5.2.1).

Ncbg

resistencia nominal al desprendimiento del hormigón a tracción de un grupo de anclajes, en N (ver el artículo D.5.2.1).

Nn

resistencia nominal a tracción, en N.

Np

resistencia al arrancamiento por tracción de un único anclaje en hormigón fisurado, en N (ver el artículo D.5.3.4 ó D.5.3.5)

Npn

resistencia nominal al arrancamiento por tracción de un único anclaje, en N (ver el artículo D.5.3.1).

Nsb

resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de un único anclaje, en N.

Nsbg

resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de un grupo de anclajes, en N.

Ns

resistencia nominal de un único anclaje o grupo de anclajes en tracción, controlada por la resistencia del acero, en N (ver el artículo D.5.1.1 ó D.5.1.2).

Nu

carga de tracción mayorada, en N.

s

separación entre los centros de los anclajes, en mm.

so

separación de los anclajes externos a lo largo del borde de un grupo, en mm.

t

espesor de la placa o la arandela, en mm.

Vb

resistencia básica al desprendimiento por corte del hormigón de un único anclaje en hormigón fisurado, en N (ver el artículo D.6.2.2 ó D.6.2.3).

Vcb

resistencia nominal al desprendimiento por corte, del hormigón, de un único anclaje, en N (ver el artículo D.6.2.1).

Vcbg

resistencia nominal al desprendimiento del hormigón por corte de un grupo de anclajes, en N (ver el artículo D.6.2.1).

Vcp

resistencia nominal al arrancamiento del hormigón, en N (ver el artículo D.6.3).

Vn

resistencia nominal al corte, en N.

Vs

resistencia nominal al corte de un único anclaje o grupo de anclajes, controlada por la resistencia del acero, en N (ver el artículo D.6.1.1 ó D.6.1.2).

Vu

carga de corte mayorada, en N.

φ

factor de reducción de la resistencia (ver los artículos D.4.4 y D.4.5).

ψ1

factor de modificación para la resistencia a tracción, que considera los grupos de anclajes cargados de manera excéntrica (ver el artículo D.5.2.4).


Apéndice D - 3

ψ2

factor de modificación para la resistencia a tracción, que considera las distancias a los bordes menores que 1,5hef (ver el artículo D.5.2.5).

ψ3

factor de modificación para la resistencia a tracción, que considera la fisuración (ver los artículos D.5.2.6 y D.5.2.7).

ψ4

factor de modificación para la resistencia al arrancamiento, que considera la fisuración (ver los artículos D.5.3.1 y D.5.3.6).

ψ5

factor de modificación para la resistencia a corte, que considera los grupos de anclajes cargados de manera excéntrica (ver el artículo D.6.2.5).

ψ6

factor de modificación para la resistencia a corte, que considera las distancias a los bordes menores que 1,5c1 (ver el artículo D.6.2.6).

ψ7

factor de modificación para la resistencia a corte, que considera la fisuración (ver el artículo D.6.2.7).

D.1. DEFINICIONES Anclaje – Elemento de acero hormigonado in situ o incorporado posteriormente en un elemento de hormigón endurecido, que se utiliza para transmitir las cargas aplicadas; incluyendo los bulones con cabeza, bulones con gancho (bulones en forma de J o de L), anclajes de expansión o anclajes rebajados.

(a) Anclajes instalados en hormigón endurecido

(b) Anclajes colados in situ Figura D.0 – Tipos de anclajes

Anclaje de expansión – Anclaje incorporado al hormigón endurecido, que transfiere cargas desde, o hacia, el hormigón por apoyo directo o fricción, o ambos. Los anclajes de expansión pueden ser de torque controlado, en los cuales la expansión se logra por medio de un torque que actúa sobre el tornillo o bulón; o bien de desplazamiento controlado, en Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 4

los cuales la expansión se logra por medio de fuerzas de impacto que actúan sobre una camisa o tapón y la expansión es controlada por la longitud de avance de la camisa o tapón. Anclaje hormigonado in situ – Bulón con cabeza, perno con cabeza o bulón con gancho, incorporado antes de la colocación del hormigón. Anclaje incorporado al hormigón endurecido – Anclaje incorporado una vez que el hormigón ha endurecido. Los anclajes de expansión y los anclajes rebajados constituyen ejemplos de anclajes incorporados en el hormigón endurecido. Anclaje rebajado – Anclaje incorporado al hormigón endurecido que desarrolla su resistencia a la tracción por la trabazón mecánica que se logra rebajando el hormigón en el extremo empotrado del anclaje. El rebajado se logra con un taladro especial antes de instalar el anclaje o, alternativamente, con el propio anclaje durante su instalación. Área proyectada – Área en la superficie libre del elemento de hormigón, utilizada como base mayor de la superficie de falla rectilínea supuesta. Armadura suplementaria – Armadura dimensionada para fijar un prisma de hormigón de falla potencial al elemento estructural. Bulón con gancho – Anclaje hormigonado in situ, anclado principalmente por la trabazón mecánica del codo a 90 grados (bulón en L) o del codo a 180 grados (bulón en J) ubicado en su extremo inferior, con un eh mínimo de 3do. Camisa de expansión – La parte exterior de un anclaje de expansión que es forzada a expandirse, ya sea aplicando un torque o un impacto, para presionar contra la superficie lateral del orificio perforado. Camisa distanciadora – Camisa que envuelve la parte central de un anclaje rebajado, de un anclaje de expansión de torque controlado o anclaje de expansión de desplazamiento controlado, pero que no se expande. Dispositivo de fijación – Conjunto estructural, externo a la superficie del hormigón, que transmite cargas al anclaje o recibe cargas del anclaje. Distancia al borde – Distancia desde el borde de la superficie de hormigón hasta el centro del anclaje más cercano. Elemento de acero dúctil – Elemento que en un ensayo de tracción sufre un alargamiento, como mínimo, del catorce por ciento (14 %) y una reducción seccional, como mínimo, del treinta por ciento (30 %), valores sujetos a la redacción de una norma IRAM-IAS específica. Elemento de acero frágil – Elemento que en un ensayo de tracción sufre un alargamiento menor que el 14 %, o bien una reducción seccional menor del 30 %, o ambos, valores sujetos a la redacción de una norma IRAM-IAS específica. Grupo de anclajes – Número de anclajes de aproximadamente igual profundidad efectiva de empotramiento, donde la separación entre uno o más anclajes adyacentes es menor que tres veces su profundidad de empotramiento.


Apéndice D - 5

Inserto especializado – Anclajes hormigonados in situ prediseñados y prefabricados, específicamente para la fijación de conexiones abulonadas o ranuradas. A menudo los insertos especializados se utilizan durante la manipulación, el transporte y la colocación, pero también se utilizan para anclar elementos estructurales. Los insertos especializados no están incluidos en el campo de validez de este Apéndice. Percentil 5 – Valor estadístico que significa que, con una confianza del 90 por ciento, hay un 95 por ciento de probabilidad de que la resistencia real sea mayor que la resistencia nominal. Perno con cabeza – Anclaje de acero fijado a una placa de acero o dispositivo de fijación similar mediante proceso de soldadura de arco antes del hormigonado. Profundidad efectiva de empotramiento – Profundidad total en la cual el anclaje transfiere un esfuerzo hacia, o desde, el hormigón que lo rodea. La profundidad efectiva del empotramiento, normalmente, será la profundidad de la superficie de falla del hormigón en los insertos traccionados. Para bulones de anclaje con cabeza y pernos con cabeza hormigonados in situ, la profundidad efectiva del empotramiento se mide a partir de la superficie de contacto de la cabeza. (Ver la figura D.0) Resistencia al arrancamiento del anclaje – Resistencia correspondiente al dispositivo de anclaje, o a un componente principal del anclaje, que se desliza hacia afuera sin desprender una parte sustancial del hormigón que lo rodea. Resistencia al arrancamiento del hormigón – Resistencia a la formación de un trozo suelto de hormigón, detrás de un anclaje corto y rígido con una base empotrada, que se desplaza en dirección opuesta a la del esfuerzo de corte aplicado. Resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral – Resistencia de los anclajes con un empotramiento más profundo pero con un recubrimiento lateral de menor espesor, correspondiente al descascaramiento del hormigón en la cara lateral, alrededor de la cabeza empotrada, sin que se produzca un desprendimiento importante en la superficie superior del hormigón. Resistencia al desprendimiento del hormigón – Resistencia del hormigón que rodea al anclaje, o grupo de anclajes, que se separa del elemento. D.2. CAMPO DE VALIDEZ D.2.1. Este Apéndice proporciona requisitos de diseño para anclajes en hormigón, utilizados para transmitir cargas estructurales por medio de tracción, corte o una combinación de ambos entre: (a) elementos estructurales conectados; o (b) dispositivos relacionados con la seguridad (barandas, rociadores, etc) y elementos estructurales. Los niveles de seguridad especificados son para condiciones de servicio y no para condiciones temporarias de manipulación y montaje. D.2.2. Este Apéndice se aplica tanto a anclajes hormigonados in situ como a anclajes incorporados al hormigón endurecido. No se incluyen los insertos especializados, bulones pasantes, anclajes múltiples empotrados a una única placa de acero, anclajes adhesivos o anclajes rellenados con morteros de cualquier tipo ni anclajes directos, tales como clavos o bulones neumáticos. La armadura utilizada como parte del empotramiento se deberá diseñar de acuerdo con los correspondientes capítulos del Reglamento. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 6

D.2.3. En este Apéndice se incluyen: •

pernos con cabeza y los bulones con cabeza para los cuales se haya demostrado que su geometría da como resultado una resistencia al arrancamiento en hormigón no fisurado, mayor o igual que 1,4Np (donde Np está dado por la expresión (D-13)).

•

bulones con gancho para los cuales se haya demostrado que su geometría da como resultado una resistencia al arrancamiento, sin el beneficio de la fricción en hormigón no fisurado, mayor o igual que 1,4Np (donde Np está dado por la expresión (D-14)).

•

anclajes incorporados al hormigón endurecido que satisfacen los requisitos de evaluación establecidos en la referencia D.25. Se deberá haber demostrado mediante ensayos de precalificación que los anclajes incorporados al hormigón endurecido son adecuados para su uso.

D.2.4. Las aplicaciones en las cuales predominen elevadas cargas cíclicas de fatiga o cargas de impacto, no están incluidas por este Apéndice. D.3. REQUISITOS GENERALES D.3.1. Tanto los anclajes como los grupos de anclajes se deberán diseñar para los efectos críticos de las cargas mayoradas, según lo determinado mediante análisis elástico. Los análisis plásticos se podrán realizar cuando la resistencia nominal esté controlada por elementos de acero dúctil, siempre que se considere la compatibilidad de las deformaciones. D.3.2. La resistencia de diseño de los anclajes deberá ser mayor o igual que la mayor resistencia requerida calculada, de acuerdo con las combinaciones de cargas aplicables del artículo 9.2. D.3.3. Este Apéndice no contempla la utilización de anclajes solicitados a cargas sísmicas los que serán motivo de un documento INPRES-CIRSOC específico. D.3.4. Todos los requisitos para resistencia a la tracción axial y al corte de los anclajes, corresponden a hormigón de densidad normal. Si se utiliza hormigón con agregados livianos, los requisitos para Nn y Vn se deberán modificar multiplicando todos los valores de f ´ c que afectan a Nn y Vn por 0,75 en el caso de hormigón con todos sus componentes livianos y por 0,85 en el caso de hormigón de arena de densidad normal y el resto de los componentes livianos. Estará permitido interpolar linealmente cuando se utiliza un reemplazo parcial de arena. D.3.5. Los valores de fć que se utilizan en los cálculos de este Apéndice no deberán ser mayores que 70 MPa para los anclajes hormigonados in situ, ni 56 MPa para anclajes incorporados al hormigón endurecido. Cuando para los anclajes incorporados al hormigón endurecido se utilicen valores de fć mayores que 56 MPa se deberán realizar ensayos. D.4. REQUISITOS GENERALES PARA LA RESISTENCIA DE LOS ANCLAJES D.4.1. El diseño por resistencia de los anclajes se deberá basar en cálculos que utilicen modelos de diseño que satisfagan los requisitos del artículo D.4.2, o bien en la evaluación Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 7

de ensayos utilizando los resultados correspondientes al percentil 5, para los siguientes valores: (a) resistencia del acero del anclaje en tracción (artículo D.5.1); (b) resistencia del acero del anclaje a corte (artículo D.6.1); (c) resistencia al desprendimiento del hormigón del anclaje en tracción (artículo D.5.2); (d) resistencia al desprendimiento del hormigón del anclaje a corte (artículo D.6.2); (e) resistencia al arrancamiento del anclaje en tracción (artículo D.5.3); (f) resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de hormigón del anclaje en tracción (artículo D.5.4); y (g) resistencia al arrancamiento del hormigón del anclaje a corte (artículo D.6.3). Además, los anclajes deberán satisfacer las distancias al borde, separaciones y espesores, requeridos para impedir las fallas por hendimiento, según lo especificado en el artículo D.8. D.4.1.1. Para el diseño de los anclajes, a excepción de lo requerido en el artículo D.3.3, se debe verificar que:

φ N n ≥ Nu

(D-1)

φ V n ≥ Vu

(D-2)

D.4.1.2. En las expresiones (D-1) y (D-2), los valores φNn y φVn son las menores resistencias de diseño determinadas para todos los modos de falla correspondientes. El valor φNn es la menor resistencia de diseño a tracción de un anclaje o grupo de anclajes, resultante de considerar las siguientes posibilidades: 1) φ Ns 2) φ n Npn 3) φ Nsb o φ Nsbg 4) φ Ncb o φ Ncbg El valor de φVn es la menor resistencia de diseño al corte de un anclaje o grupo de anclajes, resultante de considerar las siguientes posibilidades: 1) φ Vs 2) φ Vcb o φ Vcbg 3) φ Vcp D.4.1.3. Cuando coexistan Nu y Vu se deberán considerar los efectos de su interacción de acuerdo con D.4.3.


Apéndice D - 8

D.4.2. La resistencia nominal para cualquier anclaje o grupo de anclajes, se deberá basar en modelos de diseño que predigan resistencias que concuerden sustancialmente con los resultados de ensayos. Los materiales utilizados en los ensayos deberán ser compatibles con los materiales utilizados en la estructura. La resistencia nominal se deberá basar en el percentil 5 % de la resistencia básica de un anclaje individual. Para las resistencias nominales relacionadas con la resistencia del hormigón se deberán considerar las modificaciones debidas a los efectos producidos por: o o o o o o o

el tamaño de los anclajes, el número de anclajes, la separación o proximidad entre ellos, la proximidad a los bordes, la profundidad del elemento de hormigón, la excentricidad de la carga de los grupos de anclajes, la presencia o ausencia de fisuras.

En los modelos de diseño las limitaciones para las distancias a los bordes y la separación de los anclajes, deberán ser consistentes con los ensayos que se realicen para verificar el modelo. D.4.2.1. El efecto de la armadura suplementaria dispuesta para confinar o restringir el desprendimiento del hormigón, o a ambos, se podrá incluir en los modelos de diseño utilizados para cumplir con el artículo D.4.2. D.4.2.2. Para los anclajes con diámetros menores o iguales que 50 mm y una profundidad de empotramiento menor o igual que 635 mm, los requisitos de resistencia al desprendimiento se considerarán cumplidos cuando se verifiquen los procedimientos de diseño de los artículos D.5.2 y D.6.2. D.4.3. La resistencia a la combinación de cargas de tracción y corte se considerará en el diseño, utilizando una ecuación de interacción con la cual se obtengan resistencias que concuerden sustancialmente con los resultados de ensayos completos y exhaustivos. Este requisito se considera cumplido cuando se verifique lo indicado en el artículo D.7. D.4.4. Cuando se utilicen las combinaciones de cargas del artículo 9.2, el factor de reducción de la resistencia φ para los anclajes en el hormigón será: a) Anclaje controlado por la resistencia de un elemento de acero dúctil i) Cargas de tracción ii) Cargas de corte

0,75 0,65

b) Anclaje controlado por la resistencia de un elemento de acero frágil i) Cargas de tracción ii) Cargas de corte


0,65 0,60

Apéndice D - 9

c) Anclaje controlado por la resistencia al desprendimiento del hormigón, resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de hormigón, resistencia al arrancamiento del anclaje o resistencia al arrancamiento del hormigón:

Condición A

Condición B

0,75

0,70

0,75

0,70

• Categoría 1 (Baja sensibilidad a la incorporación al hormigón y elevada confiabilidad)

0,75

0,65

• Categoría 2 (Mediana sensibilidad a la incorporación al hormigón y mediana confiabilidad)

0,65

0,55

• Categoría 3 (Elevada sensibilidad a la incorporación al hormigón y baja confiabilidad)

0,55

0,45

i) Cargas de corte ii) Cargas de tracción Pernos con cabeza, bulones con cabeza o bulones con gancho hormigonados in situ. Anclajes incorporados al hormigón endurecido, clasificados de acuerdo con la referencia D.25, en las siguientes categorías:

La condición A se aplica cuando las potenciales superficies de falla del hormigón son cruzadas por armadura suplementaria dimensionada para fijar el prisma potencial de falla del hormigón al elemento estructural. La condición B se aplica cuando no se dispone esta armadura suplementaria, o cuando controla la resistencia al arrancamiento del anclaje o del hormigón.

D.4.5. Cuando se utilicen las combinaciones de cargas, a las cuales se hace referencia en el Apéndice C, el factor de reducción de la resistencia φ para los anclajes en hormigón, será:


Apéndice D - 10

a) Anclaje controlado por la resistencia de un elemento de acero dúctil i) Cargas de tracción ii) Cargas de corte

0,80 0,75

b) Anclaje controlado por la resistencia de un elemento de acero frágil i) Cargas de tracción ii) Cargas de corte

0,70 0,65

c) Anclaje controlado por la resistencia al desprendimiento del hormigón, resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de hormigón, resistencia al arrancamiento del anclaje o resistencia al arrancamiento del hormigón:

Condición A

Condición B

0,85

0,75

0,85

0,75

• Categoría 1 (Baja sensibilidad a la incorporación al hormigón y elevada confiabilidad)

0,85

0,75

• Categoría 2 (Mediana sensibilidad a la incorporación al hormigón y mediana confiabilidad)

0,75

0,65

• Categoría 3 (Elevada sensibilidad a la incorporación al hormigón y baja confiabilidad)

0,65

0,55

i) Cargas de corte ii) Cargas de tracción Pernos con cabeza, bulones con cabeza o bulones con gancho hormigonados in situ. Anclajes incorporados al hormigón endurecido, clasificados de acuerdo con la referencia D.25, en las siguientes categorías:

La condición A se aplica cuando las potenciales superficies de falla del hormigón son cruzadas por armadura suplementaria dimensionada para fijar el prisma potencial de falla del hormigón al elemento estructural.


Apéndice D - 11

La condición B se aplica cuando no se dispone esta armadura suplementaria, o cuando controla la resistencia al arrancamiento del anclaje o al arrancamiento del hormigón.

D.5. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE TRACCIÓN D.5.1. Resistencia del acero del anclaje en tracción D.5.1.1. La resistencia nominal Ns controlada por el acero de un anclaje traccionado, se deberá evaluar mediante cálculos basados en las propiedades del material del anclaje y en sus dimensiones físicas. D.5.1.2. La resistencia nominal Ns de un anclaje o grupo de anclajes traccionado deberá ser menor o igual que:

Ns = n Ase fut

(D-3)

donde fut se deberá adoptar menor o igual que 1,9fy ó 875 MPa. D.5.2. Resistencia al desprendimiento del hormigón del anclaje traccionado D.5.2.1. La resistencia nominal al desprendimiento del hormigón, Ncb o Ncbg, de un anclaje o grupo de anclajes traccionado deberá ser menor o igual que: para un único anclaje:

para un grupo de anclajes:

N cb =

AN AN 0

N cgb =

AN AN 0

ψ 2 ψ 3 Nb

ψ 1 ψ 2 ψ 3 Nb

(D-4)

(D-5)

AN es el área proyectada de la superficie de falla para el anclaje o grupo de anclajes que se deberá considerar como la base de la figura geométrica rectilínea que resulta de proyectar la superficie de falla 1,5hef hacia afuera a partir de las líneas del centro del anclaje, o en el caso de un grupo de anclajes, a partir de una línea que atraviesa una fila de anclajes adyacentes. AN no deberá ser mayor que nANo , donde n es el número de anclajes traccionados en el grupo. ANo es el área proyectada de la superficie de falla de un único anclaje alejado de los bordes: AN 0 = 9 hef

2

(D-6)

D.5.2.2 - La resistencia básica al desprendimiento del hormigón Nb de un único anclaje en tracción en hormigón fisurado no deberá ser mayor que: Nb = k

f ´ c hef

1 ,5

(D-7)

siendo:

k = 10 para anclajes hormigonados in situ; y k = 7 para anclajes incorporados al hormigón endurecido. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 12

Alternativamente, para pernos con cabeza y bulones con cabeza hormigonados in situ con 280 mm ≤ hef ≤ 635 mm, la resistencia básica al desprendimiento del hormigón de un único anclaje traccionado en hormigón fisurado deberá ser menor o igual que: N b = 3 ,9

f ´ c hef

5 3

(D-8)

D.5.2.3. Para el caso especial de anclajes que se utilicen en una aplicación con tres o cuatro bordes donde además la mayor distancia al borde sea cmax ≤ 1,5hef , la profundidad del empotramiento hef , utilizada en las expresiones (D-5) a (D-8) deberá ser ≤ cmax/1,5. D.5.2.4. El factor de modificación para grupos de anclajes con excentricidad de carga será:

ψ1 =

1   1 + 2 e´ N  3 hef 

   

≤1

(D-9)

La expresión (D-9) es válida para la condición e'N ≤ s/2. Si la carga sobre un grupo de anclajes es tal que sólo algunos de los anclajes están traccionados, en la determinación de la excentricidad e'N , a utilizar en la expresión (D-9), sólo se deberán considerar los anclajes traccionados. Si existen cargas con excentricidad respecto a dos ejes, el factor de modificación ψ1 se deberá calcular individualmente para cada eje y utilizar el producto de estos factores como ψ1 en la expresión (D-5). D.5.2.5. El factor de modificación para los efectos de borde es:

ψ2 = 1

ψ 2 = 0 ,7 + 0 ,3

si

c mín 1,5 hef

c mín ≥ 1 ,5 hef

si

c mín < 1,5 hef

(D-10) (D-11)

D.5.2.6. Cuando un anclaje esté ubicado en una zona de un elemento de hormigón para la cual un análisis indique que no hay fisuración (ft < fr) a niveles de carga de servicio, se podrá utilizar el siguiente factor de modificación:

ψ3 = 1,25 para anclajes hormigonados in situ ψ3 = 1,4

para anclajes incorporados al hormigón endurecido

Si el análisis indica que hay fisuración a niveles de cargas de servicio, ψ3 se deberá adoptar igual a 1,0 tanto para anclajes hormigonados in situ como para anclajes incorporados al hormigón endurecido. Los anclajes incorporados al hormigón endurecido deberán estar calificados para su uso en hormigón fisurado de acuerdo con la referencia D.25. La fisuración del hormigón se deberá limitar mediante armadura flexional distribuida de acuerdo con el artículo 10.6.4, o bien se deberá proveer un control de la fisuración equivalente colocando armadura de confinamiento.


Apéndice D - 13

D.5.2.7. Si en la cabeza del anclaje se coloca una placa o arandela adicional, estará permitido calcular el área proyectada de la superficie de falla, proyectando la superficie de falla hacia afuera 1,5hef a partir del perímetro efectivo de la placa o arandela. El perímetro efectivo no deberá ser mayor que el valor en una sección proyectada hacia afuera más el valor de t a partir del borde exterior de la cabeza del anclaje, siendo t el espesor de la arandela o la placa. D.5.3. Resistencia al arrancamiento de un anclaje a tracción D.5.3.1. La resistencia nominal al arrancamiento Npn de un anclaje a tracción deberá ser menor o igual que: (D-12) N pu = ψ 4 N p D.5.3.2. Para los anclajes de expansión y rebajados, incorporados al hormigón endurecido, los valores de Np se deberán basar en el percentil 5 % de los resultados de ensayos realizados y evaluados de acuerdo con la referencia D.25. No estará permitido calcular la resistencia al arrancamiento del anclaje traccionado. D.5.3.3. La resistencia al arrancamiento por tracción de un solo perno o bulón con cabeza se podrá evaluar utilizando el artículo D.5.3.4. La resistencia al arrancamiento por tracción de un solo bulón en J o en L se podrá evaluar utilizando el artículo D.5.3.5. Alternativamente, estará permitido utilizar valores de Np basados en el percentil 5 % de los ensayos realizados y evaluados de la manera indicada en los procedimientos de la referencia D.25 pero sin el beneficio de la fricción. D.5.3.4. La resistencia al arrancamiento por tracción de un solo perno o bulón con cabeza Np , a utilizar en la expresión (D-12) deberá ser menor o igual que:

N p = Abrg 8 f ´ c

(D-13)

D.5.3.5. La resistencia al arrancamiento por tracción de un solo bulón con gancho Np , a utilizar en la expresión (D-12) deberá ser menor o igual que:

N p = 0 ,9 f ´ c e h d 0 donde

(D-14)

3 do ≤ eh ≤ 4,5 do

D.5.3.6. Para un anclaje ubicado en una región de un elemento de hormigón, donde un análisis indique que no hay fisuración (ft < fr) a niveles de carga de servicio, se podrá utilizar el siguiente factor de modificación:

ψ4 = 1,4 Caso contrario, ψ4 se deberá considerar igual a 1,0. D.5.4. Resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral del hormigón de un anclaje con cabeza traccionada D.5.4.1. Para un único anclaje con cabeza con empotramiento profundo próximo a un borde (c < 0,4 hef), la resistencia nominal al descascaramiento del recubrimiento lateral, Nsb , deberá ser menor o igual que:


Apéndice D - 14

N sb = 13 ,3 c

Abrg

fć

(D-15)

Si el único anclaje con cabeza está ubicado a una distancia perpendicular c2 menor que 3c a partir de un borde, el valor de Nsb se deberá multiplicar por el factor (1 + c2/c)/4 donde 1 ≤ c2/c ≤ 3. D.5.4.2. Para anclajes múltiples con cabeza y un empotramiento profundo, ubicados en las cercanías de un borde (c < 0,4hef), con una separación entre anclajes menor que 6c, la resistencia nominal del grupo de anclajes para una falla por descascaramiento lateral, Nsbg , deberá ser menor o igual que:  s  (D-16) N sbg =  1 + 0  N sb  6 c   siendo:

so la separación de los anclajes exteriores a lo largo del borde en el grupo. Nsb la resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de un único anclaje, que se obtiene de la expresión (D-15) sin modificación por distancia perpendicular al borde. D.6. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE CORTE D.6.1. Resistencia del acero de los anclajes al corte D.6.1.1. La resistencia nominal al corte de un anclaje controlada por el acero Vs , se deberá evaluar mediante cálculos basados en las propiedades del material del anclaje y sus dimensiones físicas. D.6.1.2. La resistencia nominal Vs al corte de un anclaje o grupo de anclajes deberá ser menor o igual que lo indicado en los ítems (a) a (c): (a) para pernos con cabeza hormigonados in situ: V s = n Ase fut

(D-17)

donde fut se deberá adoptar menor o igual que 1,9fy ó 875 MPa. (b) para bulones con cabeza y bulones con gancho hormigonados in situ: V s = n 0 ,6 Ase fut

(D-18)

donde fut se deberá adoptar menor o igual que 1,9fy ó 875 MPa. (c) para anclajes incorporados al hormigón endurecido: V s = n (0 ,6 Ase fut + 0 ,4 Asl futs l )

(D-19)

donde fut se deberá adoptar menor o igual que 1,9fy ó 875 MPa.


Apéndice D - 15

D.6.1.3. Si se utilizan anclajes con asientos de mortero colocado en capas, las resistencias nominales especificadas en el artículo D.6.1.2 se deberán multiplicar por un factor igual a 0,80. D.6.2. Resistencia al desprendimiento por corte del hormigón de un anclaje D.6.2.1. La resistencia nominal al desprendimiento por corte del hormigón, Vcb o Vcbg , de un anclaje o grupo de anclajes deberá ser menor o igual que: (a) para esfuerzo de corte perpendicular al borde, en un único anclaje: V cb =

Av Av 0

ψ 6 ψ 7 Vb

(D-20)

(b) para esfuerzo de corte perpendicular al borde, en un grupo de anclajes: Vcbg =

Av Av 0

ψ 5 ψ 6 ψ 7 Vb

(D-21)

(c) para esfuerzo de corte paralelo a un borde, se podrá considerar que el valor de Vcb o Vcbg sea el doble del valor para esfuerzo de corte determinado mediante las expresiones (D-20) o (D-21), respectivamente, adoptando ψ6 igual a 1. (d) para anclajes ubicados en una esquina, la resistencia nominal al desprendimiento del hormigón limitante se deberá determinar para cada borde, y se deberá utilizar el valor mínimo. siendo:

Vb el valor de la resistencia básica al desprendimiento del hormigón para un único anclaje. Av el área proyectada de la superficie de falla en el lateral del elemento de hormigón en su borde para un único anclaje o un grupo de anclajes. Esta área se podrá considerar como la base de una semipirámide trunca proyectada en la cara lateral del elemento donde la parte superior de la semipirámide está dada por el eje de la fila de anclajes seleccionada como crítica. El valor de c1 se deberá tomar como la distancia entre el borde y este eje. Av no deberá ser mayor que nAvo , donde n es el número de anclajes en el grupo. Avo el área proyectada para un único anclaje en un elemento profundo y alejado de los bordes en la dirección perpendicular al esfuerzo de corte. Esta área se podrá evaluar como la base de una semipirámide con una longitud del lado paralelo al borde, igual a 3c1 y una profundidad de 1,5c1 : Av 0 = 4 ,5 (c1 )

2

(D-22)

Si los anclajes están ubicados a diferentes distancias del borde y los anclajes están soldados al dispositivo de fijación de manera de distribuir el esfuerzo a todos los anclajes, se podrá evaluar la resistencia en base a la distancia a la fila de anclajes más alejada del borde. En este caso, el valor de c1 se podrá expresar en la distancia entre el borde y el eje de la fila de anclajes más


Apéndice D - 16

alejada que se selecciona como crítica, y se asumirá que todo el corte es soportado exclusivamente por esta fila crítica de anclajes. D.6.2.2. La resistencia básica al desprendimiento por corte del hormigón Vb , de un único anclaje en hormigón figurado, deberá ser menor o igual que:

 l V b = 0 ,6  d  0

   

0 ,2

d0

f´ c

(c 1 )1 ,5

(D-23)

D.6.2.3. Para pernos con cabeza, bulones con cabeza o bulones con gancho, hormigonados in situ, que están continuamente soldados a dispositivos de fijación de acero que tienen un espesor mínimo igual al mayor valor entre 10 mm o la mitad del diámetro del anclaje, la resistencia básica al desprendimiento por corte del hormigón Vb , de un único anclaje en hormigón figurado, deberá ser menor o igual que:

 l V b = 0 ,7  d  0

   

0 ,2

d0

f ´ c (c1 )

1 ,5

(D-24)

siempre que: (a) para grupos de anclajes, la resistencia se determine en base a la resistencia de la fila de anclajes más alejada del borde; (b) la separación entre centros de los anclajes sea mayor o igual que 65 mm; y (c) se coloque armadura suplementaria en las esquinas si c2 ≤ 1,5hef D.6.2.4. Para el caso especial de anclajes afectados por tres o más bordes, la distancia al borde c1 a utilizar en las expresiones (D-22), (D-23), (D-24), (D-25), (D-26) y (D-27) se deberá limitar a h/1,5. D.6.2.5. El factor de modificación para grupos de anclajes con excentricidad de la carga será:

ψ5 =

1+

La expresión (D-25) es válida para e'v ≤ s/2.

1 ≤1 2 e´ v

(D-25)

3 c1

D.6.2.6. El factor de modificación para los efectos de borde es:

ψ6 = 1,0

(D-26)

siempre que c2 ≥ 1,5c1

ψ 6 = 0 ,7 + 0 ,3

c2 1,5 c1

(D-27)

siempre que c2 < 1,5c1


Apéndice D - 17

D.6.2.7. Para los anclajes ubicados en una región de un elemento de hormigón donde el análisis indique que no hay fisuración (ft < fr) bajo cargas de servicio, se podrá utilizar el siguiente factor de modificación:

ψ7 = 1,4 Para los anclajes ubicados en una región de un elemento de hormigón donde el análisis indique que hay fisuración a niveles de carga de servicio, se podrán utilizar los siguientes factores de modificación:

ψ7 = 1,0 para anclajes en hormigón fisurado sin armadura suplementaria, o con armadura de borde menor que una barra o alambre db = 12 mm; ψ7 = 1,2 para anclajes en hormigón fisurado con armadura suplementaria consistente en una barra o alambre con db ≥ 12 mm entre el anclaje y el borde; y ψ7 = 1,4 para anclajes en hormigón fisurado con armadura suplementaria consistente en una barra o alambre con db ≥ 12 mm entre el anclaje y el borde, y con la armadura suplementaria envuelta por estribos separados, como máximo, 100 mm. D.6.3. Resistencia al arrancamiento por corte del hormigón de un anclaje D.6.3.1. La resistencia nominal al arrancamiento del hormigón Vcp deberá ser menor o igual que:

Vcp = k cp N cb

(D-28)

donde

kcp = 1,0

para

hef < 65 mm.

kcp = 2,0

para

hef ≥ 65 mm.

y Ncb se deberá determinar utilizando la expresión (D-4), en N. D.7. INTERACCIÓN DE LOS ESFUERZOS DE TRACCIÓN Y CORTE Los anclajes o grupos de anclajes solicitados tanto a corte como a carga axial se deberán diseñar para satisfacer los requisitos de los artículos D.7.1 a D.7.3, excepto que se diseñen de acuerdo con el artículo D.4.3. El valor de φNn será el especificado en el artículo D.4.1.2. El valor de φVn será el especificado en el artículo D.4.1.2. D.7.1. Cuando Vu ≤ 0,2φVn se podrá considerar la totalidad de la resistencia a tracción:

φNn ≥ Nu.

D.7.2. Cuando Nu ≤ 0,2φNn se podrá considerar la totalidad de la resistencia al corte: φVn ≥ Vu. D.7.3. Cuando Vu > 0,2φVn y Nu > 0,2φNn :


Apéndice D - 18

Nu

φ Nn

+

Vu

φ Vn

≤ 1 ,2

(D-29)

D.8. DISTANCIAS A LOS BORDES, SEPARACIONES Y ESPESORES REQUERIDOS PARA IMPEDIR LA FALLA POR HENDIMIENTO Tanto las separaciones mínimas y las distancias a los bordes para los anclajes como los espesores mínimos de los elementos deberán verificar las especificaciones de los artículos D.8.1 a D.8.5, a menos que se disponga armadura suplementaria para controlar el hendimiento. Se podrán utilizar valores menores siempre que hayan sido obtenidos de ensayos específicos realizados de acuerdo con las prescripciones de la referencia D.25. D.8.1. La mínima separación entre centros de anclajes deberá ser 4do para anclajes hormigonados in situ no sometidos a torque y 6do para anclajes hormigonados in situ sometidos a torque y para anclajes incorporados al hormigón endurecido, excepto que se determine de acuerdo con el artículo D.8.4. D.8.2. Las distancias mínimas a los bordes para los anclajes con cabeza hormigonados in situ, que no serán sometidos a torque, se deberán establecer en función de los requisitos de recubrimiento mínimo especificados en el artículo 7.7; excepto que se determine de acuerdo con el artículo D.8.4. Para los anclajes con cabeza, hormigonados in situ, que serán sometidos a torque las distancias mínimas a los bordes deberán ser 6do. D.8.3. Las distancias mínimas a los bordes para los anclajes incorporados al hormigón endurecido se deberán establecer en base al mayor valor entre los requisitos de recubrimiento mínimo de hormigón dados en el artículo 7.7 y los requisitos de distancia mínima al borde para los productos según lo determinado por ensayos de acuerdo con la referencia D.25, y no deberán ser menores que 2,0 por el tamaño máximo de los agregados. En ausencia de datos de ensayos específicos conforme a la referencia D.25 para el producto, la distancia mínima al borde deberá ser mayor o igual que: Anclajes rebajados ........................................ 6do Anclajes de torque controlado ....................... 8do Anclajes de desplazamiento controlado ........ 10do D.8.4. Para los anclajes en los cuales la incorporación al hormigón no provoca un esfuerzo de hendimiento y que permanecerán sin torque, si la distancia al borde o la separación son menores que los valores especificados en los artículos D.8.1 a D.8.3, los cálculos se deberán realizar reemplazando do por un valor menor d'o que satisfaga los requisitos de los artículos D.8.1 a D.8.3. Los esfuerzos calculados aplicados al anclaje estarán limitados a los valores correspondientes a un anclaje con un diámetro de d'o. D.8.5. El valor de hef para un anclaje de expansión o rebajado, incorporado al hormigón endurecido deberá ser menor o igual que el mayor valor obtenido entre 2/3 del espesor del elemento y el espesor del elemento menos 100 mm. D.8.6. Los planos y otras especificaciones técnicas del proyecto deberán especificar el uso de anclajes con una distancia mínima a los bordes que respete el valor asignado a esa distancia en el diseño.


Apéndice D - 19

D.9. INCORPORACIÓN AL HORMIGÓN DE LOS ANCLAJES D.9.1. Los anclajes se deberán incorporar al hormigón de acuerdo con los planos y especificaciones técnicas del proyecto.


Apéndice D - 20

BIBLIOGRAFIA En la presente versión del Reglamento CIRSOC 201, se ha incluido la bibliografía original del ACI-318-02, dado que las publicaciones citadas en la misma, en su gran mayoría, aún no se encuentran traducidas. Bibliografía, Capítulo 1 1.1. ACI Committee 307, "Standard Practice for the Design and Construction of Cast-in-Place Reinforced Concrete Chimneys (ACI 307-98)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1998, 32 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.2. ACI Committee 313, "Standard Practice for Design and Construction of Concrete Silos and Stacking Tubes for Storing Granular Materials (ACI 313-97)," American Concrete Institute, Farmington Hills. MI, 1997, 22 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.3. ACI Committee 350, "Environmental Engineering Concrete Structures (ACI 350R-89)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI., 1989, 20 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.4. ACI Committee 349, "Code Requirements for Nuclear Safety Related Concrete Structures (ACI 349-97)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI., 1997, 129 pp., plus 1997 Supplement. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.5. ACI-ASME Committee 359, "Code for Concrete Reactor Vessels and Containments (ACI 359-92)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI., 1992. 1.6. ACI Committee 543, "Recommendations for Design, Manufacture, and Installation of Concrete Piles." (ACI 543R-74) (Reapproved 1980)," ACI JOURNAL, Proceedings V. 71, No. 10, Oct. 1974, pp. 477-492. 1.7. ACI Committee 336, "Design and Construction of Drilled Piers (ACI 336.3R-93)", American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1993, 30 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.8. "Recommended Practice for Design, Manufacture and Installation of Prestressed Concrete Piling," PCI Journal, V. 38, No. 2, March-April 1993, pp. 14-41. 1.9. ANSI/ASCE 3-91, "Standard for the Structural Design of Composite Slabs", ASCE, Reston, VA, 1994. 1.10. ANSI/ASCE 9-91, "Standard Practice for the Construction and Inspection of Composite Slabs." American Society of Civil Engineers, Reston, VA, 1994. 1.11. “The BOCA National Building Code, 13th Edition,” Building Officials and Code Administration International, Inc., Country Club Hills, IL, 1996, 357 pp. 1.12. “Standard Building Code,” Inc.,Birmingham, AL, 1996, 656 pp.


Southern

Building

Code

Congress

International,

Bibliografía - 1

1.13. “NEHRP Recommended Provisions for Seismic Regulations for New Buildings and Other Structures,” Part 1: Provisions (FEMA 222, 199 pp.) and Part 2: Commentary (FEMA 223, 237 pp.), Building Seismic Safety Council, Washington D.C., 1997. 1.14. “International Building Code,” International Code Council, Falls Church, VA, 2000. 1.15. "Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures (ASCE 7-95)," ASCE, Reston, VA, 1996, 220 pp. 1.16. Uniform Building Code, V. 2, Structural Engineering Design Provisions, 1997 Edition, International Conference of Building Officials, Whittier, CA, 1997, 492 pp. 1.17. ACI Committee 311, "Guide for Concrete Inspection (ACI 311.4R-95)," American Concrete Institute. Farmington Hills, MI, 1995, 11 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 1.18. ACI Committee 311, ACI Manual of Concrete Inspection, SP-2, 8th Edition, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 200 pp. Bibliografía, Capítulo 2 2.1. ACI Committee 116, "Cement and Concrete Terminology (ACI 116R-90)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1990, 58 pp.Also ACI Manual of ConcretePractice. Bibliografía, Capítulo 3 3.1. ACI Committee 214, "Recommended Practice for Evaluation of Strength Test Results of Concrete (ACI 214-77) (Reapproved 1989)," (ANSI/ACI 214-77), American Concrete Institute. Farmington Hills, MI, 1977, 14 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 3.2. Gustafson, D. P., and Felder, A. L., "Questions and Answers on ASTM A 706 Reinforcing Bars," Concrete International, V. 13, No. 7, July 1991, pp. 54-57. 3.3. ACI Committee 223, "Standard Practice for the Use of Shrinkage-Compensating Concrete (ACI 223-98)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 29 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. Bibliografía, Capítulo 4 4.1. Dikeou, J. T., "Fly Ash Increases Resistance of Concrete to Sulfate Attack," Research Report No. C - 1224, Concrete and Structures Branch, Division of Research, U.S. Bureau of Reclamation, Jan. 1967, 25 pp. 4.2. ASTM C 1012-89, "Test Method for Length Change of Hydraulic-Cement Mortars Exposed to a Sulfate Solution," ASTM Book of Standards, Part 04.01, ASTM, West Conshohocken, PA, 5 pp. 4.3. ACI Committee 211, "Standard Practice for Selecting Proportions for Normal, Heavyweight, and Mass Concrete (ACI 211. 1.9.1)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 38 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice.


Bibliografía - 2

4.4. Drahushak-Crow, R., "Freeze-Thaw Durability of Fly Ash Concrete," EPRI Proceedings, Eighth International Ash Utilization Symposium, V. 2, Oct. 1987, p. 37- 1. 4.5. Sivasundaram, V.; Carette, G. G.; and Malhotra, V. M., "Properties of Concrete Incorporating Low Quantity of Cement and High Volumes of Low-Calcium Fiy Ash," FIy Ash, Silica Fume. Slag, and Natural Pozzolans in Concrete, SP-114, American Concrete Institute. Farmington Hills, MI, 1989, pp. 45-71. 4.6. Whiting, D., "Deicer Scaling and Resistance of Lean Concretes Containing Fiy Ash," Fly Ash, Silica Fume. Slag, and Natural Pozzolans in Concrete. SP-114, American Concrete Institute. Farmington Hills, MI, 1989, pp. 349-372. 4.7. Rosenberg, A., and Hanson, C. M.,-Mechanisms of Corrosion of Steel in Concrete," Materials Science in Concrete I, American Ceramic Society. Westerville, OH, 1989, p. 285. 4.8. Berry, E. E., and Malhotra. V. M., FIy Ash in Concrete, CANMET, Ottawa, Ontario, Canada, 1985. 4.9. Li, S., and Roy, D. M., "Investigation of Relations between Porosity, Pore Structure and CL Diffusion of Fly Ash and Blended Cement. Pastes," Cement and Concrete Research, V. 16, No. 5, Sept. 1986, pp. 749-759. 4.10. ACI Committee 201, "Guide to Durable Concrete (ACI 201.2R-92)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 39 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 4.11. ACI Committee 222, "Corrosion of Metals in Concrete (ACI 222R-96)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1996, 30 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 4.12. Ozyildirim, C., and Halstead, W., "Resistance to Chloride lon Penetration of Concretes Containing Fly Ash, Silica Fume, or Slag," Permeability of Concrete, SP-108, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1988, pp. 35-61. 4.13. ASTM 1202-97, "Standard Test Method for Electrical Indication of Concrete´s Ability to Resist Chloride Ion Penetration," ASTM Book of Standards, Part 04.02, ASTM, West Conshohocken, PA, 6 pp. Bibliografía, Capítulo 5 5.1. ACI Committee 211, "Standard Practice for Selecting Proportions for Normal, Heavyweight, and Mass Concrete (ACI 211. l -98)," American Concrete. Institute, Farmington Hills, MI, 1998, 38 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 5.2 ACI Committee 211, "Standard Practice for Selecting Proportions for Structural Lightweight Concrete (ACI 211.2-91)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 18 pp. Also, ACI Manual of Concrete Practice. 5.3. ASTM C 1077-92, "Standard Practice for Laboratories Testing Concrete and Concrete Aggregates for Use in Construction and Criteria for Laboratory Evaluation." ASTM,West Conshohocken, PA, 5 pp.


Bibliografía - 3

5.4 ASTM D 3665-99 “Standard Practice for Random Sampling of Construction Materials “ ASTM, West Conshohocken, PA, 5 pp. 5.5. Bloem, D. L., "Concrete Strength Measurement-Cores vs. Cylinders," Proceedings, ASTM, V. 65, 1965, pp. 668-696. 5.6. Bloem, Delmar L., "Concrete Strength in Structures," ACI JOURNAL. Proceedings V. 65, No. 3. Mar. 1968, pp. 176-187. 5.7. Malhotra, V. M., Testing Hardened Concrete: Nondestrucfive Methods, ACI Monograph No. 9, American Concrete Institute/lowa State University Press, Farmington Hills, MI, 1976, 188 pp. 5.8. Malhotra, V. M., "Contract Strength Requirements-Cores Versus In Situ Evaluation," ACI JOURNAL, Proceedings V. 74, No. 4, Apr. 1977, pp. 163-172. 5.9.Bartlett, M. F. and McGregor, J.G., “Effect of Moisture Condition on Concrete Core Strengths,” ACI Materials Journal, V.91, No.3, May-June, 1994, pp 227-236 5.10. ACI Committee 304, "Guide for Measuring, Mixing, Transporting, and Placing Concrete (ACI 304R-89)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1989, 49 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 5.11. Newlon, H., Jr., and Ozol. A., "Delayed Expansion of Concrete Delivered by Pumping through Aluminum Pipe Line," Concrete Case Study No. 20; Virginia Highway Research Council, Oct. 1969, 39 pp. 5.12. ACI Committee 309, "Guide for Consolidation of Concrete (ACI 309R-96)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1996, 40 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 5.13. ACI Committee 308, "Standard Practice for Curing Concrete (ACI 308-92)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 11 pp. Also ACl Manual of Concrete Practice. 5.14. ACI Committee 306, "Cold Weather Concreting (ACI 306R88)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1988, 23 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 5.15. ACI Committee 305, "Hot Weather Concreting (ACI 305R91)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 17 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. Bibliografía, Capítulo 6 6.1. ACI Committee 347, "Guide to Formwork for Concrete (ACI 347R-94)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI., 1994, 33 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 6.2. Hurd, M. K., and ACI Committee 347, Formwork for Concrete, SP-4, 5th Edition, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1989, 475 pp. 6.3. Liu, X. L.; Lee, H. M.; and Chen. W. F., "Shoring and Reshoring of High-Rise Buildings," Concrete International, V. 1, No. 1, Jan. 1989, pp. 64-68.


Bibliografía - 4

6.4. ASTM C 873-99, "Standard Test Method for Compressive Strength of Concrete Cylinders Cast-in-Place in Cylindrical Molds” ASTM, West Conshohocken, PA, 4pp. 6.5. ASTM C 803/C 803M-97, “Test Method for Penetration Resistance of Hardened Concrete” ASTM, West Conshohocken, PA, 4 pp. 6.6. ASTM C 900, “Standard Test Method for Pullout Strength of Hardened Concrete” ASTM, West Conshohocken, PA, 5 pp. 6.7. ASTM C 1074-87. “Estimating Concrete Strength by the Maturity Method," ASTM, West Conshohocken PA. 6.8. "Power Piping (ANSI/ASME B 31.1-1992)," American Society of Mechanical Engineers, New York, 1992. 6.9. "Chemical Plant and Petroleurn Refinery Piping (ANSI/ASME B 31.3-1990)," American Society of Mechanical Engineers, New York, 1990.

Bibliografía, Capítulo 7 7.1. ACI Committee 315, ACI Detailing Manual-1994, SP-66, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1994, 244 pp. Also "Details and Detailing of Concrete Reinforcement (ACI 315-92)," and "Manual of Engineering and Placing Drawings for Reinforced Structures (ACI 315R-94)." Also ACI Manual of Concrete Practice. 7.2. Black, William C., "Field Corrections to Partially Embedded Reinforcing Bars," ACI JOURNAL. Proceedings V. 70, No. 10, Oct. 1973, pp. 690-691. 7.3. Stecich, J.; Hanson, J. M.; and Rice, P. F.; "Bending and Straightening of Grade 60 Reinforcing Bars," Concrete International: Design & Construction, V. 6, No. 8. Aug. 1984, pp. 14-23. 7.4. Kemp, E. L.; Brezny, F. S. and Unterspan. J. A., "Effect of Rust and Scale on the Bond Characteristics of Deformed Reinforcing Bars," ACI JOURNAL. Proceedings V. 65, No. 9, Sept. 1968, pp. 743-756. 7.5. Sason, A. S. "Evaluation of Degree of Rusting on Prestressed Concrete Strand." PCI Journal, V. 37, No. 3, May-June 1992, pp. 25-30. 7.6. ACI Committee 117, "Standard Tolerances for Concrete Construction and Materials (ACI 117-90)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 22 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 7.7. PCI Design Handbook: Precast and Prestressed Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1992, 580 pp.

Concrete,

4th

Edition,

7.8. ACI Committee 408, "Bond Stress-The State of the Art," ACI JOURNAL, Proceedings V. 63, No. 11, Nov. 1966, pp. 1161-1188. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 5

7.9. "Standard Specifications for Highway Bridges," 15th Edition, American Association of State Highway and Transportation Officials, Washington, D.C., 1992, 686 pp. 7.10. Deatherage, J. H., Burdette, E. G. and Chew, C. K., "Development Length and Lateral Spacing Requirements of Prestressing Strand for Prestressed Concrete Bridge Girders," PCI Journal, V. 39. No. 1, Jan.-Feb. 1994, pp. 70-83. 7.11. Russell, B. W., and Burns, N. H. "Measured Transfer Lengths of 0.5 and 0.6 in. Strands in Pretensioned Concrete," PCI Journal, V. 4 1, No. 5, Sept.-Oct. 1996, pp. 44-65. 7.12. ACI Committee 362, “Design of Parking Structures (ACI 362 IR –97),” American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1997, 40 pp. 7.13. Hanson, N. W., and Conner, H. W., "Seismic Resistance of Reinforced Concrete Beam-Column Joints," Proceedings, ASCE, V. 93, ST5, Oct. 1967, pp. 533-560. 7.14. ACI-ASCE Committee 352, "Recommendations for Design of Beam-Column Joints in Monolithic Reinforced Concrete Structures (ACI 352R-91)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 18 pp. Also ACl Manual of Concrete Practice. 7.15. Pfister, J. F., "Influence of Ties on the Behavior of Reinforced Concrete Columns," ACI JOURNAL, Proceedings V. 61, No. 5, May 1964, pp. 521-537. 7.16. Gilbert, R. l., "Shrinkage Cracking in Fully Restrained Concrete Members." ACI Structural Journal, V. 89, No. 2, Mar.-Apr. 992, pp. 141-149. 7.17. "Design and Typical Details of Connections for Precast and Prestressed Concrete," MNL- 123-88, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1988, 270 pp. 7.18. PCI Building Code Committee, "Proposed Design Requirements for Precast Concrete," PCI Journal, V. 31, No. 6, Nov.-Dec. 1986, pp. 32-47. 7.19. Nilson, A. H. “Diseño de Estructuras de Concreto”, Duodécima Edición, McGraw-Hill. 7.20. “Notes on ACI 318-99 Building Code Requirements for Structural Concrete,“ Portland Cement Association, Edit. Fanella, Munshi & Rabbat. 7.21. “changing from ACI 318-99 to ACI 318-02 What´s new?,” Concrete International, Jun 2001, pp 69-183. Bibliografía, Capítulo 8 8.1. Fintel, M.; Ghosh, S. K.; and lyengar, H., Column Shortening in Tall Buildings-Prediction and Compensation. EB 108D, Portland Cement Association, 1986, 34 pp. 8.2. Cohn, M. Z., "Rotational Compatibility in the Limit Design of Reinforced Concrete Continuous Beams," Flexural Mechanics of Reinforced Concrete. SP-12, American Concrete Institute/American Society of Civil Engineers, Farmington Hills, MI, 1965, pp. 359-382.


Bibliografía - 6

8.3. Mattock, A. H., "Redistribution of Design Bending Moments in Reinforced Concrete Continuous Beams," Proceedings, Institution of Civil Engineers (London), V. 13, 1959, pp. 35-46. 8.4.Mast, R. F., “Unified Design Provision for Reinforced and Prestressed Concrete Flexural and Compression Members,” ACI Structural Journal, V. 89, No. 2, Mar-Apr., 1992, pp 185-199. 8.5. Pauw, Adrian. "Static Modulus of Elasticity of Concrete as Affected by Density," ACI JOURNAL, Proceedings V. 57, No. 6, Dec. 1960, pp. 679-687. 8.6. ASTM C 469-94, "Test Method for Static Modulus of Elasticity and Poisson's Ratio of Concrete in Compression," ASTM, West Coshohocken, PA. 8.7. "Handbook of Frame Constants." Portland Cement Association, Skokie, IL., 1972, 34 pp. 8.8. "Continuity in Concrete Building Frames," Portland Cement. Association, Skokie, IL., 1959, 56 pp. Bibliografía, Capítulo 9 9.1. “Minimum Design Loads for Building and Other Structures,” ASCE 7-98, American Society of Civil Engineers , Reston, VA, 337 pp. 9.2. “International Building Code,” International Code Council, Falls Church, VA, 2000. 9.3. “Minimum Design Loads for Building and Other Structures (ASCE 7-93),” ASCE, New York, 1993, 134 pp. 9.4 “BOCA National Building Code, 13 th Edition,” Building Officials and Code Administration International, Inc., Country Club Hills, IL, 1993, 357 pp. 9.5. “Standard Building Code;” Southern Building Code Congress International, Inc., Birmingham, AL, 1994, 656 pp. 9.6. “Uniform Building Code, V. 2, Structural Engineering Design Provisions,” International Conference of Building Officials, Whittier, CA, 1997, 492 pp. 9.7. MacGregor, J. G., "Safety and Limit States Design for Reinforced Concrete," Canadian Journal of Civil Engineering, V. 3, No. 4, Dec. 1976, pp. 484-513. 9.8. Winter, G., "Safety and Serviceability Provisions in the ACI Building Code," Concrete Design: U.S. and European Practices, SP-59, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1979, pp. 35-49. 9.9. Nowak, A. S. and Szerszen, M. M. “Reliability-Based Calibration for Structural Concrete,” Report UMCEE 01-04, Department of Civil and Environmental Engineering, University of Michigan, Ann Arbor, MI, Nov. 2001. 9.10. Mast, R. F., “Unified Design Provision for Reinforced and Prestressed Concrete Flexural and Compression Members,” ACI Structural Journal, V. 89, No. 2, Mar-Apr. , 1992, pp 185Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 7

199. 9.11. Deflections of Concrete Structures, SP-43, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1974, 637 pp. 9.12. ACI Committee 213, "Guide for Structural Lightweight Aggregate Concrete (ACI 213R-87)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1987, 27 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 9.13. Branson, D. E. "Instantaneous and Time-Dependent Deflections on Simple and Continuous Reinforced Concrete Beams," HPR Report No. 7, Part 1. Alabama Highway Department, Bureau of Public Roads, Aug. 1965, pp. 1-78. 9.14. ACI Committee 435, "Deflections of Reinforced Concrete Flexural Members (ACI 435.2R-66) (Reapproved 1989)," ACI JOURNAL, Proceedings V. 63, No. 6, June 1966, pp. 637-674. Also ACI Manual of Concrete Practice. 9.15. Subcommittee 1, ACI Committee 435, "Allowable Deflections (ACI 435.3R-68) (Reapproved 1989)," ACI JOURNAL, Proceedings V. 65, No. 6, June 1968, pp. 433-444. Also ACI Manual of Concrete Practice. 9.16. Subcommittee 2, ACI Committee 209, "Prediction of Creep, Shrinkage, and Temperature Effects in Concrete Structures (ACI 209R-92)," Designing for the Effects of Creep, Shrinkage, and Temperature in Concrete Structures, SP-27, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1971, pp. 51-93. 9.17. ACI Committee 435, "Deflections of Continuous Concrete Beams (ACI 435.5R-73)(Reapproved 1989)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1973, 7 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 9.18. ACI Committee 435, "Proposed Revisions by Committee 435 to ACI Building Code and Commentary Provisions on Deflections," ACI JOURNAL, Proceedings V. 75, No. 6, June 1978, pp. 229-238. 9.19. Branson, D. E., “Compression Steel Effect on Long Time Deflections,” ACI JOURNAL, Proceedings V 68, No. 8, Aug. 1971, pp 555-559 9.20. Branson, D. E., Deformation of Concrete Structures. McGraw-Hill Book Co., New York, 1977, 546 pp. 9.21. Shaikh, A. F., and Branson, D. E., "Non-Tensioned Steel in Prestressed Concrete Beams," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 15, No. 1, Feb. 1970, pp. 14-36. 9.22. Branson, D. E., discussion of "Proposed Revision of ACI 31863: Building Code Requirements for Reinforced Concrete," by ACI Committee 318, ACI JOURNAL, Proceedings V. 67, No. 9, Sept. 1970, pp. 692-695. 9.23. PCI Design Handbook – Precast and Prestressed Concrete, Precast/Presttressed Concrete Institute, Chicago, IL, 1998, pp 4-68 to 4-72.


5th

Edition,

Bibliografía - 8

9.24. Mast, R. F., “Analysis of Cracked Prestressed Concrete Sections: A Practical Approach,” PCI Journal, V. 43, No. 4, July-Aug. 1998. 9.25. Branson, D. E.; Meyers, B. L.; and Kripanarayanan. K. M., "Time-Dependent Deformation of Noncomposite and Composite Prestressed Concrete Structures," Symposium on Concrete Deformation, Highway Research Record 324, Highway Research Board. 1970, pp. 15-43. 9.26. Ghali, A., and Favre, R., Concrete Structures: Stresses and Deformations, Chapman and Hail, New York, 1986, 348 pp. Bibliografía, Capítulo 10 10.1. Nedderman, H., "Flexural Stress Distribution in Extra High Strength Concrete," MS thesis, University of Texas at Arlington, 1973. 10.2. Karr, P. H.; Hanson, N. W; and Capell, H. T.; "Stress-Strain Characteristics of High Strength Concrete," Douglas McHenry International Symposium on Concrete and Concrete Structures, SP55, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1978, pp. 161-185. 10.3. Mattock, A. H.; Kriz, L. B., and Hognestad, E., "Rectangular Concrete Stress Distribution in Ultimate Strength Design," ACI JOURNAL, Proceedings V. 57, No. 8, Feb. 1961, pp. 875-928. 10.4. ACI Design Handbook, Vol. 2 - Columns, SP- 17A(90), American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1990, pp. 161-163 and 207-221. 10.5. CRSI Handbook, 7th Edition, Concrete Reinforcing Steel Institute, Schaumberg, IL., 1992, 840 pp. 10.6. Bresler, B., "Design Criteria for Reinforced Concrete Columns under Axial Load and Biaxial Bending," ACI JOURNAL, Proceedings V. 57, No. 5, Nov. 1960, pp. 481-490. 10.7. Parme, A. L.; Nieves, J. M.; and Gouwens, A., "Capacity of Reinforced Rectangular Columns Subjected to Biaxial Bending," ACI JOURNAL. Proceedings V. 63, No. 9, Sept. 1966, pp. 911-923. 10.8. Heimdahl, P. D., and Bianchini, A. C., "Ultimate Strength of Biaxially Eccentrically Loaded Concrete Columns Reinforced with High Strength Steel," Reinforced Concrete Columns, SP-50, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1975, pp. 100-101. 10.9. Furlong, R. W., "Concrete Columns Under Biaxially Eccentric Thrust," ACI JOURNAL, Proceedings V. 76, No. 10, Oct. 1979, pp. 1093-1118. 10.10. Hansell, W., and Winter, G., "Lateral Stability of Reinforced Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings V. 56, No. 3, Sept. 1959, pp. 193-214. 10.11. Sant, J. K., and Bletzacker, R. W., "Experimental Study of Lateral Stability of Reinforced Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings V. 58, No. 6, Dec. 1961, pp. 713-736.


Bibliografía - 9

10.12. Gergely, P., and Lutz, L. A., "Maximum Crack Width in Reinforced Concrete Flexural Members," Causes, Mechanism, and Control of Cracking in Concrete, SP-20, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1968, pp. 87-117. 10.13. Kaar, P. H., "High Strength Bars as Concrete Reinforcement, Part 8: Similitude in Flexural Cracking of T-Beam Flanges,” Journal, PCA Research and Development Laboratories, V. 8, No. 2, May 1966, pp. 2-12. 10.14. Base, G. D., Reed, J. B.; Beeby, A. W.; and Taylor, H. P. J., "An Investigation of the Crack Control Characteristics of Various Types of Bar in Reinforced Concrete Beams," Research Report No. 18, Cement and Concrete Association, London, Dec. 1966,44 pp. 10.15. Beeby, A. W., "The Prediction of Crack Widths in Hardened Concrete," The Structural Engineer, V. 57A, No. 1, UK, Jan. 1979, pp. 9-17. 10.16. Frosch, R. J., "Another Look at Cracking and Crack Control in Reinforced Concrete," ACI Structural Journal, V. 96, No. 3, May-June 1999, pp. 437-442. 10.17. ACI Committee 318, "Closure to Public Comments on ACI 318-99," Concrete International, May 1999, pp. 318-1 to 318-50. 10.18. Darwin, D., et al., "Debate: Crack Width, Cover, and Corrosion," Concrete International, V. 7, No. 5, May 1985, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, pp. 20-35. 10.19. Oesterle, R. G., "The Role of Concrete Cover in Crack Control Criteria and Corrosion Protection," RD Serial No. 2054, Portland Cement Association, Skokie, IL, 1997. 10.20. Chow, L., Conway, H.; and Winter, G., "Stresses in Deep Beams," Transactions, ASCE, V. 118, 1953, pp. 686-708. 10.21. "Design of Deep Girders," IS079D, Portland Cement Association, Skokie, IL., 1946, 10 pp. 10.22. Park, R., and Paulay, T., Reinforced Concrete Structures, Wiley-Inter-Science, New York, 1975, 769 pp. 10.23. Furlong, R. W., "Column Slenderness and Charts for Design," ACI JOURNAL. Proceedings V. 68, No. 1, Jan. 1971, pp. 9- 18. 10.24. "Reinforced Concrete Column Investigation-Tentative Final Report of Committee 105," ACI JOURNAL, Proceedings V. 29, No. 5, Feb. 1933, pp. 275-282. 10.25. MacGregor, J. G., "Design of SIender Concrete Column., Revisited," ACI Structural Journal, V. 90, No. 3, May-June 1993 pp. 302-309. 10.26. MacGregor. J. G.; Breen, J. E.; and Pfrang. E. 0., "Design of Slender Concrete Columns," ACI JOURNAL, Proceedings V. 67, No. 1, Jan. 1970, pp. 6-28. 10.27. Ford, 1. S.; Chang, D. C., and Breen, J. E., "Design lndications from Tests of Unbraced Multipanel Concrete Frames. "Concrete International: Design and Construction, V. 3, No. 3, Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 10

Mar. 1981, pp. 37-47. 10.28. MacGregor, J. G., and Hage, S. E., "Stability Analysis and Design Concrete," Proceedings, ASCE, V. 103, No. ST 10, Oct. 1977. 10.29. Grossman, J. S., "Slender Concrete Structures-The New Edge," ACI Structural Journal, V. 87, No. 1, Jan.-Feb. 1990, pp. 39-52. 10.30. Grossman, J. S., "Reinforced Concrete Design," Building Structural Design Handbook, R. N. White and C. G. Salmon, eds., John Wiley and Sons, New York, 1987. 10.31. "Guide to Design Criteria for Metal Compression Members," 2nd Edition, Column Research Council, Fritz Engineering Laboratory, Lehigh University, Bethlehem , Penn., 1966. 10.32. ACI Committee 340, Design Handbook in Accordance with the Strength Design Method of ACI 318-77, V. 2-Columns, SP-17A(78), American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1978, 228 pp. 10.33. "Code of Practice for the Structural Use of Concrete, Part 1. Design Materials and Workmanship," CP110: Part 1, British Standards Institution, London, Nov. 1972, 154 pp. 10.34. Cranston, W. B., "Analysis and Design of Reinforced Concrete Columns," Research Report No. 20, Paper 41.020, Cement and Concrete Association, London, 1972, 54 pp. 10.35. Mirza, S. A.; Lee, P. M.; and Morgan, D. L, "ACI Stability Resistance Factor for RC Columns," ASCE Structural Engineering, American Society of Civil Engineers, V. 113, No. 9, Sept. 1987, pp. 1963-1976. 10.36. Mirza, S. A., "Flexural Stiffness of Rectangular Reinforced Concrete Columns," ACI Structural Journal, V. 87, No. 4, July-Aug. 1990, pp. 425-435. 10.37. Lai, S. M. A., and MacGregor, J. G., "Geometric Nonlinearities in Unbraced Multistory Frames," ASCE Structural Engineering, American Society of Civil Engineers, V. 109, No. 11, Nov. 1983, pp. 2528-2545. 10.38. Bianchini, A. C.; Woods, Robert E.; and Kesler, C. E., "Effect of Floor Concrete Strength on Column Strength," ACI JOURNAL, Proceedings V. 56, No. 11, May 1960, pp. 1149-1169. 10.39.Ospina, C. E., and Alexander, S. D. B., “ Transmission of Interior Concrete Column Loads through Floors,” ASCE Journal of Structural Engineering, V. 124, No. 6, 1998. 10.40. Everard, N. J., and Cohen, E., "Ultimate Strength Design of Reinforced Concrete Columns," SP-7, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1964, 182 pp. 10.41. Hawkins. N. M., "Bearing Strength of Concrete Loaded through Rigid Plates," Magazine of Concrete Research (London),V. 20, No. 62, Mar. 1968, pp. 31-40.


Bibliografía - 11

Bibliografía, Capítulo 11 11.1. ACI-ASCE Committee 426, "Shear Strength of Reinforced Concrete Members (ACI 426R-74) (Reapproved 1980)," Proceedings, ASCE, V. 99, No. ST6, June 1973, pp. 1148-1157. 11.2. MacGregor, J. G., and Hanson, J. M., "Proposed Changes in Shear Provisions for Reinforced and Prestressed Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings V. 66, No. 4, Apr. 1969, pp. 276-288. 11.3. ACI-ASCE, Committee 326 (now 426), "Shear and Diagonal Tension," ACI JOURNAL, Proceedings V. 59, No. 1, Jan. 1962, pp. 1-30; No. 2, Feb. 1962, pp. 277-334; and No. 3, Mar. 1962, pp. 352-396. 11.4. Barney, G. B.; Corley, W. G.; Hanson, J. M.; and Parmelee, R. A., "Behavior and Design of Prestressed Concrete Beams with Large Web Openings," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 22, No. 6, Nov.-Dec. 1977, pp. 32-61. 11.5. Schlaich, J.; Schafer, K.; and Jennewein, M., "Toward a Consistent Design of Structural Concrete," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 32, No. 3, May-June 1987, pp. 74-150. 11.6. Joint Committee, "Recommended Practice and Standard Specification for Concrete and Reinforced Concrete," Proceedings, ASCE, V. 66, No. 6, Part 2, June 1940, 81 pp. 11.7. Mphonde, A. G., and Frantz, G. C., "Shear Tests of High- and Low-Strength Concrete Beams without Stirrups," ACI JOURNAL, Proceedings V. 81, No. 4, July-Aug. 1984, pp. 350-357. 11.8. Elzanaty, A. H.; Nilson, A. H.; and Slate, F. 0., "Shear Capacity of Reinforced Concrete Beams Using High Strength Concrete, "ACI JOURNAL, Proceedings V. 83, No. 2, Mar.-Apr. 1986, pp. 290-296. 11.9. Roller, J. J., and Russell, H. G., "Shear Strength of High Strength Concrete Beams with Web Reinforcement," ACI Structural Journal, V. 87, No. 2, Mar.-Apr. 1990, pp. 191-198. 11.10. Johnson, M. K., and Ramirez, J. A., “Minimum Amount of Shear Reinforcement in High Strength Concrete Members,” ACI Structural Journal, V.86, No. 4, July-Aug.1989, pp 376-382 11.11. Ozcebe, G., Ersoy, U. And Tankut, T., “Evaluation of Minimum Shear Reinforcement for Higher Strength Concrete” ACI Structural Journal, V. 96, No. 3, May-June 1999, pp 361-368. 11.12. lvey, D. L., and Buth, E., "Shear Capacity of Lightweight Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings V. 64, No. l 0, Oct. 1967, pp. 634-643. 11.13 Hanson, J. A., "Tensile Strength and Diagonal Tension Resistance of Structural Lightweight Concrete," ACI JOURNAL, Proceedings V. 58, No. 1, July 1961, pp. 1-40.


Bibliografía - 12

11.14. Kani, G. N. J., "Basic Facts Concerning Shear Failure," ACI JOURNAL, Proceedings V. 63, No. 6, June 1966, pp. 675-692. 11.15. Kani, G. N. J., "How Safe Are Our Large Reinforced Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings V. 64, No. 3, Mar. 1967, pp. 128-141. 11.16. Faradji, M. l., and Diaz de Cossio, R., "Diagonal Tension in Concrete Members of Circular Section" (in Spanish) Instituto de Ingeniería, México (translation by Portland Cement Association, Foreign Literature Study No. 466). 11.17. Khalifa, J. U., and Collins, M. P., "Circular Reinforced Concrete Members Subjected to Shear," Publications No. 81-08, Department of Civil Engineering, University of Toronto, Dec. 1981. 11.18. PCI Design Handbook-Precast and Prestressed Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1992, 580 pp.

Concrete,

4th

Edition,

11.19. ACI Committee 318, "Commentary on Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318-63)", SP-10, American Concrete Institute, Farmington Hills, Mich., 1965, pp. 78-84. 11.20. Guimares, G. N.; Kreger, M. E.; and Jirsa, J. 0., "Evaluation of Joint-Shear Provisions for Interior Beam-Column-Slab Connections Using High Strength Materials," ACI Structural Journal, V. 89, No. 1, Jan.-Feb. 1992, pp. 89-98. 11.21. Griezic, A.; Cook, W. D.; and MitcheII, D., "Tests to Determine Performance of Deformed Welded-Wire Fabric Stirrups," ACI Structural Journal, V. 9 1, No. 2, Mar.-Apr. 1994, pp. 211- 220. 11.22. Furlong, R. W.; Fenves, G. L.; and Kasl, E. P., "Welded Structural Wire Reinforcement for Columns, " ACI Structural Journal, V. 88, No. 5, Sept.-Oct. 1991, pp. 585-591. 11.23. Angelakos, D., Bentz, E. C. and Collins, M. D., “Effect of Concrete Strength and Minimum Stirrups on Shear Strength of Large Members,” ACI Structural Journal, V.98, No. 3, May-June 2001, pp 290-300. 11.24. Olesen, S. E., Sozen, M. A., and Siess, C. P., "Investigation of Prestressed Reinforced Concrete for Highway Bridges. Part IV: Strength in Shear of Beams with Web Reinforcement," Bulletin No. 493, University of Illinois, Engineering Experiment Station, Urbana, 1967. 11.25. Anderson, N. S., and Ramirez, J. A., "Detailing of Stirrup Reinforcement, " ACI Structural Journal, V. 86, No. 5, Sept.-Oct. 1989, pp. 507-515. 11.26. Leonhardt, F. and Walther, R., "The Stuttgart Shear Tests," C&CA Translation, No. 111, Cement and Concrete Association, 1964, London, 134 pp. 11.27. MacGregor, J. G., and Ghoneim, M. G., "Design for Torsion," ACI Structural Journal, V. 92, No. 2, Mar.-Apr. 1995, pp. 211-218.


Bibliografía - 13

11.28 Hsu. T. T. C., “ACI Shear and Torsion Provisions for Prestressede Hollow Girders,” ACI Structural Journal, V. 94, No. 6, Nov-Dec. 1997, pp. 787-799. 11.29. Hsu, T. T. C., “Torsion of Structural Concrete – Behaviour of Reinforced Concrete Rectangular Members,” Torsion of Structural Concrete, SP-18, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1968, pp. 291-306 11.30. Collins, M. P., and Lampert, P., "Redistribution of Moments at Cracking-The Key to Simpler Torsion Design?" Analysis of Structural Systems for Torsion, SP-35, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1973, pp. 343-383. 11.31. Hsu, T. T. C., and Burton, K. T., "Design of Reinforced Concrete Spandrel Beams," Proceedings, ASCE, V. 100, No. ST1, Jan. 1974, pp. 209-229. 11.32. Hsu, T. C., "Shear Flow Zone in Torsion of Reinforced Concrete," ASCE Structural Engineering, American Society of Civil Engineers, V. 116, No. 11, Nov. 1990, pp. 3206-3226. 11.33. Mitchell. D., and Collins, M. P., "Detailing for Torsion," ACI JOURNAL, Proceedings V. 73, No. 9, Sept. 1976, pp. 506-511. 11.34. Behera, U., and Rajagopalan, K. S., "Two-Piece U-Stirrups in Reinforced Concrete Beams," ACI JOURNAL, Proceedings, V. 66, No. 7, July 1969, pp. 522-524. 11.35. Birkeland, P. W., and Birkeland, H. W., "Connections in Precast Concrete Construction," ACI JOURNAL, Proceedings V. 63, No. 3, Mar. 1966, pp. 345-368. 11.36. Mattock, A. H., and Hawkins, N. M., "Shear Transfer in Reinforced Concrete - Recent Research," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 17, No. 2, Mar.-Apr. 1972, pp. 55-75. 11.37. Mattock, A. H.; Li, W. K.; and Want, T. C., "Shear Transfer in Lightweight Reinforced Concrete," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 21, No. 1, Jan.-Feb. 1976, pp. 20-39. 11.38. Mattock, A. H., "Shear Transfer in Concrete Having Reinforcement at an Angle to the Shear Plane," Shear in Reinforced Concrete, SP-42, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1974, pp. 17-42. 11.39. Mattock, A. H., discussion of "Considerations for the Design of Precast Concrete Bearing Wall Buildings to Withstand Abnormal Loads," by PCI Committee on Precast Concrete Bearing Wall Buildings, Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 22, No. 3, May-June 1977, pp. 105-106. 11.40. "Chapter I-Composite Members," Load and Resistance Factor Design Specification for Structural Steel for Buildings, American Institute of Steel Construction, Chicago, Sept. 1986, pp. 51-58. 11.41. Mattock, A. H.; Johal, L.; and Chow, H. C., "Shear Transfer in Reinforced Concrete with Moment or Tension Acting Across the Shear Plane," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 20, No. 4, July-Aug. 1975, pp. 76-93. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 14

11.42. Rogowsky, D. M., and MacGregor, J. G.. "Design of Reinforced Concrete Deep Beams," Concrete International: Design and Construction, V. 8, No. 8, Atig. 1986. pp. 46-58. 11.43. Marti, P., "Basic Tools of Reinforced Concrete Beam Design," ACI JOURNAL, Proceedings V. 82, No. 1, Jan.-Feb. 1985, pp. 46-56. 11.44. Crist, R. A., "Shear Behavior of deep Reinforced Concrete Beams," Proceedings, Symposium on the Effects of Repeated Loading of Materials and Structural Elements (Mexico City, 1966), V. 4, RILEM, Paris, 31 pp. 11.45. Kriz, L. B., and Raths, C. H., "Connections in Precast Concrete Structures-Strength of Corbels," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. l 0, No. 1, Feb. 1965, pp. 16-47. 11.46. Mattock, A. H.; Chen, K. C.; and Soongswang, K., "The Behavior of Reinforced Concrete Corbels," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 21, No. 2, Mar.-Apr. 1976, pp. 52-77. 11.47. Cardenas, A. E.; Hanson, J. M.; Corley, W. G.; and Hognestad, E., "Design Provisions for Shear Walls," ACI JOURNAL, Proceedings V. 70, No. 3, Mar. 1973, pp. 221-230. 11.48. Barda, F.; Hanson, J. M., and Corley, W. G., "Shear Strength of Low-Rise Walls with Boundary Elements," Reinforced Concrete Structures in Seismic Zones, SP-53, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1977, pp. 149-202. 11.49. Hanson, N. W., and Conner, H. W., "Seismic Resistance of Reinforced Concrete Beam-Column Joints," Proceedings, ASCE, V. 93, ST5, Oct. 1967, pp. 533-560. 11.50. ACI-ASCE Committee 352, "Recommendations for Design of Beam-Column Joints in Monolithic Reinforced Concrete Structures (ACI 352R-91)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 18 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 11.51. ACI-ASCE Committee 426, "The Shear Strength of Reinforced Concrete Members," Proceedings, ASCE, V. 100, No. ST8. Aug. 1974, pp. 1543-1591. 11.52. Vanderbilt, M. D., "Shear Strength of Continuous Plates," Journal of the Structural Division, ASCE, V. 98, No. ST5, May 1972, pp. 961-973. 11.53. ACI-ASCE Committee 423, "Recommendations for Concrete Members Prestressed with Unbonded Tendons (ACI 423.3R-89)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 18 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 11.54. Burns, N. H., and Hemakom, R., "Test of Scale Model of Post-Tensioned Flat Plate," Proceedings, ASCE, V. 103, ST6, June 1977, pp. 1237-1255. 11.55. Hawkins, N. M., "Shear Strength of Slabs with Shear Reinforcement," Shear in Reinforced Concrete, SP-42, V. 2, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1974, pp. 785-815. 11.56. Broms, C. E., “Shear Reinforcement for Deflection Ductility of Flat Plates,” ACI Structural Journal, V. 87, No. 6, Nov-Dec. 1990, pp. 696-705. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 15

11.57. Yamada, T., Nanni, A., and Endo, K., “Punching Shear Resistance of Flat Slabs: Influence of Reinforcement Type and Ratio,” ACI Structural Journal, V, 88, No. 4, July-Aug. 1991, pp. 555-563. 11.58. Hawkins, N. M., Mitchell, D. and Hannah, S. N., “The Effects of Shear Reinforcement on Reversed Cyclic Loading Behavior of Flat Plate Structures,” Canadian Journal of Civil Engineering (Ottawa), V. 2, 1975, pp. 572-582. 11.59. ACI-ASCE Committee 421, “Shear Reinforcement for Slabs (ACI 421.IR-99),” American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1999, 15 pp. 11.60. Corley, W. G., and Hawkins. N. M., "Shearhead Reinforcement for Slabs," ACI JOURNAL, Proceedings V. 65, No. 10, Oct. 1968, pp. 811-824. 11.61. Hanson, N. W., and Hanson, J. M., "Shear and Moment Transfer between Concrete Slabs and Columns," Journal, PCA Research and Development Laboratories, V. 10, No. 1, Jan. 1968, pp. 2-16. 11.62. Hawkins, N. M., "Lateral Load Resistance of Unbonded Post-Tensioned Flat Plate Construction," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 26, No. 1, Jan.-Feb. 1981, pp. 94-115. 11.63. Hawkins, N. M., and Corley, W. G., "Moment Transfer to Columns in Slabs with Shearhead Reinforcement," Shear in Reinforced Concrete, SP-42, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1974, pp. 847-879.

Bibliografía, Capítulo 12 12.1. ACI Committee 408, “Bond Stress-The State of the Art,” ACI Journal, Proceedings V. 63, No. 11, Nov. 1966, pp. 1161-1188. 12.2. ACI Committee 408, “Suggested Development, Splice, and Standard Hook Provisions for Deformed Bars in Tension,” (ACI 408.1R-90), American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1990, 3 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 12.3. Jirsa, J. O.; Lutz, L. A.; and Gergely, P., “Rationale for Suggested Development, Splice, and Standard Hook Provisions for Deformed Bars in Tension,” Concrete International: Design & Construction, V. 1, No. 7, July 1979, pp. 47-61. 12.4. Jirsa, J.O., and Breen, J. E., “Influence of Casting Position and Shear on Development and Splice Length-Design Recommendations,” Research Report 242-3F, Center for Transportation Research, Bureau of Engineering Research, University of Texas at Austin, Nov. 1981. 12.5. Jeanty, P. R.; Mitchell, D.; and Mirza, M. S., “Investigation of ‘Top Bar’ Effects in Beams,” ACI Structural Journal V. 85, No. 3, May-June 1988, pp. 251-257.


Bibliografía - 16

12.6. Treece, R. A., “Bond Strength of Epoxy-Coated Reinforcing Bars,” Master’s Thesis, Department of Civil Engineering, University of Texas at Austin, May 1987. 12.7. Johnston, D. W., and Zia, P., “Bond Characteristics of Epoxy-Coated Reinforcing Bars,” Department of Civil Engineering, North Carolina State University, Report No. FHWA/NC/82002, Aug. 1982. 12.8. Mathey, R. G., and Clifton, J. R., “Bond of Coated Reinforcing Bars in Concrete,” Journal of the Structural Division, ASCE, V. 102, No. ST1, Jan. 1976, pp. 215-228. 12.9. Orangun, C. 0.; Jirsa, J. 0.; and Breen, J. E., "A Reevaluation of Test Data on Development Length and Splices," ACI JOURNAL, Proceedings V. 74, No. 3, Mar. 1977, pp. 114-122. 12.10. Azizinamini, A., Pavel, R.,Hatfield, E. and Ghosh, S. K., “Behavior of Spliced Beinforcing Bars Embedded in High Strength Concrete,” ACI Structural Journal, V. 96, No. 5, Sep-Oct. 1999, pp 826-835. 12.11. Azizinamini, A., Darwin, D., Eligehausen, R., Pavel, R. and Ghosh, S. K., “Proposed Modifications to ACI 318-95 Development and Splice Provisions for High-Strength Concrete,” ACI Structural Journal, V. 96, No. 6, Nov-Dec. 1999, pp. 922-926. 12.12. Jirsa, J. O., and Marques, J. L. G., “A Study of Hooked Bar Anchorages in BeamColumn Joints,” ACI JOURNAL, Proceedings, V.72, No. 5, May 1975, pp. 198-200. 12.13. Hamad, B.S.; Jirsa J.O.; and D’Abreu, N. I., “Anchorage Strength of Epoxy-Coated Hooked Bars”, ACI Structural Journal, V. 90, No. 2, Mar.-Apr. 1993, pp. 210-217. 12.14. Bartoletti, S. J., and Jirsa, J. O., “Effects of Epoxy-Coating on Anchorage and Development of Welded Wire Fabric,” ACI Structural Journal, V. 92, No. 6, Nov-Dec. 1995, pp. 757-764 12.15. Rose, D. R. and Russell, B. W., 1997, “Investigation of Standardized Tests to Measure the Bond Performance of Prestressing Strand,” PCI Journal, V. 42, No. 4, Jul-Aug, 1997, pp. 56-60. 12.16. Logan, D. R., “Acceptance Criteria for Bond Quality of Strand for Pretensioned Prestressed Concrete Applications,” PCI Journal, V. 42, No. 2, Mar-Apr. 1997, pp 52-90. 12.17. Martin, L. and Korkosz, W., “Strength of Prestressed Members at Section Where Strands Are Not Fully Developed,” PCI Journal, V. 40, No. 5, Sep-Oct. 1995, pp. 58-66. 12.18. PCI Design Handbook – Precast and Prestressed Concrete, 5th Edition, Precast/ Prestressed Concrete Institute, Chicago, IL. 1998, pp. 4-27 to 4-29. 12.19. Kaar, P., and Magura, D., “Effect of Strand Blanketing on Performance of Pretensioned Girders,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 10, No. 6, Dec. 1965, pp. 20-34. 12.20. Hanson, N. W., and Kaar, P. H., “Flexural Bond Tests Pretensioned Beams,” ACI Journal, Proceedings, V. 55, No. 7, Jan. 1959. pp. 783-802. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 17

12.21. Kaar, P. H.; La Fraugh, R. W.; and Mass, M.A., “Influence of Concrete Strength on Strand Transfer Length,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 8, No. 5, Oct. 1963, pp. 47-67. 12.22. Rabbat, B. G.; Kaar, P. H.; Russell, H. G.; and Bruce, R. N., Jr., “Fatigue Tests of Pretensioned Girders with Blanketed and Draped Strands,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 24, No. 4, July-Aug. 1979, pp. 88-114. 12.23. Rogowsky, D.M., and MacGregor, J. G., “Design of Reinforced Concrete Deep Beams,” Concrete International: Design & Construction, V. 8, No. 8, Aug. 1986, pp. 46-58. 12.24. Joint PCI/WRI Ad Hoc Committee on Welded Wire Fabric for Shear Reinforcement, “Welded Wire Fabric for Shear Reinforcement,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 25, No. 4, July-Aug. 1980, pp. 32-36. 12.25. Pfister, J. F., and Mattock, A. H., “High Strength Bars as Concrete Reinforcement, Part 5: Lapped Splices in Concentrically Loaded Columns,” Journal, PCA Research and Development Laboratories, V. 5, No. 2, May 1963, pp. 27-40. 12.26. LLoyd, J. P., and Kesler, C.E. “Behavior of One-Way Slabs Reinforced with Deformed Wire and Deformed Wire Fabric,” T&AM Report No. 323, University of Illinois,1969, 129 pp. 12.27. LLoyd, J. P., “Splice Requirements for One-Way Slabs Reinforced with Smooth Welded Wire Fabric,” Publication No. R(S)4, Civil Engineering, Oklahoma State University, June 1971, 37 pp. 12.28. Boletín 211 del CEB, “Protection System for Reinforcement,” Feb. 1992. 12.29. Publicación CEB, “Coating Protection for Reinforcement,” State of the Art Report, Thomas, 1995. Bibliografía, Capítulo 13 13.1. Hatcher, D. S.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Test of a Reinforced Concrete Flat Plate," Proceedings, ASCE, V. 91, ST5, Oct. 1965, pp. 205-231. 13.2. Guralnick, S. A., and LaFraugh, R. W., "Laboratory Study of a Forty-Five-Foot Square Flat Plate Structure," ACI JOURNAL. Proceedings V. 60, No. 9, Sept. 1963, pp. 1107-1185. 13.3. Hatcher, D. S.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Test of a Reinforced Concrete Flat Slab," Proceedings, ASCE, V. 95, No. ST6, June 1969, pp. 1051-1072. 13.4. Jirsa, J. O.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Test of a Flat Slab Reinforced with Welded Wire Fabric," Proceedings, ASCE, V. 92, No. ST3, June 1966, pp. 199-224. 13.5. Gamble, W. L.; Sozen. M. A..; and Siess, C. P., "Tests of a Two-Way Reinforced Concrete Floor Slab," Proceedings, ASCE, V. 95, No. ST6, June 1969, pp. 1073-1096.


Bibliografía - 18

13.6. Vanderbilt, M. D.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Test of a Modified Reinforced Concrete Two-Way Slab," Proceedings, ASCE, V. 95, No. ST6, June 1969, pp. 1097-1116. 13.7. Xanthakis, M., and Sozen, M. A., "An Experimental Study of Limit Design in Reinforced Concrete Flat Slabs," Civil Engineering Studies. Structural Research Series No. 277, University of Illinois, Dec. 1963, 159 pp. 13.8. ACI Design Handbook, V. 3-Two-Way Slabs, SP- 17(91)(S), American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 104 pp. 13.9.Mitchell,D.,and Cook, W.D., "Preventing Progressive Collapse of Slab Structures," Journal of Structural Engineering, V. 110, No. 7, July 1984, pp. 1513-1532. 13.10. Carpenter, J. E.; Kaar, P. H.; and Corley, W. G., "Design of Ductile Flat-Plate Structures to Resist Earthquakes," Proceedings, Fifth World Conference on Earthquake Engineering Rome, June 1973, International Association for Earthquake Engineering, V. 2, pp. 2016-2019. 13.11. Morrison, D. G., and Sozen, M. A., "Response to Reinforced Concrete Plate-Column Connections to Dynamic and Static Horizontal Loads," Civil Engineering Studies, Structural Research Series No. 490, University of Illinois, Apr. 1981, 249 pp. 13.12. Vanderbilt, M. D., and Corley, W. G., "Frame Analysis of Concrete Buildings," Concrete International: Design and Construction, V. 5, No. 12, Dec. 1983, pp. 33-43. 13.13. Grossman, J. S., "Code Procedures, History, and Shortcomings: Column-Slab Connections," Concrete International, V. 11, No. 9, Sept. 1989, pp. 73-77. 13.14. Mochle, J. P., "Strength of Slab-Column Edge Connections," ACI Structural Journal, V. 85, No. 1, Jan.-Feb. 1988, pp. 89-98. 13.15. ACI-ASCE Committee 352,"Recommendations for Design of Slab-Column Connections in Monolithic Reinforced Concrete Structures (ACI 352.1R-89)," ACI Structural Journal, V. 85, No. 6, Nov.-Dec. 1988, pp. 675-696. 13.16. Jirsa, J. 0.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Pattern Loadings on Reinforced Concrete Floor Slabs," Proccedings. ASCE, V. 95. No. ST6, June 1969, pp. 1117-1137. 13.17. Nichols, J. R., "Statical Limitations upon the Steel Requirement in Reinforced Concrete Flat Slab Floors," Transactions, ASCE, V. 77, 1914, pp. 1670-1736. 13.18. Corley, W. G.; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Equivalent Frame Analysis for Reinforced Concrete Slabs," Civil Engineering Studies, Structural Research Series No. 218, University of Illinois, June 1961, .166 pp. 13.19. Jirsa, J. 0,; Sozen, M. A.; and Siess, C. P., "Effects of Pattern Loadings on Reinforced Concrete Floor Slabs," Civil Engineering Studies, Structural Research Series No. 269, University of Illinois, July 1963. 13.20. Corley, W. G., and Jirsa, J. 0., "Equivalent Frame Analysis for Slab Design," ACI JOURNAL, Proceedings V. 67, No. 11, Nov. 1970, pp. 875-884. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 19

13.21. Gamble, W. L., "Moments in Beam Supported Slabs," ACI J0URNAL, Proceedings V. 69, No. 3, Mar. 1972, pp. 149-157. Bibliografía, Capítulo 14 14.1. Oberlander, G. D., and Everard, N. J., "Investigation of Reinforced Concrete Walls," ACI JOURNAL, Proceedings V. 74, No. 6, June 1977, pp. 256-263. 14.2. Kripanarayanan, K. M., "Interesting Aspects of the Empirical Wall Design Equation," ACI JOURNAL, Proceedings V. 74. No. 5, May 1977, pp. 204-207. 14.3. Uniform Building Code, V. 2, “Structural Engineering Design Provisions” International Conference of Building Officials, Whittier, CA, 1997, 492 pp. 14.4. Athey, J. W., ed., "Test Report on Slender Walls," Southern California Chapter of the American Concrete Institute and Structural Engineers Association of Southern California, Los Angeles, CA, 1982, 129 pp. 14.5. ACI Committee 551, "Tilt-Up Concrete Structures (ACI 551R-92)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 46 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 14.6. Carter III, J. W., Hawkins, N. M., and Wood, S. L. "Seismic Response of Tilt-Up Construction," Civil Engineering Series, SRS No. 581, University of Illinois, Urbana, IL, Dec. 1993, 224 pp. Bibliografía, Capítulo 15 15.1. ACI Committee 336, "Suggested Analysis and Design Procedures for Combined Footings and Mats (ACI 336.2R-88)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1988, 21 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 15.2. Kramrisch, F., and Rogers, P., "Simplified Design of Combined Footings," Proceedings, ASCE, V. 87, No. SM5, Oct. 1961, p. 19. 15.3. Adebar, P., Kuchna, D. and Collins, M. P., “Strut-and-Tie Models for the Design of Pile Caps: An Experimental Study,” ACI Structural Journal, V. 87, No. 1, Jan-Feb. 1990, pp. 81-92. 15.4. CRSI Handbook, 7th Edition, Concrete Reinforcing Steel Institute, Schaumburg, IL, 1992, 840 pp. Bibliografía, Capítulo 16 16.1. Industrialization in Concrete Building Construction, SP-48, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1975, 240 pp. 16.2. Waddell, J. J., “Precast Concrete Handling and Erection,” Monograph No. 8. American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1974, 146 pp.


Bibliografía - 20

16.3. “Design and Typical Details of Connections for Precast and Prestressed Concrete,” MNL123-88, 2nd Edition, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1988, 270 pp. 16.4. PCI Design Handbook – Precast and Prestressed Concrete, MNL–120–92, 4th Edition, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1992, 580 pp. 16.5. “Design of Prefabricated Concrete Buildings for Earthquake Loads,” Proceedings of Workshop, Apr 27-29, 1981, ATC-8, Applied Technology Council, Redwood City, CA, 717 pp. 16.6. PCI Committee on Building Code and PCI Technical Activities Committee, “Proposed Design Requirements for Precast Concrete,” PCI Journal, V. 31, No. 6, Nov-Dec. 1986, pp. 3247. 16.7. ACI-ASCE Committee 550, “Design Recommendations for Precast Concrete Structures (ACI 550R-93),” ACI Structural Journal, V. 90, No. 1, Jan-Feb. 1993, pp 115-121. Also ACI Manual of Concrete Practice. 16.8. ACI Committee 551, “Tilt-Up Concrete Structures (ACI 551R-92),” American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 46pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 16.9. Manual for Quality Control for Plants and Production of Precast and Prestressed Concrete Products, MNL-116-85, 3rd Edition, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1985, 123 pp. 16.10. “Manual for Quality Control for Plants and Production of Architectural Precast Concrete,” MNL-117-77, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1977, 226 pp. 16.11. PCI Committee on Tolerances, “Tolerances for Precast and Prestressed Concrete,” PCI Journal, V. 30, No. 1, Jan-Feb. 1985, pp 26-112. 16.12. ACI Committee 117, “Standard Specifications for Tolerances for Concrete Construction and Materials (ACI 117-90) and Commentary (117R-90),” American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1990. Also ACI Manual of Concrete Practice. 16.13. LaGue, D. J., “Load Distribution Tests on Precast Prestressed Hollow-Core Slab Construction,” PCI Journal, V. 16, No. 6, Nov-Dec. 1971, pp. 10-18. 16.14. Johnson, T. and Ghadiali, Z., “Load Distribution Test on Precast Hollow Core Slabs with Openings,” PCI Journal, V. 17, No. 5, Sep-Oct. 1972, pp. 9-19. 16.15. Pfeifer, D. W. and Nelson, T. A., “Tests to Determine the Lateral Distribution of Vertical Loads in a Long-Span Hollow-Core Floor Assembly,” PCI Journal, V. 28, No. 6, Nov-Dec. 1983, pp. 42-57. 16.16. Stanton, J., “Proposed Design Rules for Load Distribution in Precast Concrete Decks,” ACI Structural Journal, V. 84, No. 5, Set-Oct. 1987, pp. 371-382. 16.17. PCI Manual for the Design of Hollow Core Slabs, MNL-126-85, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1985, 120 pp.


Bibliografía - 21

16.18. Stanton, J. F., “Response of Hollow-Core Floors to Concentrated Loads,” PCI Journal, V. 37, No. 4, July-Aug. 1992, pp. 98-113. 16.19. Aswad, A. and Jacques, F. J., “Behavior of Hollow-Core Slabs Subject to Edge Loads,” PCI Journal, V. 37, No. 2, Mar-Apr. 1992, pp. 72-84. 16.20. “Design of Concrete Structures for Builidings,” CAN3-A23.3-M84, and “Precast Concrete Materials and Construction” CAN3-A23.4-M84, Canadian Standards Association, Rexdale, Ontario, Canada. 16.21. “Design and Construction of Large-Panel Concrete Structures,” six reports, 762 pp., 1976-1980, EB 100D; three studies, 300 pp.,1980, EB 102D, Portland Cement Association, Skokie, IL. 16.22. PCI Committee on Precast Concrete Bearing Wall Buildings, “Considerations for the Design of Precast Concrete Bearing Wall Buildings to Withstand Abnormal Loads,” PCI Journal, V. 21, No. 2, Mar-Apr. 1976, pp. 18-51. 16.23. Salmons, J. R. and McCrate, T. E., “Bond Characteristics of Untensioned Prestresslng Strand,” PCI Jorunal, V. 22, No. 1, Jan-Feb. 1977, pp. 52-65. 16.24. PCI Committee on Quality Control and Performance Criteria, “Fabrication and Shipment Cracks in Prestressed Hollow-Core Slabs and Double Tees,” PCI Journal, V. 28, No. 1, JanFeb. 1983, pp. 18-39. 16.25. PCI Committee on Quality Control and Performance Criteria, “Fabrication and Shipment Cracks in Precast or Prestressed Beams and Columns,” PCI Journal, V. 30, No. 3, May-June 1985, pp. 24-49. Bibliografía, Capítulo 17 17.1. “Specification for Structural Steel Buildings-Allowable Stress Design and Plastic Design, with Commentary”, June 1989, and “Load and Resistance Factor Design Specification for Structural Steel Buildings,” Sept. 1986, American Institute of Steel Construction, Chicago. 17.2. Kaar, P. H.; Kriz, L. B.; and Hognestad, E., “Precast-Prestressed Concrete Bridges: (1) Pilot Tests of Continuos Girders,” Journal, PCA Research and Development Laboratories, V. 2, No. 2, May 1960, pp. 21.37. 17.3. Saemann, J.C., and Washa, George W., “Horizontal Shear Connections between Precast Beams and Cast-in-Place Slabs,” ACI Journal, Proceedings V. 61, No. 11, Nov. 1964, pp. 1383-1409. Also see discussion, ACI JOURNAL, June 1965. 17.4 Hanson, N. W., “Precast-Prestressed Concrete Bridges: (2), Horizontal Shear Connections,” Journal, PCA Research and Development Laboratories, V. 2, No. 2, May 1960, pp. 38-58. 17.5. Grossfield, B., and Birnstiel, C., “Tests of T-Beams with Precast Webs and Cast-in-Place Flanges,” ACI JOURNAL, Proceedings V. 59, No. 6, June 1962, pp- 843-851.


Bibliografía - 22

17.6. Mast, R. F., “Auxiliary Reinforcement in Concrete Connections,” Proceedings, ASCE, V. 94, No. ST6, June 1968, pp. 1485-1504. Bibliografía, Capítulo 18 18.1. “Analysis of Cracked Prestressed Concrete Sections: A Practical Approach,” PCI Journal, V.43, No. 4, Jul-Aug., 1998. 18.2. PCI Design Handbook-Precast and Prestressed Concrete, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1992, pp. 4-42 through 4-44.

4th

Edition,

18.3. ACI-ASCE Committee 423, "Tentative Recommendations for Prestressed Concrete," ACI JOURNAL, Proceedings V. 54, No. 7, Jan. 1958, pp. 545-578. 18.4. ACI Committee 435, "Deflections of Prestressed Concrete Members (ACI 435.IR-63) (Reapproved 1989)," ACI JOURNAL, Proceedings V. 60, No. 12, Dec. 1963, pp. 1697-1728. Also ACI Manual of Concrete Practice. 18.5. PCI Committee on Prestress Losses, "Recommendations for Estimating Prestress Losses," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 20, No. 4, July-Aug. 1975, pp. 43-75. 18.6. Zia, P.; Preston, H. K.; Scott, N. L.; and Workman, E. B., "Estimating Prestress Losses," Concrete International: Design & Construction, V. 1, No. 6, June 1979, pp. 32-38. 18.7. Mojtahedi, S., and Gamble, W. L., "Ultimate Steel Stresses in Unbonded Prestressed Concrete," Proceedings, ASCE, V. 104, ST7, July 1978, pp. 1159-1165. 18.8. Mattock, A. H., Yamazaki, J., and Kattula, B. T., “Comparative Study of Prestressed Concrete Beams, with and without Bond,” ACI JOURNAL, Proceedings V.68, No. 2, Feb. 1971, pp. 116-125. 18.9. ACI-ASCE Committee 423, “Recommendations for Concrete Members Prestressed with Unbonded Tendons (ACI 423.3R.96), ACI Structural Journal, V. 86, No. 3, May-June 1989, pp. 301-318. Also ACI Manual of Concrete Practice. 18.10. Odello, R. J., and Metha, B. M., “Behavior of a Continuous Prestressed Concrete Slab with Drop Panels,” Report, Division of Structural Engineering and Structural Mechanics, University of California, Berkeley, 1967. 18.11. Smith, S. W., and Burns, N. H., "Post-Tensioned. Flat Plate to Column Connection Behavior," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 19, No. 3, May-June 1974, pp. 749 1. 18.12. Burns, N. H., and Hemakom, R., "Test of Scale Model Post- Tensioned Flat Plate," Proceedings, ASCE, V. 103, ST6, June 1977, pp. 1237-1255. 18.13. Hawkins, N. M., "Lateral Load Resistance of Unbonded Post- Tensioned Flat Plate Construction," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 26, No. 1, Jan.-Feb. 1981, pp. 94-116. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 23

18.14. "Guide Specifications for Post-Tensioning Materials," Post- Tensioning Manual, 5th Edition, Post-Tensioning Institute, Phoenix, AZ, 1990, pp. 208-216. 18.15. Foutch, D. A., Gamble, W. L., and Sunidja, H., "Tests of Post-Tensioned Concrete SlabEdge Column Connections," ACI Structural Journal, V. 87, No. 2, Mar.-Apr. 1990, pp. 167-179. 18.16. Mast, R. F., “Unified Design Provision for Reinforced and Prestressed Concrete Flexural and Compression Members,” ACI Structural Journal, v. 89, No. 2, Mar-Apr. 1992, pp. 185-199. 18.17. “Design of Post-Tensioned Slabs” Post-Tensioning Institute, Phoenix, AZ, 1984, 54 pp. 18.18. Gerber, L. L., and Burns, N. H., "Ultimate Strength Tests of Post-Tensioned Flat Plates," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 16, No. 6, Nov.-Dec. 1971, pp. 40-58. 18.19. Scordelis, A. C.; Lin, T. Y.; and Itaya, R., "Behavior of a Continuous Slab Prestressed in Two Directions," ACI JOURNAL, Proceedings V. 56, No. 6, Dec. 1959, pp. 441-459. 18.20. American Association of State Highway and Transportation Officials, "Standard Specifications for Highway Bridges," 16th Edition, 1996. 18.21. Breen, J. E.; Burdet, O.; Roberts, C.; Sanders, D.; Wollmann, G.; and Falconer, B., "Anchorage Zone Requirements for Post-Tensioned Concrete Girders," NCHRP Report 356, Transportation Research Board, National Academy Press, Washington, D.C., 1994. 18.22. ACI-ASCE Committee 423, "Recommendations for Concrete Members Prestressed with Unbonded Tendons," ACI Structural Journal, V. 86, No. 3, May-June 1989, pp. 312 18.23. "Specification for Unbonded Single Strand Tendons," revised 1993, Post-Tensioning Institute, Phoenix, AZ., 1993, 20 pp. 18.24. "Guide Specifications for Design and Construction of Segmental Concrete Bridges, AASHTO, Washington, D.C., 1989, 50 pp. 18.25. Gerwick, B. C. Jr., "Protection of Tendon Ducts," Construction of Prestressed Concrete Structures, John Wiley and Sons, Inc., New York, 1971, 411 pp. 18.26. "Recommended Practice for Grouting of Post-Tensioned Prestressed Concrete," PostTensioning Manual, 5th Edition, Post- Tensioning Institute, Phoenix, AZ, 1990, pp. 230-236. 18.27. Manual for Quality Control for Plants and Production of Pre- cast and Prestressed Concrete Products, 3rd Edition, MNL- 116-85, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1985, 123 pp. 18.28. ACI Committee 301, "Standard Specifications for Structural Concrete for Buildings (ACI 301-96)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1996, 34 pp. Also ACI Manual of' Concrete Practice. 18.29. Salmons, J. R., and McCrate, T. E., "Bond Characteristics of Untensioned Prestressing Strand," Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 22, No. 1, Jan.-Feb. 1977, pp. 52-65. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 24

18.30. ACI Committee 215, "Considerations for Design of Concrete Structures Subjected to Fatigue Loading (ACI 215R-74) (Revised 1992)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1992, 24 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 18.31. Barth, F., "Unbonded Post-Tensioning in Building Construction," Concrete Construction Engineering Handbook, CRC Press, 1997,pp. 12.32-12.47. 18.32. “Corrosion and Repair of Unbonded Angle Strand Tendons (ACI 423.4R-98),” American Concrete Institute, Farmington Hills, MI. Bibliografía, Capítulo 19 19.1. ACI Committee 334, "Concrete Shell Structures-Practice and Commentary (ACI 334.1R92)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 14 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 19.2. IASS Working Group No. 5, "Recommendations for Reinforced Concrete Shells and Folded Plates," International Association for Shell and Spatial Structures, Madrid, Spain, 1979, 66 pp. 19.3. Tedesko, A., "How Have Concrete Shell Structures Performed?" Bulletin, International Association for Shell and Spatial Structures, Madrid, Spain, No. 73, Aug. 1980, pp. 3-13. 19.4. ACI Committee 334, "Reinforced Concrete Cooling Tower Shells-Practice and Commentary (ACI 334.2R-91)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1991, 9 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 19.5. ACI Committee 373R, "Design and Construction of Circular Prestressed Concrete Structures with Circumferential Tendons (ACI 373R-97)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1997, 26 pp. Also ACI Manual o Concrete Practice. 19.6. Billington, D. P., Thin Shell Concrete Structures, 2nd Edition, McGraw-Hill Book Co., New York, 1982, 373 pp. 19.7. "Phase l Report on Folded Plate Construction," ASCE Task Committee, ASCE, Journal of Structural Division, V. 89, No. ST6 1963, pp. 365-406. 19.8. Concrete Thin Shells, SP-28, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1971, 424 pp. 19.9. Esquillan N., "The Shell Vault of the Exposition Palace, Paris," ASCE, Journal of Structural Division, V. 86, No. ST1, Jan. 1960, pp. 41-70. 19.10. Hyperbolic Paraboloid Shells, SP-110, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1988, 184 pp. 19.11. Billington, D. P., "Thin Shell Structures," Structural Engineering Handbook, Gaylord and Gaylord, eds. McGraw-Hill, New York, 1990, pp. 24.1-24.57.


Bibliografía - 25

19.12. Scordelis, A. C., "Non-Linear Material, Geometric, and Time Dependent Analysis of Reinforced and Prestressed Concrete Shells," Bulletin, International Association for Shells and Spatial Structures, Madrid, Spain, No. 102, Apr. 1990, pp. 57-90. 19.13. Schnobrich, W. C., "Reflections on the Behavior of Reinforced Concrete Shells," Engineering Structures, Butterworth, Heinemann, Ltd., Oxford, V. 13, No. 2, Apr. 1991, pp. 199-210. 19.14. Sabnis, G. M.; Harris, H. G.; and Mirza, M. S., Structural Modeling and Experimental Techniques, Prentice-Hall, Inc., Englewood Cliffs, NJ., 1983. 19.15. Concrete Shell Buckling, SP-67, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1981, 234 pp. 19.16. Gupta, A. K., "Membrane Reinforcement in Concrete Shells: A Review," Nuclear Engineering and Design, Nofi-Holland Publishing, Amsterdam, V. 82, Oct. 1984, pp. 63-75. 19.17. Vecchio, F. J., and Collins, M. P., "Modified Compression-Field Theory for Reinforced Concrete Beams Subjected to Shear," ACI JOURNAL, Proceedings V. 83, No. 2, Mar. -Apr. 1986, pp. 219-223. 19.18. Fialkow, M. N., "Compatible Stress and Cracking in Reinforced Concrete Membranes with Multidirectional Reinforcement," ACI Structural Journal, V. 88, No. 4, July-Aug. 1991, pp. 445-457. 19.19. Medwadowski, S., "Multidirectional Membrane Reinforcement," ACI Structural Journal, V. 86, No. 5, Sept.-Oct. 1989, pp. 563-569. 19.20. ACI Committee 224, "Control of Cracking in Concrete Structures (ACI 224R-90)," American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, 1990, 43 pp. Also ACI Manual of Concrete Practice. 19.21. Gupta, A. K., "Combined Membrane and Flexural Reinforcement in Plates and Shells," Structural Engineering, ASCE, V. 112, No. 3, Mar. 1986, pp. 550-557. 19.22. Tedesko, A., "Construction Aspects of Thin Shell Structures," ACI JOURNAL, Proceedings V. 49, No. 6, Feb. 1953, pp. 505-520. 19.23. Huber, R. W., "Air Supported Forming - Will it Work?" Concrete International, V. 8, No. 1, Jan. 1986, pp. 13-17. Bibliografía, Apéndice A A.1. Schlaich, L., Schäfer, K. and Jennewein, M., “Toward a Consistent Design of Structural Concrete,” PCI Journal, V. 32, No. 3, May-June, 1987, pp. 74-150. A.2. Collins, M. P.,and Mitchell, D., Prestressed Concrete Structures, Prentice Hall Inc., Englewood Cliffs, NJ, 1991, 766 pp.


Bibliografía - 26

A.3. MacGregor, J. G., Reinforced Concrete: Mechanics and Design, 3rd Edition, Prentice Hall, Englewood Cliffs, NJ, 1997, 939 pp. A.4. FIP Recommendations, Practical Design of Structural Concrete , FIP Commission 3, “Practical Design,” Sept. 1996, Pub.: SETO, London, Sept. 1999 A.5. Menn, C., Prestressed Concrete Bridges, Birkhäuser, Basle, 535 pp. A.6. Muttoni, A., Schwartz, J. and Thürlimann, B., Design of Concrete Structures with Stress Fields, Birkhauser, Boston, Mass., 1997, 143 pp. A.7. Joint ACI-ASCE Committee 445, “Recent Approaches to Shear Design of Structural Concrete,” ASCE Journal of Structural Engineering, Dec., 1998, pp. 1375-1417. A.8. Bergmeister, K., Breen, J. E. and Jirsa, J. O., “Dimensioning of the Nodes and Development of Reinforcement,” IABSE Colloquium Stuttgart 1991, International Association for Bridge and Structural Engineering, Zurich, 1991, pp.551-556. Bibliografía, Apéndice B B.1. Cohn, M. A., “Rotational Compatibility in the Limit Design of Reinforced Concrete Continuous Beams,” Flexural Mechanics of Reinforced Concrete , ACI SP-12, American Concrete Institute/ American Society of Civil Engineers , Farmington Hills, MI, 1965, pp. 35-46. B.2. Mattock, A. H., “Redistribution of Design Bending Moments in Reinforced Concrete Continuous Beams,” Proceedings, Institute of Civil Engineers, London, V. 13, 1959, pp. 35-46. B.3. “Design of Post-Tensioned Slabs,” Post-Tensioning Institute, Phoenix, Ariz., 1984, 54 pp. B.4. Gerber, L. L. and Burns, N. H., “Ultimate Strength Tests of Post-Tensioned Flat Plates,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 16, No. 6, Nov-Dec. 1971, pp. 40-58. B.5. Smith, S. W. and Burns, N. H., “Post-Tensioned Flat Plate to Column Connetion Behavior,” Journal of the Prestressed Concrete Institute, V. 19, No. 3, May-June, 1974, pp. 7491. B.6. Burns, N. H. and Hemakom, R., “Test of Scale Model Post-Tensioned Flat Plate,” Proceedings, ASCE, V. 103, ST6, June 1977, pp. 1237-1255. B.7. Burns, N. H. and Hemakom, R., “Test of Flat Plate with Bonded Tendons,” Proceedings, ASCE, V. 111, No. 9, Sept. 1985, pp. 1899-1915. B.8. Kosut, G. M., Burns, N. H. and Winter, C. V., “Test of Four-Panel Post-Tensioned Flat Plate,” Proceedings, ASCE, V. 111, No. 9, Sept. 1985, pp. 1916-1929. Bibliografía, Apéndice C C.1. “International Building Code,” International Code Council, Falls Church, VA, 2000. C.2. “Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures (ASCE 7-93),” ASCE, New York, 1993, 134 pp. Reglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 27

C.3. “BOCA National Building Code,” 12th Edition, Building Officials and Code Administration Internatioanl, Inc., Country Club Hills, IL, 1993, 357 pp. C.4. “Standard Building Code, 1994 Edition,” Southern Building Code Congress International, Inc., Birmingham, AL, 1994, 656 pp. C.5. “Uniform Building Code, V. 2, Structural Engineering Design Provisions,” International Conference of Building Officials, Whittier, CA, 1997, 492 pp. C.6. Mast, R. F., “Unified Design Provisions for Reinforced and Prestressed Concrete Flexural and Compression Members,” ACI Structural Journal, V. 89, No. 2, Mar-Apr. 1992, pp. 185-199. Bibliografía, Apéndice D D.1. ANSI/ASME B1.1, “Unified Inch Screw Threads (UN and UNR Thread Form), ASME, Fairfield, N. J., 1989. D.2. ANSI/ASME B18.2.1, “Square and Hex Bolts and Screws, Inch Series,” ASME, Fairfield, N. J., 1996. D.3. ANSI/ASME B 18.2.6, “Fasteners for Use in Structural Applications,” ASME, Fairfield, N. J., 1996. D.4. Cook, R. A. and Klingner, R. E., “Behavior of Ductile Multiple-Anchor Steel-to-Concrete Connections with Surface-Mounted Baseplates,” Anchors in Concrete: Design and Behavior , SP-130, 1992, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI, pp. 61-122. D.5. Cook, R. A. and Klingner, R. E.,”Ductile Multiple-Anchor Steel-to-Concrete Connections,” Journal of Structural Engineering, ASCE, V. 118, No. 6, June 1992, pp. 1645-1665. D.6. Lotze, D. and Klingner, R. E., “Behavior of Multiple-Anchor Attachments to Concrete from the Perspective of Plastic Theory,” Report PMFSEL 96-4, Ferguson Structural Engineering Laboratory, The University of Texas at Austin, Mar., 1997. D.7. Primavera, E. J., Pinelli, J. P. and Kalajian, E. H., “Tensile Behavior of Cast-in-Place and Undercut Anchors in High-Strength Concrete,” ACI Structural Journal, V. 94, No. 5, Sept-Oct. 1997, pp. 583-594. D.8. Design of Fastenings in Concrete, Comite Euro-International du Beton (CEB), Thomas Telford Services Ltd., London, Jan. 1997. D.9. Fuchs, W., Eligehausen, R. and Breen, J., “Concrete Capacity Design (CCD) Approach for Fastening to Concrete,” ACI Structural Journal, V. 92, No. 1, Jan-Feb., 1995, pp. 73-93. Also discussion, ACI Structural Journal, V. 92, No. 6, Nov-Dec., 1995, pp. 787-802. D.10. Eligehausen, R. and Balogh, T., “Behavior of Fasteners Loaded in Tension in Cracked Reinforced Concrete,” ACI Structural Journal, V. 92, No. 3, May-June 1995, pp. 365-379. D.11.”Fastenings to Concrete and Masonry Structures, State of the Art Report,” Comite EuroReglamento CIRSOC 201

Bibliografía - 28

International du Beton (CEB), Bulletin No. 216, Thomas Telford Services Ltd., London, 1994. D.12. Klingner, R., Mendonca, J. and Malik, J., “Effect of Reinforcing Details on the Shear Resistance of Achor Bolts under Reversed Cyclic Loading,” ACI JOURNAL, Proceedings V. 79, No. 1, Jan-Feb. 1982, pp. 3-12. D.13. Eligehausen, R., Fuchs, W. and Mayer, B., “Load Bearing Behavior of Anchor Fastenings in Tension,” Betonwerk + Fertigteiltechnik, 12/1987, pp. 826-832, and 1/1988, pp. 29-35. D.14. Eligehausen, R. and Fuchs, W., “Load Bearing Behavior of Anchor Fastenings under Shear, Combined Tension and Shear or Flexural Loadings,” Betonwerk + Fertigteiltechnik, 2/1988, pp. 48-56. D.15. ACI Committee 349, “Code Requirements for Nuclear Safety Related Concrete Structures (ACI 349-85).” See also ACI Manual of Concrete Practice, Part 4, 1987. D.16. Farrow, C. B. and Klingner, R. E., “Tensile Capacity of Anchors with Partial or Overlapping Failure Surfaces: Evaluation of Existing Formulas on an LRFD Basis,” ACI Structural Journal, V. 92, No. 6, Nov-Dec. 1995, pp. 698-710. D.17. PCI Design Handbook, 5th Edition, Precast/Prestressed Concrete Institute, Chicago, 1999. D.18. “AISC Load and Resistance Factor Design Specifications for Structural Steek Buildings,” Dec. 1999, 327 pp. D.19. Zhang, Y., ”Dynamic Behavior of Multiple Anchor Connections in Cracked Concrete,” PhD dissertation, The University of Texas at Austin, Aug. 1997. D.20. Lutz, L., “Discussion to Concrete Capacity Design (CCD) Approach for Fastening to Concrete,” ACI Structural Journal, Nov-Dec. 1995, pp. 791-792. Also authorsćlosure, pp. 798799. D.21. Kuhn, D. and Shaikh, F., “Slip-Pullout Strength of Hooked Anchors,” Research Report, University of Wisconsin-Milwaukee, submitted to National Codes and Standards Council, 1996. D.22. Furche, J. and Eligehausen, R., “Lateral Blow-out Failure of Headed Studs Near a Free Edge,” Anchors in Concrete-Design and Behavior , SP-130, American Concrete Institute, Farmington Hills. MI, 1991, pp. 235-252. D.23. Wong, T. L., “Stud Groups Loaded in Shear” MS thesis, Oklahoma State University,1988. D.24. Shaikh, A. F. and Yi, W., “In Place Strength of Welded Studs,” PCI Journal, V. 30, No. 2, Mar-Apr. 1985. D.25. ACI 355. State of the Art Report on Anchorage to Concrete


Bibliografía - 29

BIBLIOGRAFIA DE LOS CAPITULOS 2 A PROYECTO DE REGLAMENTO CIRSOC 201-02

6

DEL

1. Proyecto de Reglamento Argentino de Hormigón (PRAEH). Centro de Investigación Nacional para Estructuras de Hormigón, 1964. 2. Reglamento CIRSOC 201 y Anexos “Proyecto , Cálculo y Ejecución de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado. Tomos 1 y 2. Centro de Investigación de los Reglamentos Nacionales de Seguridad para las Obras Civiles (CIRSOC), del Sistema INTI, Julio 1982. 3. Reglamento CIRSOC 201 M “Proyecto, Cálculo y Ejecución de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado para OBRAS PRIVADAS MUNICIPALES. Centro de Investigación de los Reglamentos Nacionales de Seguridad para las Obras Civiles (CIRSOC), del Sistema INTI, Agosto 1996. 4. Normas IRAM. Instituto Argentino de Normalización. 5. Normas IRAM-IAS. Instituto Argentino de Normalización e Instituto Argentino de Siderurgia. 6. Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA), Ley 19.511/72. 7. ACI Committee 116, “Cement and Concrete Terminology (ACI 116R-90). ACI Manual of Concrete Practice, Parts 1 and 2. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1990. 8. ACI Committee 201, “Guide to Durable Concrete (ACI 201.2R-92)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 1. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1992. 9. ACI Committee 211, “Standard Practice for Selecting Proportions for Normal, Heavyweight, and Mass Concrete (ACI 211. 1.9.1.)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 1. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1991. 10. ACI Committee 214, “Recommended Practice for Evaluation of Strength Test Results of Concrete (ACI 214-77) (Reapproved 1989)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1977. 11. ACI Committee 222, “Corrosion of Metals in Concrete (ACI 222R-96)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 1. American Concrete Institute. Farmigton Hills. Detroit, Michigan. USA, 1996. 12. ACI Committee 304, “Guide for Measuring, Mixing, Transporting, and Placing Concrete (ACI 304R-89)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1989.


Bibliografía - 1

13. ACI Committee 305, “Hot Weather Concreting (ACI 305R-91)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmignton Hills. Detroit, Michigan. USA,1991. 14. ACI Committee 306, “Cold Weather Concreting (ACI 306R-88)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmignton Hills. Detroit, Michigan. USA 1988. 15. ACI Committee 308, “Standard Practice for Curing Concrete (ACI 308-92)” ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1992. 16. ACI Committee 309, “Guide for Consolidation of Concrete (ACI 309R-96)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1996. 17. ACI Committee 347, “Guide to Formwork for Concrete (ACI 347R-94)”. ACI Manual of Concrete Practice, Part 2. American Concrete Institute. Farmignton Hills. Detroit, Michigan. USA, 1994. 18. Hurd, M. K., and ACI Committee 347, “Formwork for Concrete, SP-4, 5th. Edition”. American Concrete Institute. Famington Hills. Detroit, Michigan. USA, 1989. 19. ASTM C 1074-87, “Estimating Concrete Strength by the Maturity Method”. ASTM, Philadelphia, Penn. USA. 20. Normas ASTM - Section 1 “Iron and Steel Products”. Volumen 01.04 “Steel – Structural, Reinforcing, Pressure Vessel, Railway”. American Society for Testing and Material. Philadelphia. USA, 1994. 21. Normas ASTM – Section 4 “Construction”. Volumen 04.01 “Cement; Lime; Gypsum” y 04.02 “Concrete and Aggregates”. American Society for Testing and Material. Philadelphia. USA, 1994. 22. Guide Specification for Concrete Subject to Alkali-Silica Reactions. Portland Cement Association, 1998. 23. Instrucción de Hormigón Estructural. EHE / Comisión Permanente del Hormigón. 3° Edición. Ministerio de Fomento. España, 1999. 24. European Committee for Standardization. “Eurocódigo 2: Proyecto de Estructuras de Hormigón”. Versión UNE ENV 1992-1-1. 26. European Committee for Standardization. “EN 206: Concrete – Performance, Production and Conformity”. 1997.


Bibliografía - 2

COMENTARIOS AL PROYECTO DE REGLAMENTO ARGENTINO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN

EDICIÓN NOVIEMBRE 2002

CIRSOC Balcarce 186 1° piso - Of. 138 (C1064AAD) Buenos Aires – República Argentina TELEFAX. (54 11) 4349-8520 / 4349-8524 E-mail: [email protected] [email protected] INTERNET: www.inti.gov.ar/cirsoc Primer Director Técnico (

1980): Ing. Luis María Machado

Directora Técnica: Inga. Marta S. Parmigiani Coordinadora Area Acciones: Inga. Alicia M. Aragno Area Estructuras de Hormigón: Ing. Daniel A. Ortega Area Administración, Finanzas y Promoción: Lic. Mónica B. Krotz Venta de Publicaciones: Carmelo J. Caniza

 2002 Editado por INTI INSTITUTO NACIONAL DE TECNOLOGIA INDUSTRIAL Av. Leandro N. Alem 1067 – 7° piso - Buenos Aires. Tel. 4313-3013 Queda hecho el depósito que fija la ley 11.723. Todos los derechos, reservados. Prohibida la reproducción parcial o total sin autorización escrita del editor. Impreso en la Argentina. Printed in Argentina.

CIRSOC ORGANISMOS PROMOTORES Secretaría de Obras Públicas de la Nación Subsecretaría de Vivienda de la Nación Instituto Nacional de Tecnología Industrial Instituto Nacional de Prevención Sísmica Cámara Argentina de la Construcción Centro Argentino de Ingenieros Consejo Profesional de Ingeniería Civil Asociación de Fabricantes de Cemento Pórtland Techint CPC S.A. Dirección Nacional de Vialidad Acindar Instituto Argentino de Siderurgia Instituto Argentino de Normalización Vialidad de la Provincia de Buenos Aires Consejo Interprovincial de Ministros de Obras Públicas Gobierno de la Ciudad de Buenos Aires Asociación Argentina de Hormigón Elaborado Cámara Argentina de Empresas de Fundaciones de Ingeniería civil Victorio Américo Gualtieri

MIEMBROS ADHERENTES Asociación Argentina de Tecnología del Hormigón Asociación Argentina de Hormigón Pretensado e Industrializado Asociación de Ingenieros Estructurales Telefónica de Argentina Ministerio de Economía, Obras y Servicios Públicos de la Provincia del Neuquén Transportadora Gas del Sur Sociedad Central de Arquitectos Sociedad Argentina de Ingeniería Geotécnica

Este Proyecto de Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón ha sido redactado por los siguientes profesionales:






Reconocimiento Especial

El CIRSOC agradece muy especialmente a las Autoridades del American Concrete Institute (ACI) por habernos permitido adoptar como base para el desarrollo de este Proyecto, la edición 2002 del documento “Building Code Requirements for Structural Concrete”, conocido como ACI 318-02

Agradecimientos

El Comité Ejecutivo del CIRSOC y su Dirección Técnica agradecen muy especialmente: Al Ing. José Bagg y al Ing. Héctor Massa por su valiosa colaboración y dedicación, y por los aportes técnicos realizados a este Proyecto. Al Ing. Jorge Amado y a los Sres. Hugo Pontoriero y Oscar Escudero del INPRES por el diseño de las portadas del Proyecto de Reglamento y de sus Comentarios, y por la ejecución de todos los dibujos contenidos en él.










Gracias.

COMENTARIOS INDICE PARTE 1. REQUISITOS GENERALES CAPITULO 1. CAMPO DE VALIDEZ, DOCUMENTACIÓN TÉCNICA Y DEFINICIONES C1.1.

CAMPO DE VALIDEZ

1

C1.1.4. Materiales, elementos y sistemas constructivos no contemplados en el presente Reglamento

1

COMENTARIOS A LOS ANEXOS AL CAPITULO 1

PARTE 2.

ESPECIFICACIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES Y HORMIGONES

CAPÍTULO 2. ESPECIFICACIONES POR RESISTENCIA Y DURABILIDAD C2.1. REQUISITOS GENERALES C2.2. REQUISITOS POR DURABILIDAD C2.2.3. C2.2.4. C2.2.5.

Requisitos de ejecución Clasificación del medio ambiente Sustancias agresivas al hormigón contenidas en aguas y suelos en contacto con las estructuras C2.2.7. Contenidos máximos de cloruros en el hormigón C2.2.9. Reacción álcali - sílice C2.2.11. Penetración de agua

3 4 4 5 5 6

C2.3. RESISTENCIA DE LOS HORMIGONES

7

C2.3.3. Edades de diseño

7

COMENTARIOS AL CAPITULO 3. MATERIALES C3.1. CEMENTOS Reglamento CIRSOC 201

9 I

C3.1.2. Requisitos especiales

9

C3.2. AGREGADOS

9

C3.2.2. Requisitos generales C3.2.5. Acopio y manipuleo de agregados

9 11

C3.3. AGUA PARA MORTEROS Y HORMIGONES

13

C3.3.1. Requisitos

13

C3.4. ADITIVOS PARA HORMIGONES

13

C3.4.1. Requisitos generales C3.4.2. Acopio, identificación y manipuleo

13 17

C3.5. ADICIONES MINERALES PULVERULENTAS

18

C3.6. ACEROS

18

PARTE 3. REQUISITOS CONSTRUCTIVOS CAPITULO 4. CRITERIOS Y CONTROL DE CONFORMIDAD DEL HORMIGÓN C4.1. REQUISITOS GENERALES

21

C4.2. CONFORMIDAD CON LA RESISTENCIA ESPECIFICADA

22

C4.2.3. Criterios de conformidad para el Modo 1 de Control C4.2.4. Criterios de conformidad para el Modo 2 de Control

22 22

CAPÍTULO 5.

HORMIGON FRESCO - PROPIEDADES, DOSIFICACIÓN Y PUESTA EN OBRA

C5.1. PROPIEDADES DEL HORMIGÓN FRESCO

23

C5.1.4 Exudación del hormigón C5.1.5. Contenido unitario de cemento

25 25

C5.2. DOSIFICACIÓN DEL HORMIGÓN

25

C5.3. PRODUCCIÓN

26

C5.4. TRANSPORTE DEL HORMIGÓN A Y EN LA OBRA

27

C5.5. MANIPULEO DEL HORMIGÓN EN OBRA

27


II

C5.6. COLOCACIÓN

28

C5.7. COMPACTACIÓN

29

C5.7.1. Requisitos generales C5.7.2. Compactación mediante vibradores de inmersión

29 30

C5.8. SUPERFICIES Y JUNTAS DE CONSTRUCCIÓN

31

C5.10. PROTECCIÓN Y CURADO DEL HORMIGÓN

32

C5.11. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO FRÍO

34

C5.11.1. C5.11.2. C5.11.3. C5.11.4. C5.11.5. C5.11.6.

34 34 35 36 36 37

Definición Temperaturas de colocación del hormigón fresco Temperaturas máximas de calentamiento de los materiales Elaboración del hormigón Colocación del hormigón Protección y curado del hormigón

C5.12. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO CALUROSO

38

C5.12.1. C5.12.2. C5.12.3. C5.12.4. C5.12.5. C5.12.6.

38 39 41 43 44 44

Definición Temperatura de colocación del hormigón fresco Reducción de la temperatura del hormigón Elaboración del hormigón Colocación del hormigón Protección y curado del hormigón

C5.13. HORMIGÓN MASIVO ESTRUCTURAL

44

CAPITULO 6. SISTEMAS DE ENCOFRADOS. CAÑERÍAS PARA CONDUCCIÓN DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LA ESTRUCTURA DE HORMIGÓN C6.2. REMOCION DE ENCOFRADOS, APUNTALAMIENTOS Y ARRIOSTRAMIENTOS. REAPUNTALAMIENTOS

47

C6.3. DISEÑO DEL SISTEMA DE ENCOFRADOS

49

C6.3.1. Presión lateral originada por el hormigón fresco sobre los encofrados

49

C6.4. CAÑERIAS PARA LA CONDUCCION DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LAS ESTRUCTURAS DE HORMIGON

51

C6.5. TOLERANCIAS CONSTRUCTIVAS DE ENCOFRADOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES TERMINADOS

52


Y

III

CAPÍTULO 7. DETALLES DE ARMADO

C7.1. GANCHOS NORMALES

53

C7.2. DIÁMETROS MÍNIMOS DEL MANDRIL DE DOBLADO

53

C7.3. DOBLADO DE LA ARMADURA

54

C7.4. ESTADO SUPERFICIAL DE LA ARMADURA

54

C7.5. COLOCACIÓN DE LA ARMADURA

55

C7.6. LÍMITES PARA LA SEPARACIÓN DE LA ARMADURA

56

C7.6.6. Paquetes de barras C7.6.7. Cables y vainas de pretensado

57 57

C7.7. RECUBRIMIENTO DE HORMIGÓN

58

C7.7.3. Hormigón prefabricado (elaborado en condiciones de control de planta) C7.7.5. Clases de exposición ambiental

60 60

C7.8. DETALLES ESPECIALES DE LA ARMADURA PARA COLUMNAS

61

C7.9. NUDOS

61

C7.10. ARMADURA TRANSVERSAL PARA LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN

61

C7.10.4. Zunchos C7.10.5. Estribos de columnas

61 62

C7.11. ARMADURA TRANSVERSAL PARA ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

63

C7.12. ARMADURA DE CONTRACCIÓN Y TEMPERATURA

64

C7.13. REQUISITOS PARA LA INTEGRIDAD ESTRUCTURAL

66

COMENTARIOS A LOS ANEXOS AL CAPITULO 7

PARTE 4 – REQUISITOS GENERALES CAPITULO 8.

ANALISIS Y DISEÑO – CONSIDERACIONES GENERALES

C8.0. SIMBOLOGÍA

69

C8.1. MÉTODOS DE DISEÑO

69

C8.2. CARGAS

72


IV

C8.3. MÉTODOS DE ANÁLISIS

73

C8.4. REDISTRIBUCIÓN DE LOS MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

75

C8.5. MÓDULO DE ELASTICIDAD

77

C8.6. RIGIDEZ

77

C8.7. LUZ DE CÁLCULO

78

C8.8. COLUMNAS

80

C8.9. DISPOSICIÓN DE LA SOBRECARGA

80

C8.10. SISTEMAS DE VIGAS T

80

C8.11. LOSAS NERVURADAS

84

C8.12. TERMINACIÓN SUPERFICIAL DE LAS LOSAS

84

CAPÍTULO 9. REQUISITOS DE RESISTENCIA Y COMPORTAMIENTO EN SERVICIO

C9.0. SIMBOLOGÍA

85

C9.1. REQUISITOS GENERALES

85

C9.2. RESISTENCIA REQUERIDA

91

C9.3. RESISTENCIA DE DISEÑO

93

C9.4. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LA ARMADURA

95

C9.5. CONTROL DE LAS FLECHAS

96

C9.5.2. C9.5.3. C9.5.4. C9.5.5.

Elementos armados en una dirección (no pretensados) Elementos armados en dos direcciones (no pretensados) Elementos de hormigón pretensado Construcción en etapas

96 99 99 101

CAPÍTULO 10. CARGAS AXIALES Y FLEXION C10.0. SIMBOLOGÍA

103

C10.1. CAMPO DE VALIDEZ

103

C10.2. HIPÓTESIS DE DISEÑO

103

C10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES

106

C10.4. DISTANCIA ENTRE LOS APOYOS LATERALES DE ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

110

C10.5. ARMADURA MÍNIMA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

110

C10.6. DISTRIBUCIÓN DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN EN VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN

111


V

C10.7. VIGAS DE GRAN ALTURA

113

C10.8. DIMENSIONES PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS

113

C10.9. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS

114

C10.10. EFECTOS DE ESBELTEZ EN ELEMENTOS COMPRIMIDOS

116

C10.11. MOMENTOS AMPLIFICADOS – CONCEPTOS GENERALES

119

C10.12. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS INDESPLAZABLES

122

C10.13. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS DESPLAZABLES

131

C10.13.4. Determinación de δs Ms

131

C10.15. TRANSMISIÓN DE CARGAS DE LAS COLUMNAS EN LA UNIÓN CON LAS LOSAS DE ENTREPISOS

135

C10.16. ELEMENTOS COMPUESTOS (MIXTOS) SOLICITADOS A COMPRESIÓN 136 C10.16.6. Núcleo de hormigón confinado con acero estructural C10.16.7. Armadura con forma de zuncho alrededor de un núcleo de acero estructural C10.16.8. Estribos cerrados alrededor de un núcleo de acero estructural

137 137 137

C10.17. RESISTENCIA AL APLASTAMIENTO

137

CAPITULO 11 - CORTE Y TORSION C11.0. SIMBOLOGÍA

141

C11.1. RESISTENCIA AL CORTE

141

C11.2. HORMIGÓN LIVIANO

144

C11.3. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN LOS ELEMENTOS NO PRETENSADOS 145 C11.4. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN ELEMENTOS PRETENSADOS

147

C11.5. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR LA ARMADURA CORRESPONDIENTE

150

C11.5.5. Armadura mínima de corte C11.5.6. Determinación de la armadura de corte

151 152

C11.6. DIMENSIONAMIENTO A TORSIÓN

153

C11.6.1. C11.6.2. C11.6.3. C11.6.4. C11.6.5. C11.6.6.

154 156 157 161 162 162

Torsión crítica Determinación del momento torsor mayorado Tu Resistencia al momento torsor Detalles de la armadura de torsión Armadura mínima de torsión Separación de la armadura de torsión


VI

C11.7. CORTE POR FRICCIÓN

163

C11.7.4. Método de diseño para corte por fricción

165

C11.8. VIGAS DE GRAN ALTURA

167

C11.9. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA MÉNSULAS CORTAS

168

C11.10. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA TABIQUES

171

C11.10.9. Diseño de la armadura de corte para tabiques

171

C11.11. TRANSMISIÓN DE LOS MOMENTOS A LAS COLUMNAS

172

C11.12. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA LOSAS Y ZAPATAS

172

C11.12.5. Aberturas en losas C11.12.6. Transferencia de momentos en las uniones de losas y columnas

181 181

CAPÍTULO 12. LONGITUDES DE ANCLAJE Y DE EMPALME DE LA ARMADURA C12.0. SIMBOLOGÍA

186

C12.1. ANCLAJE DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES

186

C12.2. ANCLAJE DE BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

186

C12.2.5. Armadura en exceso

190

C12.3. ANCLAJE DE LAS BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN

191

C12.4. ANCLAJE DE LOS PAQUETES DE BARRAS

191

C12.5. ANCLAJE DE LAS BARRAS O ALAMBRES TRACCIONADOS CON GANCHOS NORMALES 191 C12.6. ANCLAJE MECÁNICO

193

C12.7. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

193

C12.8. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN 194 C12.9. ANCLAJE DE LOS CORDONES DE PRETENSADO

194

C12.10. ANCLAJE DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN – REQUISITOS GENERALES 195 C12.11. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO POSITIVO

197

C12.12. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO NEGATIVO

200

C12.13. ANCLAJE DE LA ARMADURA DEL ALMA

200


VII

C12.14. EMPALMES DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES

201

C12.14.3. Empalmes mecánicos y soldados

202

C12.15. EMPALMES DE BARRAS Y ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

203

C12.16. EMPALMES DE BARRAS CONFORMADAS SOLICITADAS A COMPRESIÓN

206

C12.16.4. Empalmes por contacto a tope

206

C12.17. REQUISITOS ESPECIALES PARA EMPALMES EN LAS COLUMNAS

207

C12.17.2. Empalmes en las columnas C12.17.3. Empalmes mecánicos o soldados en las columnas C12.17.4. Empalmes por contacto a tope en las columnas

207 208 208

C12.18. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

209

C12.19. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN

209

PARTE 5. SISTEMAS O ELEMENTOS ESTRUCTURALES CAPITULO 13. SISTEMAS DE LOSAS QUE TRABAJAN EN DOS DIRECCIONES COMENTARIO GENERAL

211

C13.0. SIMBOLOGÍA

213


213

C13.2. DEFINICIONES

214

C13.3. ARMADURA DE LA LOSA

219

C13.3.8. Detalles de la armadura en las losas sin vigas

219

C13.4. ABERTURAS EN LOS SISTEMAS DE LOSAS

220

C13.5. PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO

220

C13.6. MÉTODO DE DISEÑO DIRECTO

222

C13.6.1. C13.6.2. C13.6.3. C13.6.4. C13.6.5. C13.6.8. C13.6.9.

223 224 224 225 225 226 226

Limitaciones Momento mayorado total para un tramo Momentos mayorados negativos y positivos Momentos mayorados en las franjas de columna Momentos mayorados en las vigas Esfuerzos de corte mayorados en los sistemas de losas con vigas Momentos mayorados en las columnas y en los tabiques


VIII

C13.7. MÉTODO DEL PÓRTICO EQUIVALENTE

226

C13.7.2. C13.7.3. C13.7.4. C13.7.5. C13.7.6. C13.7.7.

227 227 227 227 229 229

Definición del método Vigas placa Columnas Elementos torsionales Ubicación de la sobrecarga Momentos mayorados

CAPÍTULO 14. TABIQUES C14.0. SIMBOLOGÍA

231


231


231

C14.3. ARMADURA MÍNIMA

231

C14.5. MÉTODO DE DISEÑO EMPÍRICO

231

C14.5.3. Espesor mínimo de tabiques diseñados por el método empírico

233

C14.8. DISEÑO ALTERNATIVO PARA TABIQUES ESBELTOS

233

CAPÍTULO 15. ZAPATAS Y CABEZALES DE PILOTES C15.0. SIMBOLOGÍA

235


235

C15.2. CARGAS Y REACCIONES

235

C15.4. MOMENTOS EN ZAPATAS Y CABEZALES

236

C15.5. ESFUERZO DE CORTE EN ZAPATAS Y CABEZALES

237

C15.8. TRANSMISIÓN DE ESFUERZOS EN LA BASE DE COLUMNAS, TABIQUES, Ó PEDESTALES ARMADOS 238 C15.10. ZAPATAS COMBINADAS Y PLATEAS

240

CAPÍTULO 16. ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN PREFABRICADO C16.0. SIMBOLOGÍA

241


241


241


IX

C16.3. DISTRIBUCIÓN DE ESFUERZOS ENTRE LOS ELEMENTOS

242

C16.4. DISEÑO DE LOS ELEMENTOS

243

C16.5. INTEGRIDAD ESTRUCTURAL

243

C16.6. DISEÑO DE LAS UNIONES Y DE LOS APOYOS

246

C16.7. ELEMENTOS INCORPORADOS AL HORMIGÓN DESPUÉS DE SU COLOCACIÓN

246

C16.9. MANIPULACIÓN

247

C16.10. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE LAS ESTRUCTURAS

247

CAPITULO 17. ELEMENTOS DE HORMIGÓN, CONSTRUÍDOS EN ETAPAS, SOLICITADOS A FLEXION C17.0. SIMBOLOGÍA

249


249


249

C17.3. APUNTALAMIENTO

250

C17.5. RESISTENCIA AL CORTE HORIZONTAL

250

C17.6. ESTRIBOS PARA CORTE HORIZONTAL

250

CAPÍTULO 18. HORMIGÓN PRETENSADO C18.0. SIMBOLOGÍA

251


253


253

C18.3. HIPÓTESIS DE DISEÑO

254

C18.4. REQUISITOS PARA LAS CONDICIONES DE SERVICIO – ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

254

C18.5. TENSIONES ADMISIBLES EN EL ACERO DE PRETENSADO

257

C18.6. PÉRDIDAS DE PRETENSADO

258

C18.6.2. Pérdidas por fricción en los cables de postesado

258

C18.7. RESISTENCIA A FLEXIÓN

259

C18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

261

C18.9. ARMADURA ADHERENTE MÍNIMA

261

C18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS

263


X

C18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en los elementos pretensados continuos, solicitados a flexión

264

C18.11. ELEMENTOS COMPRIMIDOS . COMBINACIÓN DE CARGAS AXIALES Y DE FLEXIÓN

264

C18.12. SISTEMAS DE LOSAS

264

C18.13. ZONAS DE ANCLAJE DE LOS CABLES POSTESADOS

267

C18.13.1. C18.13.2. C18.13.3. C18.13.4. C18.13.5.

267 268 268 269 269

Zona de anclaje Zona local Zona general Resistencias nominales de los materiales Métodos de diseño

C18.14. DISEÑO DE LAS ZONAS DE ANCLAJE PARA MONOCORDONES O CABLES DE UNA ÚNICA BARRA DE 16mm DE DIÁMETRO

271

C18.14.2. Diseño de la zona general de anclaje para los cables de losas 271 C18.14.3. Diseño de la zona general de anclaje para grupos de cables monocordón en vigas principales y secundarias 272 C18.15. DISEÑO DE LA ZONAS DE ANCLAJE PARA CABLES MULTICORDÓN

272

C18.15.1. Diseño de la zona local C18.15.2. Utilización de dispositivos especiales de anclaje

272 273

C18.16. PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN DE LOS CORDONES NO ADHERENTES

273

C18.17. VAINAS PARA POSTESADO

274

C18.18. MEZCLA DE INYECCIÓN PARA CABLES ADHERENTES

275

C18.18.3. Selección para la dosificación de la mezcla de inyección C18.18.4. Mezclado y bombeo de la lechada

276 278

C18.20. APLICACIÓN Y MEDICIÓN DE LA FUERZA DE TESADO

280

C18.21. DISPOSITIVOS DE ANCLAJE Y ACOPLAMIENTO PARA POSTESADO

280

C18.22. POSTESADO EXTERNO

281

CAPÍTULO 19. CÁSCARAS Y PLACAS PLEGADAS C19.0. SIMBOLOGÍA

285

C19.1. CAMPO DE VALIDEZ Y DEFINICIONES

285

C19.1.3. Cáscaras delgadas C19.1.4. Placas plegadas

285 286


XI

C19.1.5. C19.1.6. C19.1.7. C19.1.8.

Cáscaras nervuradas Elementos auxiliares Análisis elástico Análisis inelástico

286 286 291 291

C19.2. ANÁLISIS Y DISEÑO

292

C19.4. ARMADURA DE LA CÁSCARA

294

C19.5. CONSTRUCCIÓN

297

PARTE 6. CONSIDERACIONES ESPECIALES CAPITULO 20. EVALUACION DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS EXISTENTES C20.0. SIMBOLOGÍA

299

C20.1. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA – REQUISITOS GENERALES

300

C20.2. DETERMINACIÓN DE LAS DIMENSIONES REQUERIDAS Y DE LAS PROPIEDADES DE LOS MATERIALES DE LA ESTRUCTURA

301

C20.3. PROCEDIMIENTO PARA REALIZAR LA PRUEBA DE CARGA

301

C20.3.1. Distribución de la carga C20.3.2. Intensidad de la carga

301 302

C20.4. CRITERIO DE CARGA

302

C20.5. CRITERIOS DE ACEPTACIÓN

302

C20.6. APROBACIÓN DE LA ESTRUCTURA PARA CARGAS DE SERVICIO DISMINUIDAS

303


305

PARTE 7. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE CAPÍTULO 22. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE C22.0. SIMBOLOGÍA

307


307

C22.2. LIMITACIONES

307


XII

C22.3. JUNTAS

307

C22.4. MÉTODO DE DISEÑO

309

C22.5. DISEÑO POR RESISTENCIA

309

C22.5.6. Hormigón liviano

310

C22.6. TABIQUES

311

C22.6.5. Método de diseño empírico

311

C22.7. ZAPATAS

311

C22.8. PEDESTALES

312

C22.9. ELEMENTOS PREFABRICADOS

312

APÉNDICE A. MODELO DE BIELAS

A-1

CA.0. SIMBOLOGÍA

A-1

CA.1. DEFINICIONES

A-1

CA.2. PROCEDIMIENTO DE DISEÑO PARA UN MODELO DE BIELAS

A-8

CA.3. RESISTENCIA DE LOS PUNTALES

A-10

CA.4. RESISTENCIA DE LOS TENSORES

A-13

CA.5. RESISTENCIA DE LAS ZONAS NODALES

A-14

APÉNDICE B. ESPECIFICACIONES ALTERNATIVAS PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS DE HORMIGÓN ARMADO Y PRETENSADO SOLICITADOS A FLEXIÓN Y A COMPRESIÓN B-1 CB.1. CAMPO DE VALIDEZ

B-1

CB.8.4. REDISTRIBUCIÓN DE MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS NO PRETENSADOS, CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

B-1

CB.10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES

B-2

CB.18.1. CAMPO DE VALIDEZ

B-3

CB.18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN

B-5

CB.18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS

B-6

CB.18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en elementos pretensados, continuos, solicitados a flexión

B-6


XIII

APÉNDICE C. COMBINACIÓN ALTERNATIVA PARA LOS FACTORES DE CARGA Y REDUCCIÓN DE RESISTENCIA C-1 CC.1. REQUISITOS GENERALES

C-1

CC.2. RESISTENCIA REQUERIDA

C-1

CC.3. RESISTENCIA DE DISEÑO

C-3


D-1

CD.0. SIMBOLOGÍA

D-1

CD.1. DEFINICIONES

D-1

CD.2. CAMPO DE VALIDEZ

D-2

CD.3. REQUISITOS GENERALES

D-2

CD.4. REQUISITOS GENERALES PARA LA RESISTENCIA DE LOS ANCLAJES

D-3

CD.5. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE TRACCIÓN

D-8

CD.6. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE CORTE

D-14

CD.7. INTERACCIÓN DE LOS ESFUERZOS DE TRACCIÓN Y CORTE

D-20

CD.8. DISTANCIAS A LOS BORDES, SEPARACIONES Y ESPESORES REQUERIDOS PARA IMPEDIR LA FALLA POR HENDIMIENTO CD.9. INCORPORACIÓN AL HORMIGÓN DE LOS ANCLAJES

D-20 D-21

GLOSARIO BIBLIOGRAFÍA


XIV

PARTE 1. REQUISITOS GENERALES COMENTARIOS AL CAPITULO 1. CAMPO DE VALIDEZ, DOCUMENTACIÓN TÉCNICA Y DEFINICIONES

C 1.1.4. Materiales, elementos y sistemas constructivos no contemplados en el presente Reglamento Se deben realizar acciones concretas para lograr unificar a nivel municipal, provincial y nacional los requisitos generales y específicos exigibles a los materiales, elementos y sistemas constructivos no contemplados en el presente Reglamento, con el fin de evitar la multiplicidad de gestiones y trámites de autorizaciones.

Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 1 - 1


Com. Cap. 2 - 2

COMENTARIOS AL ANEXO AL CAPITULO 1

DEFINICIONES RELATIVAS AL PROYECTO ESTRUCTURAL Las definiciones del Anexo al Capítulo 1 tienen por finalidad establecer el significado que se deben dar a los términos utilizados en este Reglamento, dado que no siempre se corresponden exactamente con la terminología habitual o con la que se utilizó en la primera generación de Reglamentos CIRSOC e INPRES-CIRSOC.

A Altura útil: Se hace notar que en este Reglamento se designa con la letra d a la altura útil de la sección y con la letra h a la altura total de la misma. Esta aclaración se considera importante, puesto que se trata de una simbología exactamente inversa a la utilizada por los reglamentos anteriores utilizados en el país.

Armadura: La armadura conformada se define como aquella que cumple con las especificaciones dadas para barras y alambres de acero para armaduras, en el artículo 3.6.1., y para mallas de acero soldadas de alambres lisos o conformados, en el artículo 3.6.2. En la medida en que las barras, los alambres y las mallas, tengan un conformado que se ajuste a esta definición, serán válidas las longitudes de anclaje definidas en este Reglamento. Las barras o alambres que no cumplan con los requisitos de conformación, o los alambres integrantes de las mallas soldadas, que no cumplan con los requisitos de conformación ni de separación, se deben considerar como “armadura lisa” a los fines de este Reglamento, y solo se podrán utilizar en zunchos.


Anexo Cap. 1 - I

C Cargas: En el Anexo se establecen varias definiciones de carga porque el Reglamento contiene diversos requisitos que se deben cumplir para distintos niveles de carga; como por ejemplo, cargas de servicio y cargas mayoradas. Los términos carga permanente y sobrecarga útil se refieren a las cargas sin mayorar (cargas de servicio) definidas o especificadas en el Reglamento CIRSOC 101. Las cargas de servicio (cargas sin mayorar) se deben utilizar para dimensionar o verificar elementos de manera que tengan un adecuado comportamiento en servicio bajo las condiciones que establece el Reglamento, como por ejemplo, en el artículo 9.5. Las cargas utilizadas para dimensionar un elemento, a fin de que este tenga la resistencia requerida, se definen como cargas mayoradas. Las cargas mayoradas son cargas de servicio multiplicadas por los factores de carga apropiados, especificados en el artículo 9.2., para obtener la resistencia requerida. La terminología carga mayorada, que fue adoptada inicialmente en la edición del ACI 318 del año 1977, tal como se la utiliza en este Reglamento, aclara cuándo se aplican los factores de carga a una carga particular, momento, esfuerzo de corte, etc.

D Dispositivos básicos de anclaje: Son aquellos dispositivos que están dimensionados de tal manera que se puede verificar analíticamente el cumplimiento de los requisitos para las tensiones en los apoyos y la rigidez, sin tener que realizar los ensayos de aceptación que se exigen a los dispositivos especiales de anclaje.

Dispositivo especial de anclaje: Se define como tal a cualquier dispositivo (para uno o varios cables) que no cumple con las tensiones de apoyo especificadas en los documentos del Post Tensioning Institute (PTI) o de la AASHTO, o de otros documentos internacionales de reconocido prestigio, ni con los requisitos de rigidez cuando estos son aplicables.

E Elementos solicitados a compresión: La expresión elemento sometido a compresión se utiliza en el Reglamento para definir cualquier elemento en el cual el esfuerzo principal es el de compresión longitudinal. Tal Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Anexo Cap. 1 - II

elemento no necesita ser vertical sino que puede tener cualquier dirección en el espacio. Los tabiques portantes, las columnas y los pedestales, también están comprendidos bajo la designación de elementos solicitados a compresión. La diferencia entre columnas y tabiques, en el Reglamento, se basa en su uso principal más que en la relación arbitraria de altura y dimensiones de la sección transversal. Sin embargo, el Reglamento permite que los tabiques se diseñen utilizando los principios establecidos para el diseño de columnas (ver el artículo 14.4.), así como con el método empírico (ver el artículo 14.5.). Un tabique siempre separa o cierra espacios y también se puede utilizar para resistir fuerzas horizontales, verticales o de flexión. Por ejemplo, un muro de contención o un muro de fundación también soportan combinaciones de cargas de diverso tipo. Una columna normalmente se utiliza como elemento vertical principal que soporta cargas axiales combinadas con flexión y esfuerzo de corte; sin embargo, también puede formar una pequeña parte de un recinto o de una separación

Estribos: Se ha considerado necesario diferenciar los estribos de columnas de los estribos de vigas, ya que se trata de dos elementos que tienen funciones diferentes en la estructura y requisitos diferentes dentro de este Reglamento. Mientras los estribos de columnas son elementos destinados a impedir el pandeo de las barras individuales de columnas o tabiques, los estribos de viga (o estribos para corte) se utilizan para absorber esfuerzos de corte excedentes que no puede absorber el hormigón. Esta diferenciación conceptual no existía en los reglamentos utilizados hasta ahora en el país.

H Hormigón: En este reglamento se define al hormigón estructural simple como aquel que no tiene armadura o tiene menos armadura que la cantidad mínima especificada para el hormigón armado. Aún cuando se encuentra suficientemente difundida la designación de Hormigón Estructural para el material que comprende al hormigón simple, al hormigón armado y al hormigón pretensado; en este Reglamento se ha definido al hormigón armado de manera que incluya al hormigón pretensado. Aunque el comportamiento de un elemento de hormigón pretensado con cables no adherentes puede variar con relación al de los elementos con cables continuamente adherentes, los hormigones pretensados adherentes o no, junto con el hormigón armado convencional, se han agrupado bajo el término genérico de hormigón armado. Las disposiciones comunes al hormigón pretensado y al hormigón armado convencional, se integran con el fin de evitar repetición parcial, o contradicción entre las disposiciones.


Anexo Cap. 1 - III

R Resistencia nominal: Se denomina resistencia nominal a la resistencia de la sección transversal de un elemento, calculada utilizando las hipótesis y ecuaciones típicas de la resistencia, con valores nominales (especificados) de las resistencias de los materiales y las dimensiones de las secciones. El subíndice n se emplea para designar las resistencias nominales: resistencia nominal a la carga axial (Pn ), resistencia nominal al momento (Mn ) y resistencia nominal al esfuerzo de corte (Vn ).

Resistencia de diseño: La resistencia de diseño o resistencia utilizable de un elemento o de una sección transversal, es la resistencia nominal, reducida por el factor φ de reducción de resistencia.

Resistencia requerida: La resistencia requerida para carga axial, momento y esfuerzo de corte, que se emplean para dimensionar los elementos estructurales, son mencionadas como cargas axiales mayoradas, momentos mayorados y esfuerzos de corte mayorados, o como cargas axiales, momentos y esfuerzos de corte requeridos. Los efectos de las cargas mayoradas se determinan a partir de las fuerzas y cargas mayoradas, aplicadas en las combinaciones de carga como las establecidas en el Reglamento. Ver el artículo 9.2. El subíndice u se utiliza solamente para designar las resistencias últimas requeridas: la resistencia última a carga axial requerida (Pu ), la resistencia última a momento requerida (Mu ), y la resistencia última al corte requerida (Vu ), que se determinan a partir de las cargas y fuerzas mayoradas aplicadas. El requisito básico para el diseño por resistencia última, se puede expresar de la siguiente manera: Resistencia de diseño ≥ Resistencia última requerida ø Pn

≥ Pu

ø Mn

≥ Mu

ø Vn

≥ Vu

En los Comentarios al Capítulo 9 se pueden consultar explicaciones adicionales sobre los conceptos y la simbología utilizada para el Diseño por Resistencia Ultima.


Com. Anexo Cap. 1 - IV

Con respecto al término resistencia requerida cabe aclarar que requerida se utiliza como sinónimo de necesaria para armonizar su designación con los países latinoamericanos que han adoptado también el Código ACI 318.

Z Zona de anclaje: Los términos “delante” y “detrás” utilizados en la definición del Anexo 1 se esclarecen en la Figura 18.13.1.b).


Anexo Cap. 1 - V

PARTE 2 - ESPECIFICACIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES Y HORMIGONES COMENTARIOS AL CAPÍTULO 2. ESPECIFICACIONES POR RESISTENCIA Y DURABILIDAD

C 2.1. REQUISITOS GENERALES C 2.1.1. Este Reglamento no incluye a las estructuras que estarán sometidas a condiciones muy severas de exposición, como ácidos o muy altas temperaturas. Tampoco tiene especificaciones para estructuras donde los aspectos estéticos sean prioritarios, como es el caso de las texturas superficiales. Las situaciones descriptas y otras encuadradas en las mismas temáticas, deben ser objeto de especificaciones particulares a incluir en los Documentos del Proyecto. C 2.1.2. El Reglamento mantiene la forma del Reglamento CIRSOC 201 M “Proyecto, Cálculo y Ejecución de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado para Obras Privadas Municipales”, pero se ha invertido la prelación de las exigencias de durabilidad. La idea de este Reglamento es coincidente con la del ACI 318 y otros códigos de referencia en el ámbito internacional, en el sentido de que los aspectos vinculados con la vida en servicio deben ser considerados como acciones que actúan sobre la estructura. Consecuentemente, las mismas deben ser tenidas en cuenta desde el inicio del diseño de la estructura. Asimismo, es conveniente que la calidad del hormigón elegida a los efectos resistentes sea igual o mayor que la necesaria por razones de durabilidad.

C 2.2. REQUISITOS POR DURABILIDAD C 2.2.1.3. Se entiende por vida útil en servicio de una estructura al período de tiempo a partir de su construcción, durante el cual debe mantener las condiciones de seguridad, funcionalidad o aptitud en servicio y aspecto aceptables, sin gastos de mantenimiento significativos. La vida útil en servicio es una magnitud que debe ser fijada por el propietario de la obra, antes del inicio del proyecto. Cuando ello no se establezca expresamente, el Reglamento asume por defecto que la vida útil en servicio es de 50 años. C 2.2.3. Requisitos de ejecución Las disposiciones adoptadas en el diseño de la estructura (formas geométricas, recubrimientos, especificación de materiales y tipo de hormigón) no son suficientes para asegurar la vida útil en servicio de la estructura. Ellas deben ser complementadas con una realización correcta de la elección de los materiales, la elaboración y puesta en obra del hormigón y el curado de la estructura construida. Esta última operación es de muy


Cap. 2 - 3

especial importancia, habida cuenta de que la porosidad y la permeabilidad del hormigón del recubrimiento dependen de la eficiencia del curado, y que aquellas propiedades tienen influencia prioritaria en los procesos de corrosión de las armaduras y otros mecanismos de degradación del hormigón. C 2.2.4. Clasificación del medio ambiente Se ha optado por reunir en dos tablas a los ambientes naturales en los que puede estar emplazado un proyecto. Este criterio es el adoptado por la mayor parte de los reglamentos de referencia y fue utilizado en el Reglamento CIRSOC 201 M “Proyecto, Cálculo y Ejecución de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado para Obras Privadas Municipales”. Asimismo, ello es coherente con lo expresado en el comentario al artículo 2.1.2; en el cual se considera al medio ambiente como una acción sobre la estructura, que debe ser identificado para luego establecer los criterios de protección correspondientes. El ACI 318 no clasifica en forma explícita a los medio ambientes, sino que en forma implícita se incorpora a los requisitos de protección indicados para resistir las acciones producidas por diferentes medios ambientes. En el ACI 318, se indican requisitos para resistir acciones provenientes de siete (7) medio ambientes diferentes: contacto con agua, temperatura de congelamiento y deshielo, y ataque por sulfatos. A ello deben sumarse 2 acciones correspondientes al medio marino, indicadas en el ACI 201 “Durability of Concrete in Service”. En la Tabla 2.1 se indican las clases generales de exposición que producen degradación de las estructuras por corrosión de sus armaduras. Por razones obvias, la Tabla comienza por la exposición A1 correspondiente a un medio no agresivo. Los medios agresivos corresponden a corrosión de armaduras por carbonatación del hormigón y a corrosión por cloruros. La Tabla 2.2 comprende los ambientes con clases específicas de exposición, que producen la degradación de la estructura por fenómenos distintos de la corrosión de armaduras. Incluye las acciones de congelación y deshielo y el ataque químico por sustancias contenidas en los suelos y aguas de contacto con la estructura. La división de los ambientes en las dos tablas no indica ningún tipo de prelación. Una estructura o un conjunto de elementos estructurales estará sometido a una clase general de exposición (Tabla 2.1) y a ninguna o a una clase específica de exposición. C 2.2.5. Sustancias agresivas al hormigón contenidas en aguas y suelos en contacto con las estructuras Además de lo indicado en el Reglamento, se recomienda prestar atención a lo siguiente: a) Cuando el medio en contacto con las estructuras tenga, simultáneamente, un elevado contenido de sulfatos y de cloruros, puede no ser conveniente utilizar cemento con muy bajo contenido de aluminato tricálcico. En estos casos se aconseja realizar estudios especiales. b) Cuando el medio en contacto con las estructuras tenga simultáneamente el contenido de sulfatos y de magnesio correspondiente a agresividad fuerte o muy


Com. Cap. 2 - 4

fuerte, puede no ser conveniente utilizar cemento con elevado contenido de adiciones minerales. En este caso se deben realizar estudios especiales. c) Las superficies expuestas a ciclos de mojado con soluciones concentradas de sulfatos y posterior secado, en aire o en suelos muy permeables que faciliten la evaporación del agua, se deben proteger utilizando una membrana exterior. d) En climas fríos, con temperaturas inferiores a 5oC y en contacto con sulfatos, no se recomienda el uso de cemento con filler calcáreo o agregados calcáreos. C 2.2.7. Contenidos máximos de cloruros en el hormigón Con los estudios preliminares de los materiales se puede estimar el contenido total de cloruros que tendrá el hormigón endurecido, como sumatoria del aporte de sus materiales componentes en el hormigón fresco. Esta estimación no sustituye la determinación según norma IRAM 1 857 (en estudio) y será diferente al contenido de cloruros obtenido con la mencionada norma IRAM 1 857 (en estudio), ya que dicha estimación no tiene en cuenta los cloruros que se fijan en el proceso de hidratación del cemento. Dicha diferencia depende del contenido y tipo de cemento utilizado, por lo que no se puede indicar una equivalencia generalizada. C 2.2.9. Reacción álcali-sílice Se han modificado los criterios de evaluación de la reactividad potencial álcali-sílice contenida en el CIRSOC 201-1982 y en la normativa IRAM. Los criterios y métodos de evaluación aquí introducidos siguen los conocimientos más actuales en el ámbito internacional, la experiencia local y en particular, la Guide Specification For Concrete Subject To Alkali-Silica Reaction, desarrollada por la Portland Cement Association de U.S.A. La utilización de los métodos para la evaluación se ilustra en el diagrama de flujo adjunto. C 2.2.9.2. En el análisis de la posibilidad de que ocurra RAS con un determinado conjunto de materiales, el Reglamento da prioridad a la información resultante de la observación de obras en servicio. Este es un criterio que se está generalizando para el análisis de todos los problemas de durabilidad de materiales. Se debe tener presente que los ensayos disponibles e incluidos en el Reglamento para determinar la posibilidad de que ocurra RAS son de dos tipos: acelerados o de larga duración. Los primeros siempre son muy exigentes y pueden conducir a soluciones demasiado conservadoras. Los ensayos lentos, por su parte, requieren tiempos de ejecución generalmente superiores a los disponibles para la toma de decisión en la mayoría de los proyectos. La utilización de la experiencia de obras en servicio da una valoración mas ajustada a la realidad y su uso progresivo permitirá ir generando un banco de datos que facilite dicha tarea en el futuro. Es intención del CIRSOC avanzar en la recopilación de antecedentes durante el período de discusión pública del Reglamento. C 2.2.9.5. Algunos minerales no son fácilmente identificables. En esos casos, el análisis petrográfico debe incluir alguna de las siguientes técnicas, según sea la identificación del mineral sobre el cuál existan dudas:


Cap. 2 - 5

La observación microscópica en cortes delgados de los minerales presentes. La difracción de rayos X cuando sea necesario identificar arcillas incluidas en rocas basálticas. La medición del ángulo de extinción ondulante y el tamaño de grano, cuando se detecte la presencia de cuarzo tensionado, microfracturado o microcristalino. Para identificar la presencia de ópalo en calcedonia o como cementante de rocas sedimentarias, se recomienda la observación microscópica en cortes delgados. En presencia de cuarzo tensionado, microfracturado o microcristalino, es conveniente realizar la medición del ángulo de extinción ondulante y del tamaño de grano. La información disponible permite considerar que cuando el ángulo de extinción ondulante es igual o menor que 12º o el tamaño de grano es igual o mayor que 0,300 mm, la roca granítica puede considerarse no reactiva con los álcalis. C 2.2.9.8. Se incluyó a la adición de inhibidores químicos al hormigón en cantidad suficiente como alternativa de solución para evitar que se produzcan expansiones perjudiciales por RAS. Se conocen experiencias que indican que la adición de compuestos de litio pueden ser efectiva para reducir la RAS. Existen distintos compuestos químicos a base de litio, cuya eficiencia es también diferente. La aptitud de estos productos se debe comprobar en cada aplicación, con el conjunto de materiales de obra. A este efecto, es de aplicación el método de ensayo de la norma IRAM 1700. C 2.2.11. Penetración de agua Para las condiciones de exposición y/o servicio mencionadas en este artículo, es necesario asegurar una baja penetración de agua en el hormigón, ya sea por absorción capilar o por presión exterior. Ello no siempre se logra con una baja razón agua/(cemento+adición). Para asegurar que la elección de los materiales y la dosificación de la mezcla, incluyendo la razón a/(c+a) produzcan un hormigón compacto, el Reglamento requiere que la mezcla a utilizar en el Proyecto verifique el límite máximo de alguno de los ensayos especificados. Se considera que el método IRAM 1 554 no es el mas adecuado a este fin, pero en la actualidad es el único que está normalizado. Durante el período de discusión pública del Reglamento se trabajará en la elección y especificación de un método de ensayo que mida con mejor aproximación los atributos requeridos.

C 2.3. RESISTENCIA DE LOS HORMIGONES C 2.3.1.1. La resistencia especificada también se conoce como resistencia característica de rotura a la compresión. En este Reglamento corresponde al cuantil del diez por ciento (10%) en la distribución de resistencia a compresión del hormigón colocado en una obra (es el valor estadístico de la resistencia, que corresponde a la probabilidad de que el noventa por ciento (90%) de todos los resultados de ensayos de la población supere dicho valor).


Com. Cap. 2 - 6

La resistencia especificada o resistencia característica de rotura a compresión es una medida estadística de la resistencia potencial del hormigón colocado en la estructura, que puede ser alcanzada a la edad de diseño bajo condiciones de curado normalizadas. Se hace notar que, para un mismo hormigón, la resistencia especificada según este Reglamento (cuantil 10%) es entre 3 y 5 MPa mayor que el valor de resistencia característica definida según la versión CIRSOC 201-1982 (cuantil 5%). Como ejemplo un H-17 del CIRSOC 201-1982 equivale a un H-20 o mayor del presente Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón. C 2.3.3. Edades de diseño Algunos tipos de cemento poseen un crecimiento de resistencia importante después de los 28 días. El Reglamento permite que el proyectista aproveche esta ganancia de resistencia cuando la tipología del elemento estructural facilita el curado del hormigón y aquella se produce antes de la puesta en carga del elemento. Tal es el caso, por ejemplo, de estructuras que estarán sumergidas y el de las estructuras masivas en general.


Cap. 2 - 7

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 3. MATERIALES

C 3.1. CEMENTOS C 3.1.2. Requisitos especiales a)

En forma experimental se ha determinado que en un cemento existe una buena correlación entre su contenido de aluminato tricálcico (C3A) y la alúmina generada en la fase alúmino-ferrítica del cemento y su resistencia a los sulfatos. Por esta causa, la norma para los cementos a usar en la elaboración de hormigones expuestos a un ataque externo por sulfatos solubles contenidos en los suelos y/o aguas de contacto, limitan su contenido de aluminato tricálcico (C3A) y la suma del ferroaluminato tetracálcico más el aluminato tricálcico.

b)

•

Cemento altamente resistente a los sulfatos. Norma IRAM 50 001-00 Tabla 3. Limita el contenido de aluminato tricálcico (C3A) a cuatro g/100g (4 g/100g), y la suma del ferroaluminato tetracálcico más el aluminato tricálcico a veintidós g/100g (22 g/100g), para el cemento pórtland normal (CPN) y en el clínquer para otros cementos.

•

Cemento moderadamente resistente a los sulfatos. Norma IRAM 50 001-00 - Tabla 4. Limita el aluminato tricálcico (C3A) al ocho por ciento (8%), para el cemento pórtland normal (CPN).

Los cementos aportan habitualmente un contenido de cloruros muy bajo. La norma IRAM 50 000-00 establece un límite de cloruros de 0,10 %.

C 3.2. AGREGADOS C 3.2.2. Requisitos generales Siempre que sea posible se recomienda utilizar agregados que cumplan con los requisitos especificados por las normas IRAM y por este Reglamento. No siempre se consiguen en forma económica agregados que cumplan estrictamente con los requisitos establecidos por las normas IRAM y los Reglamentos. Sin embargo, en ciertas circunstancias, hormigones elaborados con materiales que no cumplían estrictamente con las especificaciones, tuvieron un comportamiento satisfactorio a lo largo de su vida útil.


Cap. 3 - 9

Se recomienda que cuando sea imprescindible usar agregados que no cumplan estrictamente con los requisitos de las normas IRAM, se demuestre previamente con evidencias reales, que los mismos se usaron a lo largo del tiempo para elaborar hormigones similares con resultados finales satisfactorios. De cualquier manera, se debe tener en cuenta que este hecho no garantiza una buena perfomance del mismo agregado si este se usa en otras condiciones y/o en otros lugares en los que se usó en el pasado. C 3.2.3.3. y C 3.2.4.3. Las sales, las arcillas u otras películas que pueden estar adheridas a las partículas de los agregados disminuyen su adherencia con la pasta de cemento y deben ser removidas por lavado durante el procesamiento del agregado. Este proceso de lavado es imprescindible para cantos rodados extraídos de yacimientos naturales que contienen arcillas y para los agregados obtenidos de canteras de rocas diaclasadas o de escoria de alto horno. Cabe destacar que, en algunas rocas sedimentarias que se encuentran mezcladas con arcillas o pizarras, se requiere de un enérgico lavado para remover estos materiales deletéreos. Mundialmente las normas y especificaciones establecen límites para el material fino que pasa el tamiz de 75 µm (Nº 200). Estos límites son menos restrictivos cuando el material fino es polvo que proviene fundamentalmente de las operaciones de trituración del agregado, permitiendo en algunos casos no incluir un proceso de lavado durante la producción de piedra triturada o escoria de alto horno, salvo que el comprador imponga su lavado. Algunas normas establecen para el agregado grueso, un límite variable entre 0,25 % y 0,50 % para el material fino que pasa el tamiz de 75 µm (Nº 200), el cual es más restrictivo que el establecido por la norma IRAM 1 531 y este Reglamento. Cuando se manipulea y transporta el agregado grueso triturado se genera polvo, que aumenta levemente la cantidad de material que pasa el tamiz 75 µm (Nº 200). Como consecuencia, estos límites tan restrictivos son difíciles de cumplimentar sin un relavado del agregado y en general se especifican para trabajos especiales, en donde es necesario usar hormigones de muy alta resistencia o performance. Tablas 3.4. y 3.6. Se recomienda analizar todos los agregados que se extraen de yacimientos marítimos o de yacimientos donde los agregados estén en contacto directo con agua de napa contaminada con cloruros, con el objeto de determinar su contenido de sales de cloro. Se debe tener en cuenta que pequeñas cantidades de sales de cloro en los agregados pueden originar niveles de cloruros en el hormigón que excedan los límites permisibles especificados, (ver el Capítulo 2). A modo de ejemplo, si un metro cúbico de hormigón contiene 800 kg de un agregado fino que aporta 0,06 % de cloruros y 260 kg de cemento, da como resultado un contenido de cloruros del 0,2 % en el hormigón, referido al peso de cemento. C 3.2.4.2.c). El tamaño máximo nominal del agregado grueso se limita para asegurar que el hormigón pueda ser colocado entre las armaduras sin segregación y para minimizar la formación de oquedades y nidos de abeja en la masa del hormigón. El responsable de la obra puede aumentar el tamaño máximo del agregado grueso especificado por este Reglamento, si la trabajabilidad y el método de compactación a usar garantizan que el hormigón se coloque sin segregación y sin que se generen oquedades o nidos de abeja en su masa. Se recomienda también que el tamaño máximo del agregado grueso sea igual o menor que 3/4 del mínimo recubrimiento libre de las armaduras. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Cap. 3 - 10

C 3.2.4.6. La forma de las partículas de un agregado es una característica muy difícil de definir y de especificar. De acuerdo al tipo de agregado las normas especifican criterios, los cuales en general se basan en lo siguiente: a)

Agregado fino: Ensayo normalizado basado en la determinación del contenido de vacíos del material suelto.

b)

Agregado grueso: Hay dos (2) criterios básicos: •

Definir dos (2) formas de partículas, achatadas o elongadas, en función de la relación entre la longitud, el ancho y el espesor de un prisma rectangular circunscripto a la partícula. La cantidad de cada una de las formas que contiene una determinada muestra representativa de agregado grueso, se determina separando visualmente cada una de ellas y determinando los respectivos porcentajes en peso sobre el total de la muestra ensayada.

•

Definir la cubicidad de las partículas, que es una característica de la forma de las mismas que cumplen con la condición de que sus tres dimensiones sean prácticamente iguales.

C 3.2.5. Acopio y manipuleo de agregados Cuando los agregados se manipulan en exceso o en forma incorrecta se pueden originar cuatro (4) problemas fundamentales, que afectan posteriormente las propiedades del hormigón: Segregación. Afecta la granulometría del agregado. Contaminación. Inclusión inadvertida en los agregados de materiales finos y deletéreos. Heterogeneidad en su contenido de humedad superficial. Afecta la producción de hormigones uniformes. Degradación. Produce un mayor contenido de finos A continuación se resumen las recomendaciones principales a tener en cuenta para minimizar los efectos de estos problemas: 1. La segregación se puede minimizar acopiando e introduciendo a la mezcladora los agregados por fracciones separadas, en función de su tamaño máximo. 2. Reducir a un mínimo en cada fracción de agregado, la cantidad de material inferior al tamiz mínimo especificado para la misma. Cuando la degradación del agregado es importante, para eliminar dicho material puede ser necesario retamizar el agregado en la planta de elaboración de hormigón. 3. Controlar permanentemente el agregado fino para evitar variaciones de su granulometría, humedad superficial y material fino que pasa el tamiz IRAM de 75 µm (Nº 200). Por ejemplo, una variación excesiva en el contenido de material fino que pasa el tamiz IRAM de 75 µm (Nº 200), origina en el hormigón problemas tales como aumento en el requerimiento de agua para una misma trabajabilidad,


Cap. 3 - 11

aumento de su velocidad de aumento de consistencia, disminución de su resistencia y aumento de su contracción por secado. 4. Cuando se use una mezcla de dos (2) o más arenas, las mismas se deben acopiar e introducir por separado en la mezcladora. 5. Se recomienda acopiar los agregados en forma de tronco de pirámide truncada. Se debe evitar acopiar los agregados en pilas de forma cónica o de cualquier otra manera que genere pendientes que ayuden a la segregación de los mismos por deslizamiento de las partículas de mayor tamaño. 6. Evitar que sobre los acopios circulen camiones, o que los agregados sean manipulados utilizando topadoras sobre orugas o cargadores frontales sobre orugas o con ruedas del tipo patas de cabra, puesto que pueden causar la degradación o contaminación de los agregados acopiados. 7. Establecer una metodología de acopio para los agregados, que permita lograr estabilizar su contenido de humedad superficial. La estabilidad del contenido de humedad de un agregado depende de su granulometría, forma y textura superficial de las partículas y de las técnicas usadas para su acopio y drenaje. Se recomienda que todos los agregados que fueron extraídos húmedos de los yacimientos o que sufrieron un proceso de lavado, sean acopiados por separado para que drenen, previamente a ser usados en la elaboración del hormigón. Los agregados bien graduados, de partículas redondeadas y de textura suave, acopiados en un lugar que tenga un buen drenaje, pueden estabilizar su humedad superficial durante un período del orden de 12 horas. Los agregados mal graduados, de partículas angulosas y achatadas y de textura rugosa, acopiados en un lugar donde se cuente con un drenaje deficiente, pueden estabilizar su humedad superficial en el orden de una (1) semana. 8. Una vez estabilizada la humedad superficial de los acopios de agregados, la fluctuación de la humedad superficial que se pueda producir por efecto de las lluvias, debe ser corregida antes de ingresar el material a la mezcladora. 9. Se recomienda mantener los silos para acopio de agregados, llenos de material, con el objeto de minimizar la rotura de sus partículas y los cambios en la granulometría cuando se produce la descarga del agregado. 10. Muestrear los agregados a intervalos preestablecidos al azar, en un lugar lo más próximo posible al de su ingreso a la mezcladora. Sobre dichas muestras es conveniente determinar como mínimo su granulometría y material fino que pasa el tamiz IRAM de 75 µm (Nº 200). Se recomienda llevar registros y gráficos o tablas de control de la media móvil del promedio de cinco (5) ensayos consecutivos, con el objeto de reajustar la mezcla en función de dichos resultados.


Com. Cap. 3 - 12

C 3.3. AGUA PARA MORTEROS Y HORMIGONES C 3.3.1. Requisitos En general cualquier agua natural que sea potable, y que no tenga olor o gusto fuerte, puede ser usada como agua de mezclado para el hormigón. Las impurezas excesivas contenidas en el agua de mezclado pueden: Afectar los tiempos de fraguado, las resistencias y la estabilidad volumétrica del hormigón Originar eflorescencias en la superficie del hormigón Causar corrosión de las barras de acero para armaduras. Se debe evitar, siempre que sea posible, el uso de agua que contenga una elevada concentración de sólidos disueltos. Se debe tener en cuenta que las sales u otras sustancias deletéreas que contiene el agua de mezclado se suman a las que aportan los agregados, aditivos químicos o adiciones minerales. El agua potable contiene pequeñas cantidades de cloruros, y habitualmente su nivel se encuentra en el orden de 20 a 100 p.p.m. Estas cantidades se consideran insignificantes y no aportan cloruros al hormigón. Por ejemplo, para un hormigón con una razón agua/cemento de 0,50 y un contenido de cemento por metro cúbico de 260 kg, resulta un nivel de cloruros en el hormigón del orden de 0,001 % a 0,005 % por ciento, referido al peso del cemento. Se recomienda no utilizar como agua de amasado agua reciclada del lavado de las hormigoneras o motohormigoneras cuyo contenido de cloruros puede ser significativo, dado que al contenido de cloruros del hormigón original se le suman los que pueda aportar el agua de lavado.

C 3.4. ADITIVOS PARA HORMIGONES C 3.4.1. Requisitos generales El uso controlado de los aditivos químicos puede modificar ciertas propiedades del hormigón fresco y del endurecido, a saber: a) en el hormigón fresco: Incrementan la trabajabilidad del hormigón sin aumento de su contenido de agua Disminuyen el contenido de agua del hormigón sin modificar su trabajabilidad. Retardan o aceleran el tiempo de fraguado de un hormigón. Producen expansiones controladas del hormigón. Modifican la velocidad o la capacidad de exudación del hormigón.


Cap. 3 - 13

Reducen la segregación del hormigón. Facilitan la bombeabilidad del hormigón. Reducen la velocidad de aumento de consistencia del hormigón. b) en el hormigón endurecido: Retardan o reducen en el hormigón endurecido la generación de calor a edades tempranas Aceleran la velocidad de crecimiento de la resistencia del hormigón a edades tempranas. Incrementan las resistencia del hormigón a compresión, tracción o flexión. Incrementan la durabilidad del hormigón frente al ataque severo de sustancias agresivas externas, incluyendo sales descongelantes. Disminuyen la permeabilidad del hormigón. Controlan las expansiones que se puedan producir por la reacción deletérea álcaliagregado. Incrementan la adherencia hormigón-acero. Incrementan la adherencia entre un hormigón endurecido existente y un hormigón fresco a colocar sobre el mismo. Mejoran las resistencias al impacto y a la abrasión del hormigón. Inhiben la corrosión de elementos metálicos incluidos en la masa del hormigón. Producen hormigón coloreado. c ) Se recomienda que los aditivos químicos sean ensayados para: Determinar si cumplen con las especificaciones. Evaluar los efectos de los aditivos químicos sobre las propiedades del hormigón, elaborado con los materiales,equipos, procedimientos y condiciones ambientales que prevalecerán en la obra. Determinar la uniformidad del producto.


Com. Cap. 3 - 14

d ) Precauciones a tener en cuenta cuando se usan aditivos químicos: Los aditivos químicos deben cumplir con las normas IRAM correspondientes y con los Documentos del Proyecto de aplicación para cada caso. Los efectos de un aditivo químico deben ser evaluados con los materiales, equipos y condiciones ambientes en las que serán usados, prestando especial atención a las instrucciones del fabricante. Esta evaluación es particularmente importante cuando: El aditivo nunca se usó previamente con una combinación dada de materiales. Se especifica su uso con algún tipo especial de cemento. Se usa más de un aditivo para elaborar el hormigón. El mezclado, el transporte y la colocación del hormigón se realizará a temperaturas no comprendidas dentro del rango de temperaturas recomendadas por el fabricante, las normas o los Reglamentos. e)

Cuando se está evaluando un aditivo químico se recomienda tener en cuenta que: Los efectos que produce un determinado aditivo químico se pueden ver afectados por un cambio en el tipo o clase de cemento o del contenido de cemento en la mezcla, o por una modificación en la granulometría o en las proporciones en que se mezclan los agregados. Muchos aditivos químicos afectan a más de una de las propiedades del hormigón fresco, y algunas veces afectan en forma adversa propiedades deseables de un hormigón. Los efectos de un aditivo químico son modificados significativamente por factores tales como el contenido de agua y de cemento de la mezcla, el tipo de agregados usados y sus granulometrías, y por el tipo y el tiempo de mezclado. Los aditivos químicos que modifican las propiedades del hormigón fresco pueden causar problemas tales como endurecimiento rápido o prolongación del tiempo de fraguado de un hormigón. Un endurecimiento prematuro a menudo es causado por los cambios en la velocidad de reacción entre el aluminato tricálcico y los sulfatos, y se puede determinar realizando estudios de compatibilidad entre el aditivo y cada cemento a usar. El retardo del tiempo de fraguado de un hormigón puede ser causado por una sobredosis del aditivo o por un descenso en la temperatura ambiente, respecto de la cual se probó el aditivo. En ambos casos retrasa la hidratación de los silicatos cálcicos.

f ) Los aditivos químicos de uso más habitual en la elaboración de hormigón, se clasifican de la siguiente manera:


Cap. 3 - 15

Incorporadores de aire: Los aditivos incorporadores de aire producen una elevada cantidad de diminutas burbujas esféricas de aire en la masa del hormigón durante su mezclado. Esto hecho contribuye a mejorar su trabajabilidad, reducir su segregación, exudación y su permeabilidad e incrementar su resistencia a ciclos de congelación y deshielo. La incorporación de aire permite el uso de mezclas con menor contenido unitario de cemento y de agregados de superficie rugosa, de forma irregular y de granulometría que no sea perfectamente continua. Se puede estimar que cada uno por ciento (1 %) de aire incorporado se reduce el agua de mezclado en el orden del dos al cuatro por ciento (2 % al 4%), sin desmejorar la trabajabilidad y el aumento de consistencia del hormigón. Este tipo de aditivo, aunque produce una disminución significativa de la consistencia de un hormigón, reduce su resistencia. En los hormigones que se elaboran usando este tipo de aditivo este efecto se puede minimizar reduciendo su razón agua/cemento, para lo cual se debe mantener constante el contenido de cemento y disminuir el contenido de agua de mezclado. Para una determinada dosis de aditivo el aire incorporado a la masa del hormigón aumenta cuando disminuye su consistencia, y disminuye cuando aumenta la cantidad de finos, el tiempo de mezclado y la temperatura del hormigón. Reductores de agua de mezclado Los aditivos reductores del agua de mezclado se utilizan para reducir el contenido de cemento logrando una misma resistencia especificada o para producir una mayor trabajabilidad del hormigón reduciendo el contenido de agua y aumentando la resistencia. En hormigón masivo no armado no es habitual el uso de aditivo superfluidificante. Se recomienda su uso si se trata de estructuras de hormigón masivo armado. Retardador del tiempo de fraguado Se recomienda la utilización de aditivos retardadores del tiempo de fraguado cuando sea necesario mantener al hormigón en estado plástico, el tiempo necesario para colocar y vibrar sucesivas capas o tongadas antes que se produzca el principio de fraguado de la capa o tongada inmediata inferior. Cuando se usa este tipo de aditivo se recomienda, previamente a la iniciación de las tareas de hormigonado, determinar experimentalmente los tiempos de fraguado inicial y final del hormigón sobre un pastón de prueba elaborado con los mismos materiales y equipos con que se va a trabajar en obra. C 3.4.1.1. Los aditivos químicos se proveen en dos (2) formas típicas:


Com. Cap. 3 - 16

a)

Como polvo seco para diluir posteriormente en obra. Requieren de equipos especiales para su dilución y en general son difíciles para disolver y homogeneizar en obra.

b)

Líquidos listo para su uso en obra. Su concentración puede ser más elevada que los aditivos preparados en obra. Como ventaja adicional, cualquier material insoluble finamente molido que se encuentre presente en el aditivo líquido, tiende a quedarse en suspensión, y por lo tanto no se requiere una agitación continua del aditivo. En ambos casos, los fabricantes de aditivos químicos deben indicar el grado de agitación o recirculación requerida para cada tipo de aditivo que proveen.

C 3.4.1.4. Los aditivos que contienen cloruros facilitan y aceleran la corrosión de las armaduras activas y pasivas y de los elementos de aluminio o acero embebidos en la masa del hormigón, especialmente si el mismo se encuentra en un ambiente húmedo o sometido a ciclos de humedecimiento y secado. Los límites máximos admitidos para la concentración de ión cloruro en el hormigón endurecido se establecen en el Capítulo 2 de este Reglamento. C 3.4.2. Acopio, identificación y manipuleo En climas en los cuales los aditivos se puedan congelar, los tanques de almacenamiento y el contenido de aditivo en su interior deben ser calentados o colocados en un ambiente provisto con un calentamiento controlado. Esta última opción es la mejor por las siguientes razones: Si los tanques de almacenamiento contienen serpentinas de calentamiento o calientan su contenido usando agua caliente o vapor, se debe tener cuidado de que no se produzca un sobrecalentamiento del aditivo, debido a que una alta temperatura puede reducir la efectividad de ciertas formulaciones que se usan para determinados aditivos. Algunas sondas que se introducen en la masa del aditivo almacenado para producir su calentamiento, pueden generar un sobrecalentamiento localizado en el mismo, y descomponerlo químicamente, produciendo gases explosivos. Las conexiones eléctricas a sondas o serpentinas de calentamiento se pueden desconectar accidentalmente o por corte de energía eléctrica, permitiendo que el aditivo se congele y produzca daños en los equipos de almacenamiento. Además, el costo de este tipo de calentamiento eléctrico es mucho más elevado que el de mantener al aditivo por debajo del punto de congelación en un ambiente con temperatura controlada. En un ambiente con temperatura controlada no solamente se pueden almacenar los tanques que contienen aditivos para protegerlos de la congelación, sino también las bombas, válvulas y medidores, para evitar también que se produzcan daños sobre los mismos por congelamiento o por otras causas tales como el polvo y la lluvia. Además, como la temperatura de almacenamiento dentro de un depósito tiene un rango de variación mucho menor a lo largo del año, respecto del almacenamiento del aditivo en el exterior, la viscosidad del aditivo es más constante y los equipos para su medición requieren de una calibración más esporádica.


Cap. 3 - 17

Sí se utilizan tanques o recipientes de material plástico para almacenar los aditivos, se deben extremar las precauciones para evitar llevar la temperatura de los calentadores hasta la temperatura en que el material plástico se ablanda o se produce su rotura. Los tanques usados para almacenar los aditivos deben ser ventilados en forma apropiada para evitar que se introduzcan en su interior materiales extraños a través de las aberturas de ventilación. Cada vez que los aditivos se dejan de usar se deben cerrar herméticamente los tanques para evitar la contaminación del producto.

C 3.5. ADICIONES MINERALES PULVERULENTAS C 3.5.1.2. Estudios experimentales han demostrado que algunas puzolanas activas y escorias granuladas de alto horno, utilizadas mezcladas con el cemento o adicionadas por separado al hormigón como un componente más, incrementan la expectativa de vida del hormigón expuesto al ataque externo de sulfatos solubles. Las puzolanas activas y la escoria de alto horno incrementan la impermeabilidad del hormigón, y adicionalmente reducen la formación potencial de yeso, debido a que se combinan con los álcalis y con el hidróxido de calcio que se genera durante la hidratación del cemento. La escoria de alto horno que cumple con la norma IRAM 1 667, se usa como una adición mineral en el hormigón en la misma forma en que se usan las cenizas volantes. En general, estas se usan con un cemento pórtland normal (CPN), que cumplan con los requisitos de la norma IRAM 50 000-00. C 3.5.1.4. El contenido de cloruros de las escorias de alto horno, de las cenizas volantes y de la microsílice es normalmente bajo. Se debe prestar especial atención a las escorias de alto horno que se enfrian utilizando agua salada o de mar, pues pueden tener un contenido significativo de cloruros.

C 3.6. ACEROS C 3.6.1.5. La soldabilidad de los aceros se basa en la determinación de su carbono equivalente (CE), el cual depende de la composición química de cada acero. El carbono equivalente (CE) se calcula mediante las fórmulas establecidas en las normas para aceros soldables IRAM-IAS U 500-207 e IRAM-IAS U 500-502. Cuando se deban soldar barras para armaduras, en los Documentos del Proyecto se deben especificar las propiedades de los aceros a usar y los procedimientos a seguir para la ejecución de las mismas. Las normas IRAM-IAS U 500-97 e IRAM-IAS U 500-96 cubren estos aspectos, incluyendo criterios para calificar a los soldadores. C 3.6.1.6. Sí se deben ejecutar soldaduras de barras para armaduras en ampliación, modificación o reparación de estructuras existentes, el Reglamento establece una metodología básica para determinar el tipo de acero de que se trata y si el mismo es fácilmente soldable o requiere de un método de soldadura especial. Con la composición química se calcula el carbono equivalente del acero y por ensayos físicos se determinan las características mecánicas, el límite de fluencia, la resistencia a la Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Cap. 3 - 18

tracción y el alargamiento porcentual de rotura. Estos parámetros permitirán determinar si el acero es de dureza natural o mecánica, obtenido por deformación en frío, y si los aceros son soldables o no. Con la información que se obtenga, el Diseñador o Proyectista Estructural debe redactar las especificaciones particulares correspondientes, estableciendo el tipo, requerimientos y método de soldadura a emplear.


Cap. 3 - 19

PARTE 3 – REQUISITOS CONSTRUCTIVOS COMENTARIOS AL CAPÍTULO 4. CRITERIOS Y HORMIGÓN

CONTROL

DE

CONFORMIDAD

DEL

C 4.1. Requisitos generales Este Capítulo contiene las disposiciones a aplicar para determinar si el hormigón utilizado para la construcción de una estructura cumple con los requisitos establecidos en este Reglamento. C 4.1.4. Los criterios de conformidad establecidos en el Reglamento consideran la posibilidad de utilizar los controles de producción de planta y los controles de recepción a pie de obra realizados por el Director de Obra. Estos criterios siguen los conceptos más modernos utilizados en los sistemas de calidad. Además, cuando su aplicación es posible y ambos controles son confiables, la utilización conjunta de ambos controles permite reducir el error de aceptación del consumidor. La aplicación del criterio de conformidad de resistencia establecido en el ACI 318 tiene una probabilidad elevada de aceptar lotes no conformes (error del consumidor) si se prescinde del control de producción de planta (o lo que es lo mismo, de la garantía de calidad del productor). A modo de ejemplo, lotes con 20%, 30% y 40% de defectuosos (cantidad de hormigón por debajo de fć) tienen una probabilidad de ser aceptados aproximadamente igual a 0,44, 0,64 y 0,83, respectivamente. C 4.1.5. El Modo 1 de control de conformidad utiliza los controles de producción y de recepción, asumiendo que el primero reúne las condiciones que se detallan en el artículo 4.2.3, incluyendo el acceso de la Dirección de Obra a los controles y registros de la planta elaboradora. Este Modo es aplicable a los casos en que la obra es abastecida por una planta elaboradora ubicada fuera del recinto físico de la obra y a los casos en que la planta es operada por la misma empresa constructora. El Modo 2 corresponde a las obras en que el hormigón es abastecido por una planta externa sin sistema de calidad y/o la Dirección de Obra desconoce los controles de producción.

C 4.2. CONFORMIDAD CON LA RESISTENCIA ESPECIFICADA C 4.2.3. Criterios de conformidad para el Modo 1 de control Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 4 - 21

Para el Modo 1 se mantienen los criterios de conformidad del ACI 318. Se asume que la planta elaboradora garantiza la conformidad del hormigón y ello reduce la probabilidad de aceptar lotes no conformes. C 4.2.4. Criterios de conformidad para el Modo 2 de control El Modo 2 de control de conformidad constituye una modificación del comentado en el artículo 4.2.3. Ha sido diseñado para cuando se deba recibir un lote con 5 resultados de ensayos y ese lote pertenece a una población con 5 MPa de desvío estándar y 20 % de hormigón con resistencia inferior a fć. En esas condiciones, la probabilidad de aceptar, por error, a dicho lote no conforme, es igual a 0,20. C 4.5.2.1. La absorción de agua de un agregado se determina por la disminución de masa de una muestra en estado saturada a superficie seca, cuando es secada en estufa hasta peso constante. La saturación del agregado se alcanza mediante su inmersión total en agua durante 24 horas. Sin embargo en climas cálidos con humedad relativa baja, algunos agregados de mediana absorción no se encuentran en estado saturado a superficie seca, ni lo logran en el lapso que dura el mezclado y puesta en sitio del hormigón. Por tal motivo en esas situaciones se debe determinar la absorción del agregado a tiempos menores, habitualmente treinta minutos o una hora. Ese valor de absorción es el que se utiliza para corregir la mezcla.


Com. Cap. 4 - 22

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 5. HORMIGÓN FRESCO - PROPIEDADES, DOSIFICACIÓN Y PUESTA EN OBRA

C 5.1. PROPIEDADES DEL HORMIGÓN C 5.1.1.2. Los métodos de ensayo, adoptados en este Reglamento para la evaluación de la consistencia del hormigón fresco, son aplicables en forma exclusiva para las consistencias que se indican taxativamente en la Tabla 5.1. Este Reglamento establece seis (6) rangos de consistencia de hormigones, cuyas denominaciones y métodos de evaluación se indican en la Tabla 5.1. Para dichos rangos de consistencia son de aplicación las indicaciones siguientes: En hormigones de consistencia fluida, cuando las mezclas sean poco cohesivas se adoptará el ensayo de extendido en la Mesa de Graf para medir la consistencia, en reemplazo del asentamiento del cono de Abrams. Al efecto, se considerará que las mezclas son poco cohesivas, cuando al desmoldar el cono de Abrams no se perciba el círculo superior del tronco de cono de hormigón y/o se observe, en el borde exterior de la mezcla desmoldada, una aureola de agua libre significativa. En las mezclas muy seca, seca, plástica y muy plástica, la consistencia se debe lograr con la menor cantidad de agua que permita el llenado de los encofrados, y la obtención de estructuras compactas y bien terminadas. En las mezclas fluida y muy fluida, la consistencia se debe lograr utilizando la combinación de la menor cantidad de agua y la mínima dosis de aditivo superfluidificante que permita el llenado de los encofrados, y la obtención de estructuras compactas y bien terminadas, sin provocar segregación. C 5.1.1.2.a). Las mezclas de consistencia fluida y muy fluida se deben utilizar en hormigones de cualquier clase sólo si éstos contienen un aditivo superfluidificante. La dosis y oportunidad de ingreso a la mezcla del aditivo deben ser tales que maximicen la fluidez de la pasta del hormigón sin generar segregación en el hormigón bajo ninguna circunstancia. Los hormigones que corresponden a los rangos de consistencias fluida y muy fluida, con fluidez obtenida con el uso de aditivos superfluidificantes pierden esa fluidez de modo significativo con el transcurso del tiempo. Por esa razón se deberá verificar en esos casos que el hormigón disponga de la consistencia requerida al momento de ser colocado en los moldes, especialmente para los casos de importantes transportes y/o esperas de colocación.


Cap. 5 - 23

C 5.1.1.2.b). Los hormigones de clase H-15, se pueden elaborar con consistencia fluida sin el uso de aditivos superfluidificantes, si el asentamiento es igual o menor que 180 mm y si el contenido de cemento por metro cúbico de hormigón es igual o mayor que 350 kg. En el caso particular del ensayo de asentamiento del tronco de cono de Abrams se llama la atención sobre su utilización para evaluar hormigones poco cohesivos, donde se requieren particulares cuidados en la interpretación de resultados. Los dispositivos de ensayo prescriptos para la evaluación de la consistencia del hormigón fresco, son aptos para hormigones con agregado grueso cuyo tamaño máximo no supere el valor de 37,5 mm. Cuando sea necesario evaluar hormigones con agregados gruesos de mayor tamaño máximo que ese límite, se debe proceder a efectuar la separación del agregado grueso de tamaño excedente, de acuerdo con la norma IRAM 1 697, y a efectuar el ensayo con el hormigón remanente luego de efectuar su remezclado. C 5.1.1.4. Una vez obtenida la consistencia necesaria para el hormigón fresco, con relación a la obra a moldear y los medios disponibles para su manejo, es fundamental adoptar las medidas precisas para mantenerla invariable, dentro de las tolerancias establecidas, hasta completar la puesta en obra del mismo. C 5.1.2.1. El contenido de aire expresado en volumen por m³ de hormigón, si bien es un parámetro fácilmente cuantificable, no es un indicador indubitable de que se hubiere incorporado el aire al hormigón en la forma benéfica de microburbujas incoalescentes. Por lo tanto, lo indicado en este artículo es de aplicación para el uso de aditivos previamente aprobados con el fin de incorporar aire al hormigón, mediante lo establecido en la norma IRAM 1 663. C 5.1.2.2. La determinación del contenido de aire con los dispositivos de ensayo prescriptos se puede efectuar directamente en hormigones con agregado grueso cuyo tamaño máximo no supere el valor de 37,5 mm. En caso de evaluarse el contenido de aire en hormigones con agregados gruesos de mayor tamaño máximo que ese límite, se deben eliminar por tamizado las partículas mayores de 37,5 mm. C 5.1.3.2. En hormigones que contengan aire intencionalmente incorporado, el contenido de material pulverulento puede ser reducido en un volumen igual al del aire intencionalmente incorporado. La factibilidad de este reemplazo debe ser cuidadosamente verificada en obra, teniendo en cuenta la aptitud de la mezcla resultante. En hormigones sometidos a efectos de abrasión superficial, a la congelación y deshielo y a algunos agentes químicos y/o físicos, un excesivo contenido de material pulverulento es desfavorable, por lo cual éste deberá ajustarse a la cantidad mínima necesaria para que el hormigón resulte cohesivo sin segregación ni excesiva exudación. La existencia de partículas muy finas en el hormigón es especialmente importante en el caso de hormigones que deban ser transportados por bombeo o largas distancias con el objeto de que no se segreguen durante esas operaciones. También son necesarias en estructuras impermeables y para el hormigonado de elementos de paredes delgadas y fuertemente armados. En todos los casos, no debe haber excesiva cantidad de partículas muy finas en la dosificación, ya que su presencia puede afectar la consistencia del hormigón resultante, transformándolo en una mezcla pegajosa imposible de compactar


Com. Cap. 5 - 24

adecuadamente. La cantidad de partículas muy finas a incorporar deberá ser un equilibrio entre las necesidades de fluidez y de cohesión del hormigón. C 5.1.4. Exudación del hormigón El Reglamento ha incorporado la exigencia de que la exudación de agua del hormigón sea menor que el valor crítico establecido en el artículo 5.1.4.1, que considera que, en elementos estructurales que superan los dos metros de altura, una exudación elevada se traduce en disminución importante en la resistencia del hormigón colocado en la parte superior del mencionado elemento estructural. Como dato ilustrativo se puede estimar que una capacidad de exudación del 7 al 8 % puede disminuir la resistencia en la estructura en un 20% respecto de la resistencia potencial de la misma mezcla de hormigón. C 5.1.5. Contenido unitario de cemento El uso de contenidos de cemento elevados puede provocar mezclas muy cohesivas y difíciles de trabajar en el estado fresco. Además, en secciones masivas y moderadamente masivas originan un elevado incremento de la temperatura del hormigón en las primeras edades que, con el posterior enfriamiento, dará lugar a fisuras por contracción térmica. El tema de la elevación de la temperatura y posterior fisuración está tratado en el artículo 5.13. Las dificultades por exceso de cohesión se pueden subsanar eligiendo adecuadamente el cemento y los aditivos, para lo cual se deben realizar estudios experimentales previos. En estructuras no masivas, no se deben esperar problemas de trabajabilidad hasta un contenido máximo de cemento de 400 kg/m3 de hormigón compactado. Cuando se realicen estudios experimentales previos y ejecución controlada de la estructura, con especial énfasis en el curado, se puede utilizar hasta un contenido máximo de cemento de 450 kg/m3 de hormigón compactado. Lo expresado precedentemente está referido a cementos sin adiciones. Cuando se utilizan cementos con adiciones, éstas pueden mejorar o desmejorar significativamente el comportamiento del hormigón, dependiendo del tipo de adición. En estos casos siempre se deben realizar estudios previos experimentales.

C 5.2. DOSIFICACIÓN DEL HORMIGÓN C 5.2.1.1. El Reglamento no establece especificaciones para casos de ataques muy severos, tales como hormigones en contacto con ácidos o elevadas temperaturas. Tampoco establece especificaciones para hormigones de tipo arquitectónico. Los requisitos a cumplir para estos casos se deben establecer en la Documentación del Proyecto. C 5.2.2.2. Si la planta elaboradora cuenta con registros que cumplan con las condiciones a) hasta e) inclusive dadas en el artículo 5.2.3.2, y sólo se dispone de 15 a 29 resultados de ensayos consecutivos, el procedimiento establecido de determinar la desviación normal con la cantidad de resultados de ensayos disponibles e incrementar su valor por un factor, permite establecer una desviación normal que al aplicarla a las


Cap. 5 - 25

expresiones 5-1 y 5-2, permite obtener un valor conservativo de resistencia media de diseño de un hormigón. Los factores de incremento de la desviación normal establecidos en la Tabla 5.6. se basan en la distribución del muestreo de la desviación normal, y proporcionan una seguridad equivalente a la que corresponde al adoptar 30 resultados de ensayos consecutivos, evitando que al tomar una muestra menor se distorsione la verdadera desviación normal de la población del universo. En el artículo 5.2.2.2.a), para el Modo de Control 1, la primera expresión resulta para una probabilidad de 1 en 100 que el promedio de tres (3) resultados de ensayos consecutivos sea menor que la resistencia de diseño especificada (f'c). La segunda expresión resulta de establecer igual probabilidad de que cada resultado de ensayo no se encuentre en más de 3,5 MPa por debajo de la resistencia de diseño especificada (f'c). En ambas expresiones se asume que la desviación normal usada es igual al valor de la desviación normal para una población constituida por un gran número de resultados de ensayos o que dicha cantidad tiende a infinito. Cuando se dispone de treinta (30) resultados de ensayos, la probabilidad de falla será probablemente algo mayor que 1 en 100. Por esta razón se recomienda, cuando sea posible, usar para el cálculo de la desviación normal una cantidad de resultados de ensayos del orden de cien (100).

C 5.3. PRODUCCIÓN C 5.3.3.3. El mezclado del hormigón tiene como objeto producir una mezcla razonable-mente homogénea por lo cual el tiempo mínimo de mezclado será el necesario para alcanzar la uniformidad del hormigón. El criterio y el proceso para establecer si un pastón es homogéno, está indicado en la norma IRAM 1 666- Parte III. El tiempo de mezclado necesario para alcanzar la uniformidad de un determinado hormigón se debería determinar aplicando el criterio de uniformidad establecido, ya que depende del tipo y capacidad de la hormigonera, del rango de consistencia del hormigón y del tipo y tamaño máximo del agregado grueso. C 5.3.3.8. Se han prescripto valores mínimos de tiempo de mezclado para hormigoneras de eje basculante y eje horizontal, que son los equipos de uso más habitual, sobre la base de considerar un correcto funcionamiento de la hormigonera, para aquellos casos en los que no es posible llevar a cabo su determinación certera. Las hormigoneras de eje vertical de más de 2,0 m³ de capacidad nominal en condiciones de óptimo funcionamiento cumplen los requisitos de uniformidad establecidos en la norma IRAM 1 666-Parte III con menores tiempos de mezclado que los prescriptos para hormigoneras convencionales. En tales casos, verificando la eficiencia del mezclado efectuado, se puede reducir el tiempo mínimo establecido en este Reglamento para hormigoneras convencionales. C 5.3.3.9. El tiempo máximo de mezclado no debe exceder de tres veces el mínimo determinado para cada equipo, ya que su prolongación no genera beneficios adicionales de homogeneidad y puede provocar desgaste del agregado grueso, incremento de la pérdida de agua por evaporación, elevación de la temperatura de la masa fresca y pérdida


Com. Cap. 5 - 26

del contenido de aire intencionalmente incorporado; fenómenos todos ellos que determinan un incremento de la consistencia, lo que se traduce en una mayor demanda de agua para la mezcla.

C 5.4. TRANSPORTE DEL HORMIGÓN A Y EN LA OBRA C 5.4. La consistencia del hormigón aumenta con el tiempo transcurrido desde su mezclado inicial. Dicha pérdida depende de los materiales utilizados, de la temperatura del hormigón y del tiempo de transporte. Puede ser importante y llegar a afectar la colocación del hormigón. Se debe considerar que el asentamiento del hormigón (norma IRAM 1 536) a la salida de planta menos la pérdida del mismo ocurrida durante el transporte debe permitir lograr, en el punto de descarga, el asentamiento mínimo necesario para colocar y compactar la mezcla en forma satisfactoria según establece este Reglamento. No se debe confundir el aumento de consistencia con el comienzo del fraguado del hormigón. En general, el tiempo de fraguado inicial es mayor que la suma de los tiempos requeridos para el transporte, colocación y compactación del hormigón. No obstante, para determinados tipos de estructuras, como pilotes y elementos flexados de grandes dimensiones, cuando se hormigone en tiempo caluroso se debe verificar que el tiempo de transporte permita colocar y compactar el hormigón antes que comience el fraguado inicial del hormigón (norma IRAM 1 662). En caso necesario se debe utilizar un aditivo retardador del tiempo de fraguado. C 5.4.2.2. Para que la velocidad del tambor del equipo motohormigonero pueda ser considerada como de mezclado deberá estar comprendida entre 14 y 18 rev/min y la velocidad del tambor para el caso de agitación del hormigón deberá estar entre 2 y 6 rev/min. C 5.4.2.6. Es habitual limitar a un máximo de 300 rev/min a las revoluciones del tambor del camión motohormigonero antes de su descarga. De este modo se minimizan en forma práctica los inconvenientes por la trituración de agregados blandos, el aumento de consistencia del hormigón, la abrasión del tambor y los efectos negativos del tiempo caluroso. Si estos aspectos son evaluados convenientemente y los resultados obtenidos no son perjudiciales para el hormigón, especialmente en lo concerniente a la pérdida de asentamiento sin agregado adicional de agua, se puede extender el límite de descarga con revoluciones del tambor a velocidad de agitación.

C 5.5. MANIPULEO DEL HORMIGÓN EN OBRA C 5.5. Los equipos y medios de transporte del hormigón deben ser capaces de entregar, en el punto de descarga, en forma continua y confiable, un hormigón de constitución homogénea. Tal eficiencia se debe determinar aplicando el criterio establecido en el artículo 5.1. del Reglamento, debiendo modificarse el proceso o los medios si la evaluación resultara negativa.


Cap. 5 - 27

C 5.5.3.2. Es posible transportar en forma eficaz, mediante cintas, hormigones de los rangos de consistencias seca, plástica y muy plástica, si se adopta convenientemente la inclinación, la velocidad de transporte y el perfil transversal de la cinta. C 5.5.3.3. Se debe tener en cuenta que las partículas de agregado de diferente tamaño llegan a los puntos de transferencia con impulso también diferente. Si esa magnitud es significativa provocará la segregación del hormigón en el momento de su transferencia a la tolva de descarga, situación que se debe evitar regulando los parámetros mencionados en el comentario el artículo 5.5.3.2. C 5.5.4. Para el uso del sistema de transporte en obra del hormigón por medio de bombeo, será de aplicación lo establecido en el decreto PEN N° 911/96 ¨Reglamento de Higiene y Seguridad para la Industria de la Construcción¨ en sus artículos 177 a 180.

C 5.6. COLOCACIÓN C 5.6.1.1. Además de lo expresado en forma genérica en este punto se deberá verificar que se cumple con lo establecido en el decreto PEN N° 911/96 ¨Reglamento de Higiene y Seguridad para la Industria de la Construcción¨ en sus artículos 167 a 176, para permitir el hormigonado. C 5.6.1.2. La manipulación excesiva del hormigón puede derivar en la segregación del mismo, por lo cual se ha reglamentado el criterio de minimizar los desplazamientos transversales de la masa fresca. C 5.6.3.3. Las técnicas particulares de colocación del hormigón bajo agua se basan en evitar el flujo de agua a través de la masa fresca en el sitio de colocación. El procedimiento adoptado, normalmente de bombeo o colado por tuberías, debe garantizar que el hormigón que se coloca lo haga desde adentro de la masa fresca ya colocada, a partir de una cantidad inicial que funciona como sello o tapón, de modo que la mayor parte del hormigón no se ponga en contacto con el agua. En la mayoría de las situaciones, el primer hormigón colocado para sello y que toma contacto con el agua circundante debe ser posteriormente eliminado, o no se toma en consideración. C 5.6.3.4. Las detenciones y demoras en la colocación del hormigón menores de 30 minutos no requieren de cuidados al reinicio del proceso de moldeo. Dicho límite temporal es de valor práctico para facilitar las decisiones en la obra. Cuando se excede ese límite se puede perder la continuidad necesaria en el hormigón fresco. Esta situación se puede superar si el hormigón contiene en su dosificación un aditivo retardador de fraguado y se continúa la colocación de modo que el hormigonado no se detenga totalmente, aunque se efectúe a ritmo muy lento, hasta que se restablezca el suministro normal. C 5.6.3.5. En el caso del hormigonado bajo agua de pilotes es recomendable efectuar la verificación de su integridad, de todos ellos o de algunos en forma de muestreo, mediante un ensayo específico de confiabilidad comprobada. C 5.6.6.3. Se recomienda hormigonar las losas y las vigas en conjunto. No se debe efectuar una junta innecesaria en las vigas a nivel del fondo de la losa.


Com. Cap. 5 - 28

C 5.6.6.7. La protección indicada para las barras de armadura salientes, en espera durante interrupciones de la obra, es la que mejor compatibiliza las dos propiedades necesarias a este efecto: evitar la corrosión del acero expuesto y permitir una fácil y completa remoción de la protección cuando se reinicie la obra. Asimismo, dada la afinidad de la protección provisoria y la debida al hormigón en que está empotrada la barra, lo especificado en el Reglamento contribuye a evitar eventuales diferencias de potencial que provocarían la corrosión por debajo de la superficie de interrupción del hormigonado. Existen protecciones alternativas para proteger las barras en espera, pero presentan el inconveniente de ser muy difíciles de remover con las herramientas habitualmente existentes en obra. Además introducen mayores riesgos de corrosión del tramo empotrado de las mismas barras a proteger.

C 5.7. COMPACTACIÓN C 5.7.1. Requisitos generales Dado que el proceso de compactación del hormigón fresco tiene como objeto eliminar las burbujas de aire atrapado, en los casos de hormigones con aire intencionalmente incorporado se debe verificar que el método de compactación adoptado no provoque una disminución indeseable por debajo de la discrepancia admitida para ese contenido de aire intencional. C 5.7.1.6. La magnitud de la energía necesaria para compactar un determinado hormigón es función de su comportamiento reológico. A los fines prácticos se la correlaciona con la consistencia de la mezcla fresca, que a su vez está directamente vinculada con las características de la estructura a moldear. Por lo tanto se deben elegir los medios de compactación apropiados en función de la consistencia del hormigón y no viceversa. En la Tabla C 5.1. se indican los medios recomendados de compactación de acuerdo con la consistencia del hormigón fresco.


Cap. 5 - 29

Tabla C 5.1. Medios de compactación recomendados consistencia del hormigón fresco Consistencia MUY SECA SECA PLASTICA

MUY PLASTICA

FLUIDA

MUY FLUIDA

para

cada

rango

de

Sistema de compactación aplicable • • • • • • • • • • • • • • • • • • •

Vibración interna y/o externa de máxima intensidad. Vibro compresión. Medios de compactación para suelos. Vibración interna y/o externa de máxima intensidad. Vibro compresión. Apisonado enérgico superficial. Vibración interna y/o externa de alta intensidad. Centrifugación y vibro-compresión. Varillado enérgico de la masa. Apisonado intenso superficial. Vibración interna de moderada intensidad. Reglas vibratorias de acción superficial. Acción de la gravedad. Varillado normal de la masa. Apisonado superficial suave. Eventual vibración interna en casos limitados. Acción casi exclusiva de la gravedad. Varillado normal de la masa. Eventual vibración interna en casos limitados.

C 5.7.2. Compactación mediante vibradores de inmersión La vibración del hormigón se efectúa con el objeto de reducir la fricción entre partículas para darle mayor movilidad a la masa fresca y para eliminar el aire que pudiese quedar ocluído en el hormigón, alcanzando así una mayor compacidad en el mismo. En el caso de los hormigones de consistencia fluida o muy fluida, con aditivo superfluidificante, la vibración no es necesaria para mejorar la movilidad del hormigón fresco. Se recomienda utilizarla exclusivamente para eliminar el aire atrapado y mejorar la compacidad de la mezcla colocada, reduciendo el tiempo de vibración al mínimo imprescindible para tal objeto. Se debe evitar un exceso de vibrado que producirá la segregación del hormigón. C 5.7.2.3. Las características de los vibradores de inmersión o internos recomendados para cada rango de consistencia del hormigón a compactar se indican en la Tabla C 5.2. Dado la importancia del correcto funcionamiento de los vibradores internos, se deben utilizar dispositivos que determinen la frecuencia y amplitud de oscilación para verificar que los mismos se encuentran dentro de los valores recomendados. El control de la eficiencia del equipo y del método de compactación por vibración se debe efectuar según lo indicado en la norma IRAM 1 705.


Com. Cap. 5 - 30

Tabla C 5.2. Características recomendadas de los vibradores de inmersión Rango de Consistencia ------

Diámetro de la aguja mm

Muy seca Seca Plástica Muy plástica Fluida Muy fluida

80 a 150 50 a 90 30 a 60 20 a 40 20 a 40 20 a 40

Valores sugeridos de Frecuencia Fuerza centrífuga Amplitud hertz kg mm 130 a 180 130 a 200 140 a 210 150 a 250 150 a 250 150 a 250

680 a 1800 320 a 900 140 a 400 45 a 180 45 a 180 45 a 180

0,80 a 1,50 0,60 a 1,30 0,50 a 1,00 0,40 a 0,80 0,40 a 0,80 0,40 a 0,80

Radio de acción cm 30 a 50 18 a 36 13 a 25 8 a 15 8 a 15 8 a 15

C 5.7.2.4. El exceso de energía entregada en la compactación de un hormigón se manifiesta como pérdida de la homogeneidad alcanzada en el mezclado provocándose su segregación. Su síntoma más evidente suele ser la aparición de una lechada en la superficie del hormigón en compactación a la par que se liberan grandes burbujas de aire del mismo. En estos casos se debe reducir la energía de compactación que se entrega al hormigón o rediseñarse la mezcla empleada. C 5.7.4.1. Es conveniente la utilización de vibradores externos de encofrado cuando la disposición de la armadura dentro del encofrado no permita introducir satisfactoriamente a vibradores internos dentro de su radio de influencia, y cuando se requieran paramentos vistos muy lisos. C 5.7.4.2. Son preferibles los vibradores de encofrado de baja frecuencia y alta amplitud de oscilación. Se debe cuidar el tiempo de funcionamiento ya que los vibradores de encofrado pueden producir segregación aún con tiempos menores que los vibradores de inmersión.

C 5.8. SUPERFICIES Y JUNTAS DE CONSTRUCCIÓN C 5.8.1.1. Lograr buena adherencia en una junta de construcción siempre requiere adoptar medidas y precauciones que lo transforman en un trabajo cuidadoso. Por ello es preferible minimizar la necesidad de juntas de construcción a las estrictamente indispensables, realizando estructuras continuas y monolíticas. C 5.8.4.4. La superficie de hormigón endurecido de la junta debe ser humedecida con anticipación a la aplicación del hormigón fresco, aplicando éste en cuanto la superficie húmeda haya perdido su brillo. Es una práctica no recomendada el humedecer el hormigón endurecido y aplicar el nuevo hormigón fresco sobre una superficie con agua libre. C 5.8.4.5. Cuando se aplique la primera capa de hormigón fresco junto a una junta de construcción, se debe verificar que la misma se compacte cuidadosamente para asegurar la adherencia requerida.


Cap. 5 - 31

C 5.10. PROTECCIÓN Y CURADO DEL HORMIGÓN C 5.10.2.1. Dado que el curado no busca por sí proveer un rendimiento adicional al hormigón de la estructura, sino que brinda las condiciones para alcanzar las propiedades de resistencia y durabilidad proyectadas del mismo, se debe comprender que lo prescripto en este Capítulo del Reglamento corresponde a las medidas mínimas necesarias para cumplimentar en forma suficiente tal objetivo. C5.10.2.2. Los métodos de curado que se pueden implementar se basan en evitar la pérdida del agua disponible en la mezcla fresca, restituir el agua perdida por evaporación durante el tiempo mínimo de curado, o acelerar su endurecimiento por curado con vapor. Estos procedimientos pueden ser independientes o necesitar complementarse entre sí según las condiciones ambientes y características y requerimientos constructivos de las estructuras. La descripción y exigencias de los métodos de curado se efectúa en los artículos siguientes. C 5.10.2.3. Los períodos de curado indicados están especificados por simplicidad según el tipo de cemento utilizado en la mezcla, aunque en forma estricta dependen de la velocidad de endurecimiento del mismo. Especial atención merece la utilización de cementos con baja velocidad de endurecimiento, indicados en el tercera fila de la Tabla 5.10., por las diferencias que se pueden encontrar entre diferentes marcas u origen. No siempre es posible lograr un curado eficiente con un plazo mínimo de días de realización. Las condiciones atmosféricas cambiantes durante el período de curado desempeñan un papel primordial en el resultado obtenido. En condiciones ambientales de lluvia o niebla, no se requiere esfuerzo para mantener el curado. Con condiciones de baja humedad relativa, se deben extremar los cuidados para prevenir la pérdida excesiva de humedad del hormigón, especialmente cuando además la temperatura y la velocidad del viento sean altas. C 5.10.2.5. Se deben adoptar medidas para que no se suspenda el curado en días feriados o no laborables. C 5.10.2.7. En el caso de las estructuras que se encuentren en contacto con agentes químicos agresivos, es recomendable extender el período de curado tanto como sea posible, para mejorar la impermeabilidad y durabilidad del hormigón. C 5.10.2.11. El principio fundamental del método de maduración, consiste en relacionar la resistencia de un determinado hormigón con el valor del factor de maduración. 1)

Para usar esta técnica, se debe trazar una curva resistencia a compresión – factor de maduración para cada hormigón a elaborar en obra, siguiendo el procedimiento que se detalla a continuación: Elaborar el hormigón usando los materiales, las proporciones y cantidades de materiales que se usarán en obra. De un mismo pastón moldear probetas cilíndricas, en la cantidad suficiente para ser ensayadas a distintas edades y una probeta testigo para medir sobre ella las temperaturas de curado en función del tiempo. Las edades a adoptar dependen del tipo de estructura a construir. En general se puede tomar : 6 horas, 9 horas,


Com. Cap. 5 - 32

12 horas, 18 horas, 1 día, 2 días, 3 días, 7 días , 28 días, 60 días y 90 días. Para cada edad se deben moldear como mínimo tres (3) probetas cilíndricas. Las probetas para ser ensayadas a compresión y las probetas testigo deben ser curadas en forma normalizada, según las normas IRAM 1 524 ó 1 534. En cada período de tiempo preestablecido se debe medir la temperatura del hormigón en la probeta testigo, con el objeto deque a cada una de las edades de ensayo establecidas se cuente con un registro continuo de temperatura para poder calcular el factor de maduración, utilizando la función de madurez que consta en el artículo 5.10.2.11. Conociendo la resistencia a compresión promedio obtenida a cada edad de ensayo y el factor de maduración correspondiente, se ajusta una curva continua para el hormigón en estudio. Convencionalmente se traza representando sobre el eje de abcisas el factor de maduración y sobre el eje de ordenadas la resistencia a la compresión. 2)

Para determinar en obra la resistencia a compresión, a una determinada edad, de un hormigón colocado, curado y protegido respetando las condiciones especificadas en este Reglamento, se procederá de la siguiente manera: Se debe contar en obra con la curva ajustada resistencia a compresión – factor de maduración, obtenida en un todo de acuerdo con lo establecido en el punto 1) precedente. A cada período de tiempo preestablecido, se debe medir la temperatura del hormigón en el interior del elemento estructural o sector de la estructura de la cual se quiere conocer la resistencia. De esta manera para cualquier edad de la estructura se cuenta con un registro continuo de temperaturas. La temperatura se puede medir usando termómetros de contacto o termocuplas. Se calcula el factor de madurez, utilizando la función de madurez que se especifica en el artículo 5.10.2.11 y el registro continuo de temperaturas. Cuanto menores son los períodos de tiempo preestablecidos para medir la temperatura del hormigón, más representativo es el valor del factor de maduración. Entrando en el eje de abcisas con el factor de maduración calculado para una determinada edad del hormigón, se puede determinar sobre el eje de ordenadas el valor de la resistencia a compresión correspondiente.

La predicción de la resistencia a compresión utilizando el método de maduración se basa en la premisa fundamental de que el hormigón colocado en la estructura tiene la misma resistencia potencial que el hormigón elaborado en laboratorio para trazar la curva resistencia a compresión – factor de maduración. Es fundamental verificar que se cumpla dicha premisa previamente a la aplicación de la curva determinada en laboratorio, para lo cual se puede aplicar alguno de los siguientes métodos: Moldear con el hormigón a colocar en la estructura, una serie de probetas para ser curadas en forma normalizada y ser ensayadas a compresión a distintas edades tempranas.


Cap. 5 - 33

Moldear con el hormigón a colocar en la estructura, una serie de probetas para ser curadas en forma similar a la de la estructura y ser ensayadas a compresión a distintas edades tempranas. En este caso se debe monitorear la maduración tanto de la estructura como de las probetas moldeadas. Extrayendo testigos cilíndricos de hormigón endurecido de la estructura para ser ensayados a compresión a distintas edades tempranas. C 5.10.6.9. El curado húmedo convencional especificado, realizado inmediatamente después de depositados los elementos una vez concluido su curado a vapor, es de suma importancia para mejorar la durabilidad y reducir la permeabilidad de las estructuras tratadas con curados acelerados.

C 5.11. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO FRÍO C 5.11.1. Definición Un hormigón elaborado, transportado, colocado, compactado, curado y protegido respetando los procedimientos establecidos por este Reglamento, conducirá a obtener hormigones resistentes y durables, que le permitirán satisfacer los requisitos esperados en servicio. Para el hormigón de corta edad, los riesgos por razones climáticas se incrementan cuando a las temperaturas ambientales de congelación se suman fuertes vientos. C 5.11.2. Temperaturas de colocación del hormigón fresco En tiempo frío se debe controlar que la temperatura del hormigón, durante su colocación, no sea inferior a los valores indicados en la Tabla 5.11. Además, y para prevenir su congelación a cortas edades, dicha temperatura se debe mantener a no menos de la establecida en la Tabla 5.12., durante el tiempo mínimo establecido en el artículo 5.11.6.2. y en el artículo 5.11.6.3., según corresponda. Es conveniente hacer uso de las ventajas provistas por el tiempo frío para colocar hormigón de baja temperatura. El hormigón que es colocado a baja temperatura (5 a 13 ºC), que está protegido contra el congelamiento y que recibe un curado prolongado, desarrolla una resistencia última mayor y también una mayor durabilidad. El hormigonado a baja temperatura también reduce el riesgo de fisuración por retracción térmica. La temperatura del hormigón en el momento de su colocación se debe mantener tan cerca de los mínimos establecidos como sea practicable, y preferentemente no debe superar los 25 ºC. De no ser así puede sufrir una rápida pérdida de humedad desde las superficies expuestas al ambiente frío, porque el hormigón caliente, a su vez calienta el aire frío circundante, reduciendo así la humedad relativa de este último.


Com. Cap. 5 - 34

C 5.11.3. Temperaturas máximas de calentamiento de los materiales Debido a que la temperatura del hormigón afecta la velocidad de pérdida de asentamiento y puede afectar también el comportamiento de los aditivos, las fluctuaciones de su temperatura pueden originar un comportamiento variable de los sucesivos pastones. Los materiales se deben calentar uniformemente debido a que una considerable variación en su temperatura hará variar significativamente también la demanda de agua, la incorporación de aire, la velocidad de fraguado, y la consistencia del hormigón Si los agregados están libres de hielo y de terrones congelados, habitualmente basta calentar sólo el agua de mezclado para obtener la temperatura mínima requerida en el hormigón. Pero cuando la temperatura del aire está significativamente por debajo de los – 4 ºC, frecuentemente es necesario calentar también los agregados. Rara vez es necesario calentar los agregados a temperaturas superiores a los 15 ºC, si el agua de mezclado se calienta a 60 ºC. Si el agregado grueso está seco y libre de hielo y de terrones congelados, se pueden obtener las temperaturas adecuadas del hormigón aumentando sólo la temperatura de la arena, rara vez por encima de los 40 ºC, si el agua de mezclado se calienta a 60ºC. Para calentar los agregados es recomendable hacer circular vapor en cañerías. Si bien el uso de chorros de vapor directamente sobre los agregados puede causar variaciones problemáticas de su humedad, constituye el método térmicamente más eficiente para calentar los agregados y puede constituir el único método práctico cuando se necesita descongelar cantidades importantes de agregados a temperatura extremadamente baja. En tal caso el descongelamiento se debe realizar con la suficiente anticipación a la elaboración del hormigón como para alcanzar un sustancial equilibrio entre el contenido de humedad y la temperatura. En ocasiones se ha empleado aire caliente seco en vez de vapor de agua, para mantener libres de hielo a los agregados. Si se conocen las temperaturas de todos los constituyentes y el contenido de humedad de los agregados, se puede estimar la temperatura final de la mezcla de hormigón a partir de la siguiente fórmula:

T=

[ 0 ,22 ( Taf . Paf + Tag . Pag + Tc . Pc ) + Ta . Pa + Taf . Pafs + Tag . Pags ] [ 0 ,22 ( Paf + Pag + Pc ) + Pa + Pafs + Pags ]

Si la temperatura de uno o ambos agregados es inferior a 0 ºC, el agua libre de los mismos estará congelada, y consecuentemente la expresión anterior se deberá transformar sustituyendo (Taf .Pafs) ó (Tag.Pags) ó ambos, si corresponde, de la siguiente forma: Taf.Pafs

por

Pafs ( 0,50. Taf – 80)

Tag.Pags

por

Pags (0,50. Tag – 80)


Cap. 5 - 35

siendo: T Tc Taf Tag Ta Pc Paf Pag Pa Pafs Pags

la temperatura final de la mezcla de hormigón, en ºC la temperatura del cemento, en ºC la temperatura del agregado fino, en ºC la temperatura del agregado grueso, en ºC la temperatura del agua de mezclado agregada, en ºC el peso del cemento, en kg el peso del agregado fino, en kg el peso del agregado grueso, en kg el peso del agua de mezclado agregada, en kg el peso del agua libre en el agregado fino, en kg el peso del agua libre en el agregado grueso, en kg

C 5.11.4. Elaboración del hormigón Cuando se utilice agua de mezclado a temperatura regulada, es necesario disponer de cantidad suficiente de la misma para evitar las fluctuaciones de temperatura del hormigón entre pastón y pastón. El contacto prematuro de agua muy caliente con cantidades concentradas de cemento puede causar fraguado instantáneo y bochas de cemento en la hormigonera. Puede ser una ayuda agregar el agua caliente y el agregado grueso antes que el cemento, y detener o reducir la adición del agua mientras son cargados el cemento y los agregados. Para facilitar el mezclado se debe colocar aproximadamente tres cuartos del agua caliente a incorporar al tambor, ya sea antes de los agregados ó con ellos, incorporando primero los gruesos para evitar el empaquetamiento de los agregados. El cemento se debe incorporar a la mezcla después de los agregados. Como componente final se debe agregar el cuarto de agua restante, a una lenta velocidad. Hay aditivos incorporadores de aire que pierden su efectividad en contacto con agua caliente. En estos casos se deben adoptar las precauciones necesarias para incorporar el aditivo después que la temperatura del agua se haya reducido por el contacto con los materiales sólidos más fríos. C 5.11.5. Colocación del hormigón La preparación para el hormigonado implica primariamente, asegurar que todas las superficies que estarán en contacto con el hormigón colocado se encuentren a temperaturas que no puedan causar el congelamiento temprano, ni una prolongación importante del tiempo de fraguado del hormigón. Asimismo, la colocación del hormigón alrededor de elementos metálicos masivos empotrados en él, que estén a temperaturas inferiores al punto de congelación del agua en el hormigón, puede ocasionar el congelamiento local del hormigón en la interfase. Si la interfase permanece congelada más allá del momento del vibrado final del hormigón, se producirá una disminución permanente de la resistencia a la adherencia en dicha interfase, situación que se debe evitar.


Com. Cap. 5 - 36

Inmediatamente antes de hormigonar se debe remover toda la nieve, el hielo y la escarcha, de modo tal que ellos no ocupen el espacio destinado a ser llenado con el hormigón. Para ello se permite utilizar chorros de aire caliente sobre los encofrados, armaduras y otros elementos empotrados. A menos que el área de trabajo se encuentre dentro de un recinto, este trabajo se debe realizar inmediatamente antes de colocar el hormigón, para prevenir un nuevo congelamiento de la misma. El hormigón no se debe colocar sobre un material de subbase congelado. A veces la subbase puede ser descongelada aceptablemente cubriéndola unos días antes de la colocación del hormigón con un material aislante, pero en la mayoría de los casos es necesario aplicar calor externo. Si como consecuencia de este proceso la subbase pierde valor soporte, la misma se debe volver a compactar. C 5.11.6. Protección y curado del hormigón C 5.11.6.1. Previo a la iniciación de las tareas de hormigonado, se debe disponer en el lugar, de los elementos para cubrir, aislar, encerrar ó calentar el hormigón recientemente colocado. Es necesario proteger al hormigón inmediatamente después de su colocación, para prevenir su congelación a temprana edad. Esta protección debe permitir que en todas las secciones del hormigón moldeado se alcancen las condiciones de temperatura y humedad establecidas en este Reglamento. Durante el tiempo frío, la protección provista por los encofrados, excepto aquéllos de acero, a menudo es de gran significación. Aún en recintos cerrados, los encofrados sirven para distribuir uniformemente el calor. Cuando durante el período de obra, el hormigón esté saturado y sometido a congelación y deshielo, es de aplicación lo establecido en el artículo 2.2.8. La mayor parte del calor de hidratación de los cementos, en su proceso de endurecimiento, se desarrolla durante los primeros tres días, por lo cual si se protege bien al hormigón para conservar ese calor durante los períodos mínimos establecidos, en general no es necesario agregar calor desde fuentes externas para mantener las temperaturas mínimas requeridas. Para evitar la pérdida del calor interno producido por la hidratación del cemento, se debe proteger al hormigón con: Encofrados protegidos con un material aislante, tal como: placas de poliestireno expandido, espuma de poliuretano, espuma vinílica, lana de vidrio o fibras celulósicas. Mantas que contengan en su interior un material aislante, tal como: lana de vidrio, fibras celulósicas o paja. Materiales aislantes sueltos en elementos horizontales o subhorizontales, tal como: paja, arena o tierra.


Cap. 5 - 37

Debido a que las esquinas y los bordes son particularmente vulnerables, es conveniente que los espesores de material aislante para estas partes sea el triple. Los recintos cerrados, no obstante constituir el método de protección generalmente más caro, también es el más efectivo, especialmente los construidos con materiales rígidos, debido a su mayor hermeticidad respecto de los flexibles y a que mantienen mucho mejor la temperatura ambiental interna. El mantenimiento de la temperatura en estos recintos se puede lograr calentando los mismos mediante inyección de aire caliente, radiadores o vapor de agua. Cuando se empleen fuentes de calor distintas del vapor de agua, se adoptarán las precauciones necesarias para evitar el secado del hormigón. Siempre que se proteja al hormigón, se recomienda llevar un registro continuo que incluya: Fecha y hora. Temperatura exterior. Temperatura del hormigón en el momento de su colocación, y condiciones generales del tiempo. (calmo, ventoso, claro, nublado). Temperatura del ambiente interno en distintos puntos del recinto de protección, incluyendo las superficies, ángulos y aristas del hormigón, en varios lugares de la estructura. C 5.11.6.6. En climas fríos, el curado húmedo con agua es el método menos recomendable, debido a que cuando los recintos de protección se encuentran mal sellados se produce el congelamiento del agua en el interior de los mismos. Por otra parte, con este método, al saturarse de agua el hormigón, aumenta la posibilidad de congelamiento del mismo al ponerse en contacto con el ambiente exterior, una vez finalizado el período de protección.

C 5.12. REQUISITOS PARA EL HORMIGONADO EN TIEMPO CALUROSO C 5.12.1. Definición El tiempo caluroso puede afectar las propiedades del hormigón fresco y endurecido, y el comportamiento en servicio del mismo. a)

Efectos del tiempo caluroso sobre el hormigón fresco Incrementa la demanda de agua de mezclado. Incrementa la velocidad de aumento de consistencia del hormigón, y por ende la tendencia a agregarle agua en el lugar de colocación. Reduce el tiempo inicial de fraguado del hormigón, dificultando las operaciones de transporte, colocación, compactación, terminación y curado del hormigón. Además incrementa la posibilidad de generar juntas de construcción no previstas.


Com. Cap. 5 - 38

Incrementa la posibilidad de que se produzcan fisuras por contracción por secado del hormigón. Dificulta mantener bajo control el contenido de aire incorporado al hormigón. b) Efectos del tiempo caluroso sobre el hormigón endurecido: Reduce las resistencias del hormigón, como consecuencia de una mayor demanda de agua de mezclado a medida que se incrementa su temperatura. Aumenta la tendencia a que se produzca en el hormigón fisuración debida a contracción por secado y por shock térmico. Reduce la durabilidad del hormigón. Disminuye la posibilidad de lograr una apariencia uniforme en las superficies vistas de los hormigones. C 5.12.2.Temperatura de colocación del hormigón fresco C 5.12.2.1. A menudo se especifica una temperatura máxima del hormigón en el momento de ser colocado, en un intento de controlar su resistencia, durabilidad, fisuración por contracción plástica, fisuración térmica, y contracción por secado. No obstante la colocación del hormigón en tiempo caluroso es demasiado compleja como para estar relacionada simplemente con el fraguado a una dada temperatura máxima mientras es colocado ó entregado. Ver los artículos 5.12.2.2. y 5.12.2.3. del Reglamento. Las medidas de precaución requeridas en un día calmo y húmedo serán menores que las requeridas en un día seco, ventoso y soleado, aún para temperaturas idénticas del aire ambiente.


Cap. 5 - 39

C 5.12.2.3. El agrietamiento por contracción plástica está asociado frecuentemente a los hormigonados en tiempo caluroso en climas áridos y se pueden producir siempre que la velocidad de evaporación sea mayor que la velocidad de exudación del hormigón.

Figura C 5.1. Efecto de la temperatura del hormigón y del aire, de la humedad relativa ambiente y de la velocidad del viento, sobre la velocidad de evaporación de la humedad superficial del hormigón.


Com. Cap. 5 - 40

Desde el punto de vista de la fisuración plástica, temperaturas del hormigón aún menores que 30 ºC pueden ser críticas, según se aprecia en la Tabla C 5.3. Tabla C5.3. Temperaturas del hormigón y humedades relativas para limitar la velocidad de evaporación crítica para que se produzca la fisuración plástica a 1 kg/m2/hora (se asume una velocidad de viento de 16 km/hora y una diferencia de temperatura entre hormigón y aire de 6 ºC)

Temperatura del hormigón (ºC)

Humedad relativa (%)

41

90

38

80

35

70

32

60

29

50

27

40

24

30

Se recomienda tomar medidas precautorias cuando la velocidad de evaporación prevista se aproxime a 1 kg/m2/hora. La velocidad de evaporación se puede determinar según el comentario al artículo 5.12.6.2. C 5.12.3. Reducción de la temperatura del hormigón Es difícil obtener, sin enfriamiento artificial, las temperaturas más favorables para el hormigón fresco a colocar en tiempo caluroso, las cuales están comprendidas generalmente entre 10 y 16 ºC. Si durante las tareas de hormigonado se permite que la temperatura del hormigón fresco se vaya incrementando en los sucesivos pastones, se pueden producir diversos inconvenientes que tenderán a perjudicar la calidad final del material. A medida que aumenta la temperatura del hormigón hay pérdida de asentamiento, lo cual se tiende a compensar, inadecuadamente, agregando más agua a la mezcla, disminuyendo así la resistencia y afectando en forma desfavorable otras propiedades importantes del hormigón. Para estimar la temperatura del hormigón recién mezclado, se pueden emplear las siguientes expresiones:


Cap. 5 - 41

Hormigón sin hielo: La misma expresión que en el artículo 11.3 de estos Comentarios. Hormigón con hielo:

T =

[ 0 ,22 ( Taf . Paf + Tag . Pag + Tc . Pc ) + ( Pa − Ph ) .Ta + Taf . Pafs + Tag . Pags ] − 80 Ph [ 0 ,22 ( Paf + Pag + Pc ) + Pa + Ph + Pafs + Pags ]

siendo: Ph

el peso del hielo, en kg

El significado de cada uno de los restantes términos se indica en el comentario al artículo 5.11.3. C 5.12.3.1. La temperatura tiene una influencia directa en la velocidad de hidratación del cemento. Al aumentar la temperatura, aumenta su velocidad de hidratación, aumenta la velocidad de pérdida de fluidez del hormigón, lo cual generalmente implica una mayor demanda de agua, menor resistencia y mayor contracción plástica y por secado. Tal aumento depende del tipo y composición del cemento que se utilice y del aditivo retardador del tiempo de fraguado que se emplee. C 5.12.3.3. Debido a que su calor específico es entre cuatro a cinco veces mayor que el del cemento o de los agregados, el agua de mezclado posee el mayor efecto por unidad de peso, sobre la temperatura del hormigón, que cualquiera de los componentes sólidos. Es fácil controlar la temperatura del agua y, aunque este material se utiliza en menor cantidad que los componentes sólidos, el uso de agua fría de mezclado produce una reducción moderada en las temperaturas de colocación del hormigón. La reducción de la temperatura del agua se puede realizar por refrigeración directa o por mezclado de la misma con hielo. C 5.12.3.5. Los silos y las tolvas absorben menos calor si se los recubre con alguna pintura reflectora del calor. También resulta de alguna ayuda pintar de blanco las superficies para minimizar el calor de origen solar. En base a un tiempo de entrega de 1 hora durante un día cálido y soleado, el hormigón en un tambor blanco y limpio debería ser de 1 a 1,5 ºC más frío que en un tambor negro ó rojo.


Com. Cap. 5 - 42

C 5.12.4. Elaboración del hormigón C 5.12.4.1. Al fundirse, el hielo absorbe calor a razón de 80 cal/g (335 J/g), de tal modo que, para ser más efectivo, debe ser incorporado a la hormigonera en forma de escamas o fuertemente triturado como parte, o en total reemplazo del agua de mezclado. C 5.12.4.2. Debido a que la mayor parte del hormigón está constituida por los agregados, una reducción de la temperatura del agregado implica la mayor reducción de la temperatura del hormigón. En consecuencia, se deberán emplear todos los métodos prácticos necesarios para mantener los agregados lo más fríos posible. El rociado de los agregados gruesos con agua puede reducir su temperatura por evaporación y por enfriado directo. No obstante, el mojado de los agregados tiende a causar variaciones en la humedad superficial y por lo tanto a producir cambios en la consistencia y en la razón agua/cemento del hormigón. C 5.12.4.4. Los aditivos retardadores de fraguado o fluidificantes y retardadores de fraguado que cumplen la norma IRAM 1 663 son benéficos para el hormigonado en tiempo cálido. Los aditivos fluidificantes y retardadores de fraguado son utilizados ampliamente en las condiciones de tiempo cálido. Ellos pueden ser usados en el hormigón en proporciones variadas y en combinación con otros aditivos de modo tal que, a medida que aumenta la temperatura, se emplea un mayor dosaje de aditivo, lo cual puede ser usado para obtener un tiempo de fraguado uniforme. Debido a que los aditivos fluidificantes empleados como reductores de agua generalmente aumentan la resistencia del hormigón, pueden ser usados también, con adecuados ajustes de la mezcla, para evitar las pérdidas de resistencia que de otro modo pueden resultar de las altas temperaturas del hormigón. En comparación con otros hormigones que no poseen aditivos, una mezcla con aditivo reductor de agua y retardador puede tener mayor velocidad de pérdida de asentamiento, pero no obstante ello, en general se encontrará que si el asentamiento inicial es aumentado para compensar la pérdida, la reducción neta de agua y otros beneficios serán substanciales. Algunos aditivos superfluidificantes ó superfluidificantes y retardadores de fraguado (IRAM 1 663) pueden dar significativos beneficios en tiempo caluroso cuando se los emplea para producir hormigones superfluidificados. Las características mejoradas del hormigón superfluidificado permiten una más rápida colocación y compactación, pudiendo reducirse el tiempo entre el mezclado y la colocación, consecuentemente . C 5.12.4.5. Los procedimientos de mezclado en las condiciones de tiempo caluroso no son diferentes a las buenas prácticas bajo condiciones ambientales normales. Bajo aquellas condiciones, el tiempo de mezclado y la velocidad de mezclado de la mezcladora se deben mantener en un mínimo para evitar cualquier ganancia innecesaria de calor en el hormigón. Tan pronto como el hormigón ha sido mezclado hasta lograr su homogeneidad, toda rotación adicional del tambor se debe producir a la menor velocidad de agitación de la unidad o a una velocidad recomendada para la mezcladora, o por el fabricante de aditivos en caso de utilizarse alguno. Se debe tratar de evitar detener la rotación del tambor por períodos prolongados.


Cap. 5 - 43

C 5.12.5. Colocación del hormigón Se debe minimizar el período comprendido entre el mezclado y la colocación del hormigón. El despacho de los camiones se debe coordinar con la velocidad de colocación para evitar demoras en el arribo ó períodos de espera hasta la descarga. Cuando se coloquen grandes volúmenes de hormigón, se debe disponer de buenas comunicaciones entre el lugar de colocación y las instalaciones de producción del hormigón. Con la suficiente anticipación, se deben planificar las operaciones de colocación de modo tal de minimizar la exposición del hormigón a las condiciones adversas. C 5.12.5.3. El control de los informes del tiempo local junto con la temperatura prevista o medida en el hormigón, debe permitir al personal de supervisión determinar y preparar las medidas protectoras requeridas. C 5.12.6. Protección y curado del hormigón Las operaciones de protección y curado deben comenzar lo más pronto posible para evitar el secado de las superficies, con una amplia cobertura y deben ser continuadas sin interrupción. La no realización de estas tareas puede originar una contracción por secado y una fisuración excesivas, lo cual perjudicará la durabilidad de las superficies y la resistencia del hormigón. C 5.12.6.2. La velocidad de evaporación se puede determinar ajustadamente con una bandeja de aproximadamente 30 x 30 cm, que se llena de agua y se pesa cada 15 a 20 minutos y estará dada por la pérdida de peso del agua de la bandeja. Para ello bastará disponer de una balanza de no menos de 3500 g de capacidad, graduada al 0,1 g. Como ya se mencionó en los comentarios al artículo 5.12.2.3. habrá que tomar precauciones al respecto cuando dicha velocidad sea mayor que 1 kg/m2/hr, y preferentemente cuando la misma supere 0,5 kg/m2/hr.

C 5.13. HORMIGÓN MASIVO ESTRUCTURAL C 5.13.1. La característica fundamental que diferencia a un hormigón masivo de uno no masivo, ya sean armados o no armados, es su comportamiento térmico. Dado que el hormigón tiene una baja conductibilidad térmica, en grandes volumenes de hormigón el calor generado por el calor de hidratación se disipa muy lentamente, generando elevadas temperaturas en la masa del hormigón. Esto origina un significativo diferencial de temperatura entre la de su interior y la del ambiente, generando cambio de volumen diferencial y por ende restricciones internas que dan como resultado deformaciones y tensiones de tracción en la masa del hormigón, que pueden causar fisuración del elemento estructural. El calor de una masa de hormigón se disipa en función inversa del cuadrado de su menor dimensión. Para elementos estructurales de hormigón no masivos, la mayor parte del calor de hidratación generado en su masa se disipa rápidamente, no


Com. Cap. 5 - 44

originando diferenciales significativos entre la temperatura interior del hormigón y la del ambiente exterior. A modo de ejemplo, a continuación se detalla el tiempo en que se pueden estabilizar térmicamente los distintos elementos estructurales: Un tabique de hormigón de 150 mm de espesor, en el orden de 1 ½ hora. Un muro de hormigón de 1,50 metros de espesor, en el orden de una (1) semana. Un muro de hormigón de 15 metros de espesor, en el orden de dos (2) años. En el hormigón masivo, las deformaciones y tensiones de origen térmico se desarrollan de dos (2) maneras: Por la disipación del calor de hidratación del cemento. Por los ciclos periódicos de la temperatura ambiente. Se puede lograr una reducción en la generación del calor interno, y por ende en la temperatura interna de la masa del hormigón mediante: El uso en la mezcla de contenidos bajos de cemento. La sustitución de parte del cemento por marerial puzolánico. El uso de cementos especiales de bajo calor de hidratación. C 5.13.2.1 El cemento pórtland normal, que se usa en la mayoría de las estructuras convencionales de hormigón, no se aconseja para la ejecución de estructuras de hormigón masivo armado o sin armar, dado que su calor de hidratación produce elevadas temperaturas en la masa del hormigón. El posterior enfriamiento origina fisuras en la estructura. Se recomienda el uso de cementos de bajo calor de hidratación, con o sin adiciones. C 5.13.2.2. Para hormigón masivo se recomienda el uso de agregados gruesos del mayor tamaño máximo posible, dado que de esta manera se reduce el contenido de cemento en la mezcla. En un hormigón masivo no armado no existe restricción para la elección del tamaño máximo del agregado. En un hormigón masivo armado, el tamaño máximo del agregado grueso se encuentra limitado por la configuración de los encofrados y de las armaduras, y debe ser compatible además, con los procedimientos a usar para el mezclado, transporte, colocación y compactación del hormigón.


Cap. 5 - 45

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 6. SISTEMAS DE ENCOFRADOS. CAÑERÍAS PARA CONDUCCIÓN DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LA ESTRUCTURA DE HORMIGÓN

C 6.2. REMOCIÓN DE ENCOFRADOS, APUNTALAMIENTOS Y ARRIOSTRAMIENTOS. REAPUNTALAMIENTOS C 6.2.1.2. El diseño de los encofrados, apuntalamientos, reapuntalamientos y demás elementos de sostén para la construcción de estructuras de edificios de varios pisos debe considerar, aunque no en forma limitativa, los siguientes puntos: a)

La carga utilizada para el diseño de las losas o elemento estructural, incluyendo sobrecargas, cargas de repartición y otras cargas. Cuando para el diseño de determinados elementos estructurales se haya considerado un coeficiente de reducción de la carga de peso propio o se hayan realizado consideraciones especiales para las cargas constructivas, tales circunstancias deben constar en el análisis, cálculos y planos.

b)

El peso propio del hormigón, encofrados, apuntalamientos y demás elementos de sostén.

c)

Sobrecargas correspondientes a las diferentes etapas constructivas, como por ejemplo cargas de grúas y equipos o de materiales que se puedan acopiar eventualmente en los pisos.

d)

Resistencia especificada para el hormigón de la estructura.

e)

Período de tiempo entre el hormigonado de los sucesivos pisos.

f)

Resistencia efectiva del hormigón requerida en un determinado piso para soportar las cargas de los apuntalamientos ubicados por encima de la misma.

g)

La distribución de las cargas entre losas, puntales originales y puntales del reapuntalamiento al momento de hormigonar, de desencofrar y de remover los puntales de reapuntalamiento.

h)

Luces entre apoyos permanentes de las losas y de las vigas y de cualquier otro elemento estructural.

i)

Tipo de encofrado y apuntalamiento utilizado, como por ejemplo: puntales individuales y torretas metálicas.

j)

Edad mínima a la que se deben realizar las diferentes operaciones en cada piso.


Cap. 6 - 47

C 6.2.1.3. El desencofrado de estructuras de hormigón de varios pisos debe ser planificado considerando los apoyos temporarios que se deben colocar en toda la estructura y en cada elemento estructural en particular. El procedimiento a adoptar se debe analizar previamente a la construcción, y se debe basar en un análisis estructural que tenga en cuenta como mínimo las siguientes premisas: a)

El sistema estructural que se genera en las diferentes fases de la construcción y las cargas constructivas que corresponden a cada fase.

b)

La resistencia del hormigón a diferentes edades durante el período constructivo.

c)

La influencia de las deformaciones de la estructura y del sistema de apuntalamiento en la distribución de las cargas de peso propio y las cargas constructivas durante las diferentes etapas constructivas.

d)

La resistencia y el espaciamiento de los puntales individuales o sistemas de apuntalamiento, como así también el método para ejecutar el apuntalamiento, los arriostramientos, la remoción del apuntalamiento y el reapuntalamiento, incluyendo los intervalos del tiempo mínimo entre las distintas operaciones mencionadas.

e)

Cualquiera otra carga o condición que afecte la seguridad o puesta en servicio de la estructura durante su construcción.

Las cargas de origen constructivo frecuentemente son iguales o mayores que las sobrecargas especificadas para la estructura terminada. Por ende el diseño del apuntalamiento y reapuntalamiento se debe realizar mediante un método de análisis racional, que permita asegurar que a la edad a la que se van a efectuar tales operaciones, la estructura cumpla las siguientes condiciones: Que el hormigón de la estructura tenga una resistencia adecuada para soportar las cargas realmente aplicadas. Que las deformaciones del hormigón tengan una magnitud tal que no causen daños permanentes a la estructura. C 6.2.2.5. La aplicación del criterio de madurez del hormigón requiere datos experimentales obtenidos utilizando los mismos métodos y materiales con los que se va a construir la estructura. A través de ellos se debe demostrar fehacientemente que, a igual grado de madurez del hormigón, existe una correlación entre la resistencia del hormigón colocado en la estructura y la obtenida por ensayo a compresión de probetas moldeadas y curadas en condiciones de laboratorio, representativas del hormigón colocado en la estructura. (Se ha solicitado la elaboración de una norma IRAM adoptando como antecedente la Norma ASTM C 1074 "Maturity factor measurements and correlation"). C 6.2.2.7. Para aplicar los plazos mínimos establecidos en las Tablas 6.2.1. y 6.2.2. para la remoción de encofrados laterales, apuntalamientos y otros elementos de sostén, se deben cumplir las siguientes condiciones:


Com. Cap. 6 - 48

que el hormigón se haya elaborado con un tipo de cemento que tenga el crecimiento de resistencia a edad temprana similar a la de un cemento pórtland normal. que no se hayan utilizado aditivos retardadores del tiempo de fraguado. que el hormigón no se haya colocado a bajas temperaturas. que el tiempo acumulado de curado se haya contabilizado como la suma de intervalos del tiempo, no necesariamente consecutivos, durante los cuales la temperatura del medio ambiente circundante al hormigón es igual o mayor de 10 ºC. que el elemento estructural a desapuntalar soporte exclusivamente su peso propio. Esta restricción es válida sólo para los plazos indicados en la Tabla 6.2.2. Cuando se utilice un cemento cuyo desarrollo de resistencia es más lento que el cemento pórtland normal (por ejemplo cemento de bajo calor de hidratación) o condiciones constructivas especiales, los Documentos del Proyecto deben establecer los tiempos límite de desencofrado y desapuntalamiento.

C 6.3. DISEÑO DEL SISTEMA DE ENCOFRADOS C 6.3.1. Presión lateral originada por el hormigón fresco sobre los encofrados El diseño, construcción y remoción de los encofrados, cimbras, apuntalamientos, arriostramientos y elementos de unión y sujección, requieren de un análisis y planificación profunda para lograr que los mismos sean seguros y económicos. En el Capítulo 6 sólo se establecen los requisitos mínimos imprescindibles para un diseño seguro de los mismos. Cuando se aborde el diseño de encofrados, cimbras, apuntalamientos, arriostramientos y elementos de unión y sujección, se deben valorar cada una de las premisas básicas que se mencionan a continuación y que están explícitamente contempladas en distintos artículos del Capítulo 6: El método a usar en obra para colocar el hormigón. La velocidad de colocación del hormigón. La temperatura del hormigón en el momento de su colocación. Los tipos de aditivos químicos utilizados para elaborar el hormigón. El uso de vibradores de inmersión o eventualmente el de vibradores de superficie adosados a los encofrados. La resistencia efectiva del hormigón, necesaria en el momento de remover los encofrados, apuntalamientos o reapuntalamientos.


Cap. 6 - 49

La combinación de esfuerzos de cualquier naturaleza, tanto verticales como horizontales, que al actuar y superponerse produzcan las tensiones más desfavorables, con los cuales se dimensionarán las secciones. El diseño de los arriostramientos y sujecciones necesarios para que el sistema de encofrados soporte todas las cargas verticales y horizontales actuantes, hasta que dichas cargas puedan ser soportadas por la estructura resistente de hormigón endurecido. El diseño, los materiales y las técnicas constructivas a usar en los encofrados para que los elementos estructurales, posteriormente a su desencofrado, queden con las formas, dimensiones, alineaciones, alturas y posicionamiento establecidos en los Documentos del Proyecto y con las tolerancias especificadas. Los requisitos especiales a tener en cuenta en el diseño y la ejecución de cáscaras, estructuras plegadas, hormigón arquitectónico u otros tipos de estructuras especiales. El diseño y la ejecución de los encofrados para elementos estructurales de hormigón pretensado, que permita el libre movimiento del elemento estructural, sin que se dañe durante la aplicación de la fuerza de pretesado a las armaduras. C 6.3.1.2. Cuando se carezca de valores de presiones obtenidos experimentalmente y se utilice hormigón con cemento pórtland normal o de velocidad de fraguado y endurecimiento similar, sin incorporación de aditivos de cualquier tipo que retarden el tiempo de fraguado como efecto principal o secundario, con asentamiento igual o menor de 10 cm y peso unitario de aproximadamente 2 400 kg/m3, se podrá utilizar la presión lateral dada por las siguientes expresiones: a)

Columnas Se diseñará con el menor valor de (p) que resulte de las tres (3) expresiones siguientes: p = 7,2 + 785 R (T + 17,8) p = 144 kPa p = 24 h

b) Tabiques, con velocidad de colocación del hormigón igual o menor de 2 m/h Se diseñará con el menor valor de (p) que resulte de las tres (3) expresiones siguientes: p = 7,2 + 785 R / (T + 17,8) p = 100 kPa p = 24 h c)

Tabiques, para una velocidad de colocación del hormigón entre 2 m/h y 3 m/h Se diseñará con el menor valor de (p) que resulte de las tres (3) expresiones siguientes:


Com. Cap. 6 - 50

p = 7,2 + TC + 1156 / (T + 17,8) + 244 R (T + 17,8) p = 100 kPa p = 24 h siendo: p

la presión lateral sobre el encofrado, en kPa.

h

la altura del hormigón fresco por encima del punto considerado, en m.

R

la velocidad de colocación del hormigón, en m/h.

T

la temperatura del hormigón en el encofrado, en ºC.

d) Encofrados deslizantes, sus estructuras de soporte y sus sujecciones Se proyectarán y calcularán para soportar la siguiente presión lateral del hormigón fresco:

p = c1 + 524 R / (T + 17,8) siendo: c1

el coeficiente igual a 4,79.

p

la presión lateral sobre el encofrado, en kPa.

R

la velocidad de colocación del hormigón, en m/h.

T

la temperatura del hormigón en el encofrado, en ºC.

C 6.4. CAÑERIAS PARA LA CONDUCCION DE FLUIDOS, INCLUIDAS EN LAS ESTRUCTURAS DE HORMIGON C 6.4.1.1. El Reglamento permite la inclusión de canalizaciones, cañerías, y manguitos de cualquier material que no sea perjudicial para el hormigón, dentro de las limitaciones establecidas en el Reglamento, con la condición de que el elemento embebido no reemplace estructuralmente al hormigón cuyo lugar ocupa. Cuando se coloquen canalizaciones, cañerías y sus correspondientes uniones y accesorios embebidas en la masa del hormigón, se debe evitar que: a)

Afecten significativamente la resistencia del elemento estructural.

b)

Ocupen más del cuatro por ciento (4 %) del área de la sección transversal usada para el cálculo de la columna o la requerida para su protección contra incendio.


Cap. 6 - 51

c)

Su dimensión externa sea mayor que 1/3 del espesor total de la losa, tabique, o viga en que está embebida.

d)

Estén espaciadas a una distancia entre ejes menor de 3 veces su diámetro o ancho, según corresponda.

C 6.4.1.3. Cuando se quiera embeber en el hormigón cañerías especiales que no estén contempladas en este Reglamento, por ejemplo cañerías de alta presión, cañerías para conducción de sustancias químicas y petróleo, etc, se recomienda realizar estudios especiales basados en las especificaciones que correspondan al sistema de cañerías a colocar. C 6.4.1.8. El aluminio reacciona con el hormigón. En presencia de iones de cloruro también puede reaccionar electrolíticamente con el acero de las armaduras. Por lo tanto no se deben usar conductos de aluminio para canalizaciones eléctricas, dado que las corrientes erráticas que se pueden originar aceleran la reacción electrolítica aluminioacero.

C 6.5. TOLERANCIAS CONSTRUCTIVAS DE ENCOFRADOS Y ELEMENTOS ESTRUCTURALES TERMINADOS C 6.5.4.2 Superficies encofradas a) Terminación T-1 Tal es el caso de las estructuras que serán cubiertas con suelos u otros materiales de relleno. Para los encofrados no se especifican materiales especiales con tal de que las tablas sean rectas y planas, y los encofrados sean suficientemente estancos como para impedir toda pérdida de mortero durante la ejecución de las estructuras. Los encofrados se pueden construir con el mínimo de refinamientos, con tal que permitan obtener elementos estructurales de la forma y dimensiones indicadas en los planos. b) Terminación T-2 Para posibilitar la obtención de esta terminación, los encofrados se deben ejecutar con cuidado, sin combaduras, faltas de alineación ni de nivel que llamen la atención, ni que resulten fácilmente visibles.


Com. Cap. 6 - 52

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 7. DETALLES DE ARMADO

Tanto en el Reglamento como en sus Comentarios las indicaciones relativas a los diámetros de las barras, los alambres o los cordones y sus secciones transversales se realizan en función de las dimensiones nominales de la armadura, de acuerdo con lo establecido en las normas IRAM-IAS correspondientes.

C 7.1. GANCHOS NORMALES C 7.1.3. La utilización de ganchos normales, tanto en los estribos como en los estribos cerrados, está limitada a barras con db ≤ 25 mm, y el gancho con un ángulo de doblado de 90 grados más una prolongación de 6 db , está limitado además a barras o alambres con db ≤ 16 mm. En ambos casos, los valores dados surgen de los resultados de las investigaciones realizadas que han demostrado que las barras de diámetros mayores con ganchos de 90 grados y prolongaciones de 6 db tienden a separarse del hormigón bajo cargas elevadas.

C 7.2. DIÁMETROS MÍNIMOS DEL MANDRIL DE DOBLADO Los mandriles de doblado de las barras y alambres se especifican en función del diámetro interior de doblado, por ser más fácil de medir que el radio de doblado. Los principales factores que determinan el valor del diámetro mínimo del mandril de doblado son: La capacidad del acero de ser doblado sin roturas, para lo cual debe cumplir con las normas IRAM-IAS correspondientes. La verificación de la tensión de aplastamiento del hormigón en la zona del doblado. Las tracciones transversales que se originan y que tienden a desprender al hormigón, situación particularmente peligrosa cuando los recubrimientos de las barras o alambres son pequeños, razón por la cual en estos casos se recomienda rodear la armadura con estribos. C 7.2.1. La Tabla 23 del Reglamento CIRSOC 201 del año 1982 establecía diferencias entre los mandriles de doblado correspondientes a los ganchos y a otras curvaturas. Con el fin de conservar un criterio similar, que mantienen además otros reglamentos muy actualizados, se ha decidido incorporar en la Tabla 7.2.1. el criterio de incrementar en un 50% los valores establecidos para los casos de las barras dobladas que desarrollan grandes esfuerzos en la zona curvada.


Cap. 7 - 53

De esta forma se preserva la posibilidad de mantener la continuidad a través del doblado de las barras así como de doblarlas para absorber esfuerzos de corte, práctica poco habitual en los Estados Unidos. C 7.2.2. El valor del diámetro mínimo del mandril de doblado, establecido en 4 db para los tamaños de barras y alambres que se utilizan para estribos y estribos cerrados, se fundamenta en la práctica constructiva aceptada en nuestro país. El empleo de barras o alambres con db ≤ 16 mm para estribos con ganchos a 90 grados o para estribos cerrados con ganchos a 135 grados, facilita el proceso de doblado en serie con los equipos disponibles. C 7.2.3. Las mallas de acero soldadas de alambres conformados se pueden utilizar para la ejecución de estribos y de estribos cerrados. El alambre en las intersecciones soldadas no tiene la misma ductilidad y capacidad de ser doblado que en las zonas donde no ha sido calentado. Los efectos de la temperatura de la soldadura se disipan, por lo general, a una distancia aproximadamente igual a 4 db del nudo soldado. Cuando la distancia sea menor que el valor 4 db , se permite que el nudo soldado pueda quedar ubicado en el interior de la zona de doblado, siempre que se utilice para ejecutar el doblado, un mandril con un encastre que permita alojar al alambre transversal (ver el artículo 7.2.3.2.). Los diámetros mínimos del mandril de doblado permitidos en el Reglamento son, en la mayoría de los casos, los mismos que se requieren en los ensayos de doblado de las normas IRAM-IAS correspondientes.

C 7.3. DOBLADO DE LA ARMADURA C 7.3.1. Cuando se requiera un doblado poco usual, con diámetros del mandril de doblado de las barras o alambres menores que los exigidos en los ensayos de doblado de las normas IRAM- IAS, se puede necesitar un acero de fabricación especial. C 7.3.2. Las condiciones de construcción pueden determinar la necesidad de doblar barras o alambres que ya se encuentran incorporados al hormigón, operación que no se puede efectuar sin la autorización del Director de Obra o de la persona que éste designe, quien debe determinar si las barras o alambres se pueden doblar en frío o si es necesario calentarlos. En este caso se debe contar con el certificado del fabricante garantizando que se mantienen las propiedades del acero.

C 7.4. ESTADO SUPERFICIAL DE LA ARMADURA C 7.4.2. Los límites especificados para la oxidación se basan en las investigaciones y ensayos descriptos en la referencia 7.4. y en la revisión de ensayos y recomendaciones anteriores. La mencionada referencia proporciona una guía con respecto a los efectos de la oxidación y de la escamación sobre las características de adherencia de las barras y alambres conformados. La investigación realizada en Estados Unidos ha demostrado que una cantidad normal de óxido aumenta generalmente la adherencia, pero que debido al manejo brusco que se realiza en obra de las barras o alambres a colocar, el óxido que


Com. Cap. 7 - 54

está suelto se puede desprender y en consecuencia perjudicar la adherencia entre el hormigón y el acero. Ver el artículo 5.6.6.8. del Reglamento. C 7.4.3. La referencia 7.5. constituye una guía para evaluar el grado de oxidación de los cables de pretensado.

C 7.5. COLOCACIÓN DE LA ARMADURA C 7.5.1. Toda la armadura, incluyendo los cables y las vainas de postesado, debe estar adecuadamente apoyada en el encofrado y correctamente vinculada entre sí para evitar que se desplace al colocar el hormigón, o por el movimiento de los operarios. Los estribos de las vigas deben estar apoyados en el fondo del encofrado de la misma, por medio de separadores. Cuando se apoye sólo la armadura longitudinal inferior de la viga, el movimiento propio de los trabajos de construcción puede desacomodar los estribos cerrados y también cualquier cable de pretensado fijado a ellos. Con el fin de mantener las armaduras ubicadas en su posición, dentro de las tolerancias especificadas en el artículo 7.5.2., se recomienda colocar separadores con la siguiente distancia mínima: Losas •

armadura superior:

50 db ó 500 mm

•

armadura inferior:

50 db ó 1,0 m

Tabiques

50 db ó 1,0 m

Vigas y Columnas:

1,0 m, disponiendo como mínimo tres (3) planos por tramo y para los estribos dobles o elementos con un ancho superior a 300 mm, 2 separadores en cada sección transversal apoyada.

Bases y losas de fundación

50 db ó 1,0 m

C 7.5.2. La práctica generalmente aceptada, tal como se refleja en el Reglamento CIRSOC 201-82 y en la referencia 7.6., ha establecido tolerancias para la altura total de los encofrados y para la fabricación de barras y alambres doblados, al igual que para estribos doblados, estribos cerrados y zunchos. No obstante, el Diseñador o Proyectista Estructural puede especificar tolerancias más restrictivas que las permitidas en el Reglamento, cuando considere que es necesario minimizar la acumulación de tolerancias que originen una excesiva reducción de la altura efectiva o del recubrimiento.


Cap. 7 - 55

Para la distancia libre mínima, con respecto a la parte inferior del elemento, se ha fijado una tolerancia más restrictiva por su importancia en cuanto a la durabilidad y a la protección contra el fuego. Por lo general, las barras y alambres están apoyados de tal manera que la aplicación de la tolerancia especificada resulta posible. Para el caso del hormigón pretensado, puede resultar útil establecer tolerancias más restrictivas que las que fija el Reglamento con el fin de controlar los valores de la contraflecha dentro de los límites aceptables para el Diseñador o Proyectista Estructural, o para el Comitente. En estos casos, el mencionado Diseñador debe especificar las tolerancias necesarias. En la referencia 7.7. se establecen recomendaciones al respecto. C 7.5.2.1. El Reglamento especifica una tolerancia para la altura útil d porque se trata de un valor fundamental para la resistencia del elemento estructural. Dado que las barras y alambres que constituyen la armadura se ubican tomando como referencia los bordes de los elementos y las superficies de los encofrados, la altura d no siempre es suficientemente respetada en obra, razón por la cual se aconseja que los Diseñadores o Proyectistas Estructurales especifiquen tolerancias tanto para la colocación de las barras y alambres, como para el recubrimiento y el tamaño del elemento. Ver la referencia 7.6. y el Capítulo 12 y 13 del CIRSOC 201-82. C 7.5.4. La soldadura “por puntos”, donde se sueldan las barras en el punto de cruce, puede debilitar seriamente a la barra en el punto de soldadura, creando un efecto metalúrgico de entalladura. Esta operación sólo se puede realizar con seguridad cuando tanto el material soldado como los procedimientos de soldadura estén sujetos a un control competente continuo, como en el caso de la fabricación industrial de mallas soldadas.

C 7.6. LÍMITES PARA LA SEPARACIÓN DE LA ARMADURA Las longitudes de anclaje establecidas en el Capítulo 12 están determinadas en función de las separaciones mínimas de las barras y alambres, razón por la cual, en algunos casos, puede ser posible utilizar una separación de barras mayor que el mínimo establecido. Los límites mínimos se establecieron, originalmente, con la finalidad de facilitar la colocación del hormigón dentro de los espacios comprendidos entre las barras o alambres entre sí y entre las barras o alambres y el encofrado, sin crear nudos ni oquedades, y evitar además la concentración de barras y alambres en un mismo plano, lo que podría originar fisuras por esfuerzos de corte o por contracción. Un caso típico es aquel que se presenta cuando es necesario colocar la armadura en varias capas superpuestas. El uso del diámetro “nominal” de las barras y alambres, para definir la separación mínima, permite disponer de un criterio uniforme para tratar a las armaduras. Por las razones expuestas con respecto a facilitar el llenado de los moldes correctamente, se recomienda que la separación libre entre barras o alambres, tanto en sentido horizontal como vertical, además de cumplir con lo especificado, sea como mínimo 1,33 veces el tamaño máximo del agregado grueso del hormigón empleado (ver el artículo 3.2.4.2.c del Reglamento).


Com. Cap. 7 - 56

C 7.6.6. Paquetes de barras No se deben utilizar paquetes de barras en aquellos elementos donde el acero pueda trabajar en el rango inelástico, como por ejemplo en el caso de las acciones sísmicas. La referencia 7.8., dedicada a la investigación sobre adherencia, indica que en los paquetes, el corte de las barras debe ser escalonado. Los paquetes de barras se deben sujetar con alambre, de tal manera de asegurar que permanezcan en la posición vertical u horizontal establecida. La limitación de no utilizar paquetes de barras de db > 32 mm en vigas, resulta práctica para las dimensiones de los elementos que se utilizan en la construcción de edificios. (En la referencia 7.9. para vigas de puentes se admite, por ejemplo, la utilización de paquetes de barras con db > 40 mm). El cumplimiento de las especificaciones establecidas en el artículo 10.6. para el control de la figuración, desaconseja la utilización de paquetes de barras con db > 32 mm como armadura de tracción. Las formas típicas de los paquetes de barra, como se indica en la figura 7.6.6.1. del Reglamento, son: triangular, cuadrada o en forma de L para paquetes de tres o cuatro barras. Como precaución práctica se recomienda que los paquetes de más de una barra, colocados en el plano de flexión, no se deben doblar ni ser utilizados para formar ganchos en dicho plano. Cuando se necesiten ganchos en los extremos, es preferible escalonarlos individualmente dentro de un mismo paquete. C 7.6.7. Cables y vainas de pretensado C 7.6.7.1. La separación mínima permitida en este artículo del Reglamento, para resistencias del hormigón de 28 MPa o mayores al momento de producirse la transferencia del esfuerzo de pretensado, se fundamenta en las referencias 7.10 y 7.11. C 7.6.7.2. Cuando en una viga, las vainas para el acero de pretensado estén ubicadas muy cerca en sentido vertical, se deben adoptar precauciones con el fin de evitar que el acero de pretensado rompa y atraviese la vaina al ser tesado. La ubicación horizontal de las vainas debe permitir la adecuada colocación del hormigón. Generalmente, una separación libre de 1,35 veces el tamaño máximo del agregado grueso, pero no menor de 25 mm, resulta suficiente. Cuando la concentración de cables o de vainas tienda a crear un plano débil en el recubrimiento del hormigón, se debe colocar armadura con el fin de controlar la fisuración.


Cap. 7 - 57

C 7.7. RECUBRIMIENTO DE HORMIGÓN El Diseñador o Proyectista Estructural debe especificar un espesor mínimo de recubrimiento de hormigón para todas las armaduras del elemento estructural que se encuentren más cercanas al exterior, con el fin de proporcionarles una adecuada protección contra el clima, la corrosión y la acción del fuego. En las Tablas 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3. se especifican espesores mínimos de recubrimiento en función del tipo de hormigón (si es colocado en obra, prefabricado o pretensado), del tipo de elemento estructural y del grado de exposición (en contacto con el suelo, expuesto al aire, etc.). En la referencia 7.19 se explica que por razones de practicidad y simplicidad, en Estados Unidos es habitual considerar que los recubrimientos indicados en el Código ACI 318 están cumplidos, en el caso de las vigas, si se ubican los ejes de las barras o alambres que constituyen la armadura principal a flexión, a una distancia entre 60 y 75 mm desde la cara superior o inferior de la viga, con el fin de asegurar, tanto para las barras o alambres, como para los estribos, un recubrimiento mínimo de 40 mm, como se exige en el Código. En el caso de las losas, la práctica habitual considera suficiente ubicar el centro de las barras o alambres a una distancia de 25 mm con el fin de garantizar el recubrimiento exigido por el Código ACI 318 de 20 mm. En función de los valores de recubrimiento adoptados para nuestro país en la Tabla 7.7.1. del Reglamento y siguiendo el criterio de la referencia 7.18 se puede considerar que los recubrimientos exigidos en el CIRSOC 201-2002 están cumplidos si en el caso de las vigas se ubican los ejes de las barras o alambres que constituyen la armadura principal a flexión, a una distancia de 40 mm desde la cara superior o inferior de las vigas con el fin de garantizar tanto para las barras o alambres, como para los estribos, un recubrimiento mínimo de 20 mm. En el caso de las losas, el criterio a adoptar en nuestro país, es igual al criterio descripto en el 4° párrafo de este artículo. En el artículo 7.7. la condición “superficies de hormigón expuestas al suelo o al aire libre”, se refiere a exposiciones directas tanto frente a cambios de temperatura como a variaciones de humedad.


Com. Cap. 7 - 58

Figura C 7.7. Ejemplo que muestra la forma práctica de indicar el recubrimiento en vigas y losas para hormigón colocado en obra, adaptado de la referencia 7.19 a los valores utilizados en nuestro país. Las superficies inferiores de cáscaras delgadas o de losas, por lo general, no se consideran directamente “expuestas” a menos que lo estén a ciclos de humedecimiento y secado, incluyendo la condensación o filtraciones directas desde la superficie expuesta, escurrimientos o situaciones similares. El Reglamento permite establecer métodos alternativos de protección de la armadura frente a la acción del clima, si los mismos resultan equivalentes al recubrimiento adicional requerido por el Reglamento, los que deberán ser debidamente aprobados por el Director de Obra. La armadura con una protección alternativa frente a la acción del clima, debe tener un recubrimiento de hormigón mayor o igual que el recubrimiento requerido para armadura no expuesta al aire libre. Las longitudes de anclaje dadas en el Capítulo 12, se han establecido en función del recubrimiento de las barras o alambres, razón por la cual puede ser necesario en algunos casos usar recubrimientos mayores que los mínimos. Se aconseja respetar el siguiente criterio general para definir los recubrimientos: Para las armaduras principales, el recubrimiento debe ser mayor o igual que el diámetro de la barra o alambre adoptado.


Cap. 7 - 59

Cuando la disposición de la armadura con respecto al encofrado dificulte el llenado de los moldes, se debe adoptar una separación igual o mayor a 1,33 veces el tamaño máximo del agregado grueso. Si el control de ejecución no es intenso, se recomienda especificar un recubrimiento nominal mayor que el mínimo establecido. Además de controlar el espesor del recubrimiento, es necesario, por razones de durabilidad, disponer de un hormigón compacto y sin deterioros. Los recubrimientos normalmente utilizados en nuestro país son en general, menores que los propuestos por el Código ACI-318-2002, razón por la cual los recubrimientos indicados en los artículos 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3., del Reglamento no responden al mencionado Código. Al final de los Comentarios se anexan, para conocimiento del usuario, los artículos 7.7.1., 7.7.2., y 7.7.3. del ACI 318-2002. C 7.7.3. Hormigón prefabricado (elaborado en condiciones de control en planta) Los menores espesores de recubrimiento indicados para la construcción de elementos prefabricados reflejan los beneficios de realizar el control, tanto de las dosificaciones como de la colocación y del curado, inherentes a la prefabricación. La expresión “elaborado en condiciones de control de planta” no implica específicamente que los elementos prefabricados deban estar ejecutados en una planta. Los elementos estructurales prefabricados en la obra también se ubican dentro de este artículo siempre que el control de las dimensiones de los encofrados, la ubicación de las armaduras, el control de calidad del hormigón y el procedimiento de curado resulten iguales a aquellos que en forma habitual se realizan en una planta. La intención de establecer valores de recubrimientos de hormigón para los cordones pretensazos, es proporcionarles una protección mínima contra las acciones climáticas ambientales y otros efectos. El recubrimiento indicado puede no ser suficiente para transferir o desarrollar la tensión del cordón, razón por la cual puede ser necesario aumentar el recubrimiento hasta lograr tal objetivo. C 7.7.5. Clases de exposición ambiental Cuando el hormigón vaya a estar expuesto a fuentes externas de cloruros tales como el agua de mar, aguas salobres, sales descongelantes, o salpicaduras de alguna de ellas, se lo debe dosificar para satisfacer los requerimientos dados en el Capítulo 2 del Reglamento, considerando el contenido mínimo de aire incorporado, la máxima relación agua/cemento, la resistencia mínima, el contenido máximo de iones cloruro en el hormigón y el tipo de cemento. Adicionalmente y como protección contra la corrosión, se recomienda en losas y tabiques expuestos un recubrimiento mínimo de 50 mm y para otros elementos un recubrimiento de 60 mm. Si estos elementos son ejecutados con hormigón prefabricado en condiciones de control en planta se recomienda un recubrimiento mínimo de 40 a 50 mm respectivamente.


Com. Cap. 7 - 60

C 7.7.5.1. La clasificación de las clases de exposición ambiental se especifica en las Tablas 2.1. y 9.6.3. En la referencia 7.12 se puede consultar información específica sobre corrosión en estructuras para estacionamientos de vehículos.

C 7.8. DETALLES ESPECIALES DE LA ARMADURA PARA COLUMNA C 7.8.2.2. Núcleos de acero El límite del 50 % para la transmisión de esfuerzos de compresión por apoyo, en los extremos de los núcleos de acero estructural, tiene como objetivo alcanzar en las juntas, cierta capacidad de absorber esfuerzos de tracción (hasta el 50%), dado que el resto del esfuerzo total de compresión en el núcleo se debe transmitir por medio de barras empalmadas, placas de empalme, soldadura, etc. Con esta disposición se debería poder asegurar que las juntas en elementos compuestos solicitados a compresión dispongan esencialmente de una capacidad de soportar esfuerzos de tracción similar a la requerida para elementos comprimidos comunes de hormigón armado.

C 7.9. NUDOS El confinamiento de los nudos es esencial para asegurar que la capacidad a flexión de los elementos, se pueda desarrollar sin deteriorar la unión de los elementos bajo cargas repetidas (ver las referencias 7.13 y 7.14)

C 7.10. ARMADURA TRANSVERSAL EN ELEMENTOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN C 7.10.3. Las columnas prefabricadas con un recubrimiento menor de 40 mm, las columnas pretensadas sin barras longitudinales, las columnas de hormigón con agregado grueso de tamaño pequeño, los tabiques portantes y otros casos especiales, pueden requerir diseños particulares de la armadura transversal. Para los estribos cerrados o zunchos se pueden utilizar barras o alambres conformados con db ≥ 10 mm. Si estas columnas especiales se consideran en el cálculo como zunchadas, la cuantía de armadura del zuncho, ρs , debe cumplir con las exigencias del artículo 10.9.3. C 7.10.4. Zunchos En base a consideraciones prácticas, se ha establecido para los elementos hormigonados in-situ, un diámetro mínimo de la armadura del zuncho de 10 mm. Este es el menor diámetro que se puede utilizar en una columna con un recubrimiento mayor o igual que 40 mm y con un hormigón con resistencia mayor o igual que 20 MPa, siempre que se mantenga el paso libre mínimo para la colocación de hormigón.


Cap. 7 - 61

El Reglamento permite que los zunchos se terminen a nivel de la armadura horizontal más baja que llega a la columna más su correspondiente longitud de anclaje o extensión con un gancho normal. Sin embargo, si en uno o más lados de la columna no hay vigas o ménsulas, se deben colocar estribos desde la terminación del zuncho hasta la parte inferior de la losa o ábaco. Si existen vigas o ménsulas en los cuatro lados de la columna, pero de diferentes alturas, los estribos se deben extender desde el zuncho hasta el nivel de la armadura horizontal de la viga o ménsula de menor altura que llega a la columna. Estos estribos adicionales sirven para encerrar a la armadura longitudinal de la columna y al porcentaje de barras de la viga, dobladas para ser ancladas en la columna. Ver también el artículo 7.9. Los zunchos se deben mantener firmemente en su lugar, con un paso y alineamiento apropiado, con el fin de evitar desplazamientos durante la colocación del hormigón, lo que se puede lograr utilizando separadores que permitan mantener en su lugar a la armadura en zuncho. Cuando se utilicen separadores se recomienda como guía colocar: Para barras o alambres con db < 16 mm se debe usar un mínimo de: dos separadores para zunchos con un diámetro de dc < 0,5 m, (ver la Figura 7.10.4.3) tres separadores para zunchos con un diámetro dc entre 0,5 a 0,75 m, cuatro separadores para zunchos con un diámetro de dc > 0,75 m.

Para barras o alambres con db ≥ 16 mm se debe usar un mínimo de: tres separadores para zunchos con un diámetro dc < 0,6 m, cuatro separadores para zunchos con un diámetro dc ≥ 0,6 m Los separadores para los zunchos se deben especificar claramente en la documentación y en los planos del proyecto. C 7.10.5. Estribos de columnas Los estribos de columnas son siempre cerrados y su función principal es la de arriostrar las barras longitudinales sujetas a compresión. Se advierte al lector que si accede a bibliografía de países de habla hispana encontrará el término “cercos” o “amarras” para designar a los estribos cerrados de columnas. Todas las barras longitudinales solicitadas a compresión deben ser encerradas por estribos horizontales cerrados. Cuando las barras o alambres longitudinales se coloquen en forma circular, es necesario colocar solamente un estribo perimetral en cada separación especificada. Este requisito se puede satisfacer colocando una armadura helicoidal continua con un paso


Com. Cap. 7 - 62

mayor que el establecido para los zunchos en el artículo 10.9.3., e igual a la separación exigida para los estribos. (ver el artículo 7.10.4.3.). El Reglamento permite colocar los estribos con un ángulo de 135 grados con respecto a las barras o alambres principales y considera suficientemente arriostradas a aquellas barras sin estribos, ni ganchos, situadas a menos de 15 dbe de barras longitudinales arriostradas. Ver la figura 7.10.5.3. del Reglamento. Se recomienda colocar un conjunto de estribos en cada extremo de una zona de barras o alambres empalmados, por encima y por debajo de los empalmes a tope, y a una separación mínima inmediatamente debajo de las zonas inclinadas de barras dobladas desalineadas. Los ganchos normales de los estribos se deben utilizar solamente en barras o alambres conformados, y siempre que sea posible, deben ser ubicados en forma alternada. Ver también el artículo 7.9. Las barras o alambres doblados de manera helicoidal continua pueden ser utilizados como estribos cerrados, siempre que su paso y su área sean, como mínimo, equivalentes al paso y al área de los estribos cerrados separados. El anclaje de los extremos de las barras o alambres doblados en forma helicoidal continua, se debe realizar mediante un gancho normal igual al indicado para los estribos cerrados separados, o por medio de una vuelta adicional del estribo helicoidal. Una barra o alambre doblado de manera continua en helicoide, se puede considerar como un zuncho siempre que se verifiquen las exigencias del artículo 7.10.4., o de lo contrario, se debe considerar como un estribo cerrado. C 7.10.5.5. Los estribos sólo se pueden interrumpir cuando los elementos (vigas, ménsulas, ábacos) concurren a los cuatro lados de columnas cuadradas o rectangulares, y en el caso de columnas de sección circular o poligonal, sólo cuando los mencionados elementos concurren a la columna desde dos direcciones aproximadamente ortogonales. C 7.10.5.6. Las prescripciones con respecto a la necesidad de encerrar con armadura transversal a los bulones de anclaje que se ubican en la parte superior de columnas o pedestales, se incorporó en la versión 2002 del Código ACI 318. La contención que brinda esta armadura al hormigón, mejora la transferencia de la carga desde el bulón de anclaje a la columna o pedestal, en aquellas situaciones en las cuales el hormigón se fisura en las cercanías de los bulones. Tales fisuras pueden ocurrir por la aparición de esfuerzos no previstos originados por variaciones de temperatura, por contracción restringida y otros efectos similares.

C 7.11. ARMADURA TRANSVERSAL PARA ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN La armadura comprimida de las vigas y vigas principales debe estar arriostrada para evitar el pandeo de las barras.


Cap. 7 - 63

Cuando no se necesite armadura de compresión, y no existan esfuerzos reversibles o de torsión, se puede optar por utilizar estribos abiertos. En caso contrario se deben adoptar estribos cerrados, equivalentes a los estribos cerrados utilizados en columnas, los que por su naturaleza cumplen la función de arriostrar las barras principales. Ver la figura 7.11.3. En algunos casos, las barras o alambres de la armadura de compresión también pueden estar arriostrados por estribos abiertos; como por ejemplo, cuando las barras o alambres están ubicados en la cara continua de dicho estribo, como es el caso de una ménsula con armadura comprimida en la cara inferior y estribo abierto en la cara superior. Los empalmes clase A y B están descriptos en el artículo 12.15.1.

C 7.12. ARMADURA DE CONTRACCIÓN Y TEMPERATURA C 7.12.1. Con el fin de reducir la fisuración que se produce por la contracción del hormigón y por los cambios de temperatura y, además, para vincular la estructura de modo que se comporte monolíticamente, tal como se supone en el proyecto, es necesario colocar armadura en dirección perpendicular a la armadura principal. Las disposiciones de este artículo se refieren sólo a las losas estructurales de los entrepisos y no pretenden ser aplicables a losas apoyadas en el terreno. C 7.12.1.2. El área de armadura exigida por contracción y temperatura en el artículo 7.12., ha resultado satisfactoria cuando los movimientos que se originan no están restringidos. En aquellos casos en que los tabiques estructurales o grandes columnas impongan una restricción significativa a los movimientos que se generen por contracción y temperatura, puede ser necesario incrementar la cantidad de armadura normal a la armadura principal de flexión especificada en el artículo 7.12.1.2. (Ver la referencia 7.16.) Tanto la armadura inferior como la superior son efectivas para controlar la fisuración. Las juntas constructivas dejadas durante un determinado período de construcción, para permitir la contracción inicial sin que se generen incrementos significativos en las tensiones, son también efectivas para reducir la fisuración causada por las restricciones. C 7.12.2. Las cantidades especificadas tanto para barras o alambres conformados como para mallas de acero soldadas, se han establecido en forma empírica, no obstante lo cual se encuentran justificadas por la experiencia de haberse utilizado en forma satisfactoria durante mucho tiempo. Los empalmes y anclajes de las armaduras dispuestas por contracción y temperatura, se deben diseñar para el total de la tensión de fluencia especificada, de acuerdo con los artículos 12.1., 12.15., 12.18. y 12.19. C 7.12.3. Los requisitos para la armadura pretensada utilizada como armadura de contracción y temperatura se han especificado con el fin de generar una fuerza efectiva en la losa, aproximadamente igual a la tensión de fluencia especificada para la armadura no pretensada de contracción y temperatura.


Com. Cap. 7 - 64

Esta tensión de compresión, generada por el pretensado de 1 MPa actuando sobre el área total del hormigón, se ha utilizado exitosamente en un gran número de proyectos. Cuando la separación de los cables de pretensado utilizados como armadura de contracción y temperatura, sea mayor que 1,4 m, se debe colocar armadura pasiva adicional en los bordes de la losa donde se aplican las fuerzas de pretensado. El objetivo es reforzar, en forma adecuada, el área entre el borde de la losa y el punto donde los esfuerzos de pretensado, más allá de los anclajes individuales, se han “distribuido” suficientemente, de manera tal que la losa trabaje uniformemente en compresión. La aplicación de las disposiciones del artículo 7.12.3. a la construcción de losas y vigas postesadas monolíticas hormigonadas in situ, se ilustran en la Figura C 7.12.3.

Figura C 7.12.3.

Ejemplo de aplicación del artículo C 7.12.3. a la construcción de vigas postesadas monolíticas, hormigonadas en obra.

Los cables utilizados como armadura de contracción y temperatura se deben colocar en altura, en un plano vertical de la losa y tan cerca como sea posible del centro de la losa. En aquellos casos en los que estos cables se utilicen como soporte de los cables principales, se admite que presenten variaciones con respecto al baricentro de la losa; aunque la resultante de los cables para contracción y temperatura no debe caer fuera del área del núcleo central de la losa. El Diseñador o Proyectista Estructural debe evaluar los efectos del acortamiento de la losa con el fin de asegurar un comportamiento apropiado. En la mayoría de los casos, en una estructura armada adecuadamente, el bajo nivel de pretensado recomendado no debería


Cap. 7 - 65

causar dificultades; sin embargo, cuando los efectos térmicos sean importantes, puede ser necesario realizar un estudio particular.

C 7.13. REQUISITOS PARA LA INTEGRIDAD ESTRUCTURAL La práctica y la experiencia han demostrado que la integridad del conjunto de la estructura se puede mejorar substancialmente introduciendo ajustes menores en los detalles de la armadura. El objetivo de este artículo es mejorar la redundancia y la ductilidad en las estructuras, de modo que, en caso de producirse algún daño en un elemento de apoyo importante o, ante la aparición de una carga excepcional, el daño resultante se pueda circunscribir a un área relativamente pequeña y que la estructura tenga globalmente cierta capacidad de mantener su estabilidad. C 7.13.2. Cuando se produce algún daño en el apoyo, la armadura superior que es continua sobre el mismo, si no está envuelta por estribos, tiende a desprenderse del hormigón sin que pueda colaborar en la transferencia de carga por flexión sobre el apoyo dañado. Esta capacidad se puede generar disponiendo una parte de la armadura inferior en forma continua de manera de poder soportar momentos positivos en los apoyos. Cuando se especifica en las vigas perimetrales una determinada cantidad de armadura superior e inferior continua, se genera una vinculación alrededor de la estructura. La intención no es exigir una armadura de tracción continua constante alrededor del perímetro completo de la estructura, sino simplemente recomendar que la mitad de la armadura superior necesaria por flexión negativa, que según el artículo 12.12.3. se debe prolongar más allá del punto de inflexión, se prolongue aún más y se empalme en la mitad del tramo, o cerca de él. En forma similar, la armadura inferior para momentos positivos, que según el artículo 12.11.1. se debe prolongar dentro del apoyo, se debería disponer en forma continua o se debería empalmar con la armadura inferior del tramo adyacente. Si la altura de una viga continua cambia en el apoyo, la armadura inferior en el elemento de mayor altura debe terminar con un gancho normal y la armadura inferior del elemento más bajo se debe prolongar dentro del más alto y anclarse en él. En la actualización 2002 del Código ACI 318 se han incorporado especificaciones para permitir la utilización de empalmes mecánicos o soldados para empalmar las armaduras y se han revisado las especificaciones para la armadura longitudinal y los estribos en las vigas. El artículo 7.13.2. fue actualizado en la versión 2002, con el fin de requerir la utilización de estribos en U con ganchos, como mínimo, a 135° alrededor de las barras continuas o por estribos cerrados de una sola pieza porque la parte superior horizontal de un estribo cerrado de dos piezas no es efectiva para proteger a las barras continuas superiores del desprendimiento brusco de la parte superior de la viga. C 7.13.3. El Reglamento exige la colocación de tensores en los edificios de hormigón prefabricado de cualquier altura, razón por la cual se deben detallar uniones capaces de resistir las cargas aplicadas. No se permite el detallado de uniones que dependen sólo de la fricción originada por las fuerzas de gravedad.


Com. Cap. 7 - 66

Los detalles de las uniones se deben diseñar de tal manera que resulte mínima la fisuración potencial debida a la restricción de los movimientos originados por fluencia lenta, contracción y variaciones de temperatura. Se recomienda consultar la referencia 7.17. La referencia 7.18. establece requisitos mínimos en las uniones de las construcciones con tabiques portantes de hormigón prefabricado.


Cap. 7 - 67

ANEXO A LOS COMENTARIOS AL CAPITULO 7. DETALLES DE ARMADO

Con el fin de contribuir a que el usuario pueda consultar sin dificultades la bibliografía internacional que se indica al final de los Comentarios al Proyecto de Reglamento CIRSOC 201, se reproducen a continuación algunas tablas y aclaraciones referidas a las designaciones y características de los aceros que se utilizan en Estados Unidos para las estructuras de hormigón. Por esta razón se reproducen además los artículos 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3. originales del Código ACI 318-2002, tanto en pulgadas como en milímetros, dado que existen programas de computación que los tienen incorporados. Las Tablas 7.7.1., 7.7.2. y 7.7.3. del Proyecto CIRSOC 201 corresponden en su presentación a la actualización ACI-318-2002 (ver la referencia 7.20.), aunque algunos valores de recubrimientos han sido modificados con el fin de adecuarlos a los usos y costumbres de nuestro país.

A 7.1. INFORMACIÓN SOBRE LAS DESIGNACIONES Y CARACTERÍSTICAS DE LOS ACEROS PARA ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN, MENCIONADOS EN LA BIBLIOGRAFÍA AL CÓDIGO ACI 318-02

A 7.1.1. Especificaciones ASTM para barras, alambres y mallas de acero En la Tabla A 7.1.1. (adaptada de la referencia 7.18., Tabla 2.3.) se reproducen todos los aceros para armadura normalizados en Estados Unidos, su grado o denominación, la especificación ASTM que define sus propiedades y los valores de tensión de fluencia y resistencia a la tracción.

Reglamento CIRSOC 201, Anexos

Com. Cap. 7 - I

Tabla A 7.1.1. Resumen de los requisitos mínimos de resistencia de las especificaciones ASTM para los aceros en EEUU (referencia 7.19.) Producto

Especificación ASTM

Barras de armadura

A 615

Rieles Ejes (d)

(d)

Soldadura

A 616 A 617 A 706

Resistencia mínima Resistencia máxima a la fluencia a la tracción klb/pulg2 MPa klb/pulg2 MPa

Grado o tipo Grado 40 Grado 60 Grado 75 Grado 50 Grado 60 Grado 40 Grado 60 Grado 60

40,000 60,000 75,000 50,000 60,000 40,000 60,000 60,000 (78,000 máximo)

Malla de barras conformadas Barras recubiertas con zinc Barras recubiertas con epoxi Alambre • liso • conformado Malla soldada de alambre • liso W 1.2 y mayor Menor que W1.2 • conformado Cables de pretensado

275 415 515 345 415 275 415 414 535

70,000 90,000 100,000 80,000 90,000 70,000 90,000 80,000

A 184

Igual que para barras de armadura

A 767


A 775


A 82 A 496

480 620 690 550 620 480 620 (a) 550

70,000 75,000

480 515

80,000 85,000

550 585

65,000 56,000 70,000

450 385 480

75,000 70,000 80,000

515 480 550

1465

250,000

1725

225,500

1555

250,000

1725

(libres de tensio- 229,500 nes residuales)

1580

270,000

1860

1675 1375 a 1465 (b) 1455 a 1550 (b) 880 825 1480 1575 1620

270,000 235,000 250,000 235,000 250,000 150,000 150,000 247,000 263,000 270,000

1860 1620 a 1725 (b) 1620 a 1725 (b) 1035 1035 1700 1810 1860

A 185 A 497 Grado 250 A 416

• Cordón de siete alambres

(libres de tensio- 212,500 nes residuales)

Grado 250 (baja relajación)

Grado 270 Grado 270 • Alambre

A 421

(baja relajación) 243,500 Libres de tensio- 199,750 nes residuales 212,500

Baja relajación 211,500 • Barras

A 722

• Cordón compacto (c)

A 779

Tipo liso 127,500 Tipo conformado 120,00

Tipo 245 Tipo 260 Tipo 270

241,900 228,800 234,900

a) Pero no menos de 1.25 veces la tensión de fluencia. b) La resistencia mínima depende del tamaño del alambre. c) No incluido en el ACI 3/8. d) En algunos estados norteamericanos se admite, en condiciones muy específicas y controladas, la utilización de rieles y ejes como armadura, práctica que es desconocida en nuestro país y que no se permite en este Reglamento.


Anexo Com. Cap. 7 - II

Las especificaciones ASTM mencionadas en la Tabla A 7.1.1. se refieren a: ASTM A 615 M: “Specification for Deformed and Plain Billet- Steel (metric) Bars for Concrete Reinforcement” ASTM A 616 M “Specification for Rail Steel Deformed and Plain Bars for Concrete Reinforcement” (Nota: en algunos estados norteamericanos se admite en condiciones muy específicas y controladas, la utilización de ejes y rieles como armadura, práctica que es desconocida en nuestro país y que no se permite en los Reglamentos CIRSOC de Estructuras). ASTM A 617 M “Specification for Axle – Steel Deformed and Plain Bars for Concrete Reinforcement” ASTM A 706 M “Specification for Low-Alloy Steel Deformed and Plain Bars for Concrete Reinforcement” (Esta especificación abarca a las barras de acero conformadas de baja aleación destinadas a aplicaciones especiales donde se exige propiedades controladas de ductilidad y una composición química determinada para mejorar la soldabilidad) ASTM A 184 M “Specification for Fabricated Deformed Steel Bar Mats for Concrete Reinforcement”. (El Código ACI 318-99 exige que las barras de armadura utilizadas en la ejecución de mallas de armadura cumplan alguna de las especificaciones ASTM señaladas anteriormente). ASTM A 496

“Specification for Steel Wire, Deformed for Concrete Reinforcement“. (Esta especificación se aplica al alambre conformado para armadura del hormigón, siendo el tamaño mínimo admitido el número D (ver Tabla A.7.2.e)).

ASTM A 185

“Specification for Steel Welded Wire Fabric, Plain, for Concrete Reinforcement”. (Se aplica a las mallas soldadas constituidas por alambres lisos que deben cumplir la norma ASTM A 82 ”Specification for Steel Wire Plain for Concrete Reinforcement”).

ASTM A 497

“Specification for Steel Welded Wire Fabric Deformed for Concrete Reinforcement” (Se aplica a mallas soldadas constituidas por alambres conformados).

ASTM A 421

“Specification for uncoated Stress- Relieved Steel Wire for Prestressed Concrete” (Se aplica a los alambres que constituyen los cables de pretensado y su suplemento “Low- Relaxation Wire” se aplica a los alambres de baja relajación”.

ASTM A 416 M

”Specification for Steel Strand, Uncoated Seven-Wire for Prestressed Concrete” (Se aplica a cordones).


Com. Cap. 7 - III

ASTM A 722

“Specification for Uncoated High-Strength Steel Bar for Prestressed Concrete” (Se aplica a barras para hormigón pretensado).

A 7.1.2. Designaciones, tamaños y características de los aceros En la Tabla A 7.1.2.a) se muestran las designaciones, tamaños y características de las barras y alambres de acero en pulgadas y en la Tabla A 7.1.2.b) en milímetros (SI). Tabla A 7.1.2.a) Designaciones, tamaños y características de las barras y alambres de acero, en pulgadas Barra

(a)

Diámetro nominal

N°

Área de la sección transversal pulg 2

Perímetro

Masa nominal

pulgadas

lb/pie

= 0,375

0,11

1,18

0,376

= 0,500

0,20

1,57

0,668

= 0.625

0,31

1,96

1,043

= 0,750

0,44

2,36

1,502

= 0,875

0,60

2,75

2,044

1 = 1,000

0,79

3,14

2,670

1,00

3,54

3,400

1,27

3,99

4,303

1,56

4,43

5,313

2,25

5,32

7,650

4,00

7,09

13,600

pulgadas

3

3

8 1

4

2 5

5

8 3

6

4 7

7

8

8 9

1

10

1

11

1

14

1

18

2

1 8 1 4 3 8 3 4 1 4

= 1,128

(b)

= 1,270

(b)

= 1,410

(b)

= 1,693

(b)

= 2,257

(b)

(a) En base a la cantidad de octavos de una pulgada incluidos en el diámetro nominal de las barras. El diámetro nominal de una barra conformada es equivalente al diámetro de una barra lisa que tiene el mismo peso por pie que la barra conformada (b) Aproximado al 1/8 de pulgada más cercano


Anexo Com. Cap. 7 - IV

Tabla A.7.1.2.b) Designaciones, tamaños y características de las barras y alambres de acero, en milímetros

(*)

Barra

Diámetro nominal

Masa nominal

mm

Área de la sección transversal mm2

N° (*)

10 13 16 19 22 25 29 32 36 43 57

9,5 12,7 15,9 19,1 22,2 25,4 28,7 32,3 35,8 43,0 57,3

71 129 199 284 387 510 645 819 1006 1452 2581

0,560 0,994 1,552 2,235 3,042 3,973 5,060 6,404 7,907 11,38 20,24

kg/m

Los números de designación de la barra o alambre corresponden aproximadamente al número de milímetros del diámetro nominal de la barra

Tabla A 7.1.2.c) Cuadro comparativo de los tamaños de barras y alambres en pulgadas y en milímetros (SI)

Tamaño N° #3 #4 #5 #6 #7 #8 #9 # 10 # 11 # 14 # 18

Diametro nominal (Pulgadas) 0,375 0,500 0,625 0,750 0,875 1,000 1,128 1,270 1,410 1,693 2,257

Tamaño N° # 10 # 13 # 16 # 19 # 22 # 25 # 29 # 32 # 36 # 43 # 57

Diametro nominal (mm) 9,5 12,7 15,9 19,1 22,2 25,4 28,7 32,3 35,8 43,0 57,3

La designación convencional utilizada para describir el tipo y tamaño de las mallas soldadas de alambres recurre a una combinación de letras y números. La especificación ASTM utiliza la letra W para indicar alambre liso y la letra D para describir alambre conformado. El número que sigue a la letra indica el área de la sección transversal del alambre en centésimas de pulgada cuadrada. Por ejemplo, un alambre W 5.0 es un alambre liso con un área de la sección transversal igual a 0,05 pulg², y un alambre D 6 indica que se trata de un alambre conformado con un área de 0,06 pulg².


Com. Cap. 7 - V

Una malla soldada de alambres con una designación 4 x 4 – W 5.0 x W 5.0 indica una separación entre alambres de 4 pulgadas en cada dirección y una conformación de alambres lisos con una sección transversal de 0,05 pulgadas² en cada dirección. En la Tabla A 7.1.2.d) se detallan las designaciones y las dimensiones nominales para los Estados Unidos, de las mallas soldadas de alambres lisos, en pulgadas, y en la Tabla A 7.1.2.e) en milímetros . Tabla A 7.1.2.d. Designación y dimensiones nominales de las mallas soldadas de alambres lisos

Designación del acero Nueva designación (mediante el número W)

6 x 6–W 1,4 x W 1,4 6 x 6–W 2,0 x W 2,0 6 x 6–W 2,9 x W 2,9 6 x 6–W 4,0 x W 4,0 4 x 4–W 1,4 x W 1,4 4 x 4–W 2,0 x W 2,0 4 x 4–W 2,9 x W 2,9 4 x 4–W 4,0 x W 4,0 6 x 6–W 2,9 x W 2,9 6 x 6–W 4,0 x W 4,0 6 x 6–W 5,5 x W 5,5 4 x 4–W 4,0 x W 4,0

Área de acero, pulg²/pie

Antigua designación (mediante el calibre Longitudinal del alambre de acero) Rollos 6 x 6–10 x 10 0,028 6 x 6–8 x 8 (a) 0,040 6 x 6–6 x 6 0,058 6 x 6–4 x 4 0,080 4 x 4–10 x 10 0,042 4 x 4–8 x 8 (a) 0,060 4 x 4–6 x 6 0,087 4 x 4–4 x 4 0,120 Paneles 6 x 6–6 x 6 0,058 6 x 6–4 x 4 0,080 6 x 6–2 x 2 (b) 0,110 4 x 4–4 x 4 0,120

Peso (aproximado) lb por 100 Transversal pie² 0,028 0,040 0,058 0,080 0,042 0,060 0,087 0,120

19 27 39 54 29 41 59 82

0,058 0,080 0,110 0,120

39 54 75 82

(a) El tamaño exacto del número W para calibre 8 es W 2.1. (b) El tamaño exacto del número W para calibre 2 es W 5.4.


Anexo Com. Cap. 7 - VI

Tabla A. 7.1.2.e). Designación y dimensiones nominales de las mallas de acero conformado para hormigón armado en el sistema SI de unidades

Número de la malla

D-4 D-5 D-6 D-7 D-8 D-9 D-10 D-11 D-12 D-13 D-14 D-15 D-16 D-17 D-18 D-19 D-20 D-21 D-22 D-23 D-24 D-25 D-26 D-27 D-28 D-29 D-30 D-31


Masa nominal kg/m 0,2025 0,2532 0,3038 0,3548 0,4051 0,4561 0,5063 0,5574 0,6076 0,6586 0,7089 0,7599 0,8101 0,8611 0,9114 0,9624 1,0127 1,0637 1,1139 1,1649 1,2152 1,2662 1,3164 1,3675 1,4177 1,4687 1,5190 1,5700

Dimensiones nominales Diámetro nominal Área de la sección transversal mm mm² 5,72 25,81 6,40 32,26 7,01 38,71 7,57 45,16 8,10 51,61 8,59 58,96 9,04 64,52 9,50 70,97 9,91 77,42 10,31 83,87 10,72 90,32 11,10 96,77 11,46 103,23 11,81 109,68 12,14 116,13 12,47 122,58 12,80 129,03 13,13 135,48 13,44 141,94 13,74 148,39 14,05 154,84 14,33 161,29 14,61 167,74 14,88 174,19 15,16 180,64 15,44 187,10 15,70 193,55 15,95 200,00

Com. Cap. 7 - VII

En la Tabla A. 7.1.2.f) se presentan unificadas las designaciones de los alambres lisos y conformados, para mallas. Tabla A.7.1.2.f. Designación y características de los alambres lisos y conformados para mallas de acero, en pulgadas Alambres Lisos Conformados W 31 D31 W 30 D30 W 28 D28 W 26 D26 W 24 D24 W 22 D22 W 20 D20 W 18 D18 W 16 D16 W 14 D14 W 12 D12 W 11 D11 W 10,5 W 10 D10 W 9,5 W9 D9 W 8,5 W8 D8 W 7,5 W7 D7 W 6,5 W6 D6 W 5,5 W5 D5 W 4,5 W4 D4

Diámetro nominal pulgadas

Área nominal Pulgadas²

Masa nominal lb/pie

0,628 0,618 0,597 0,575 0,553 0,529 0,504 0,478 0,451 0,422 0,390 0,374 0,366 0,356 0,348 0,338 0,329 0,319 0,309 0,298 0,288 0,276 0,264 0,252 0,240 0,225

0,310 0,300 0,280 0,260 0,240 0,220 0,200 0,180 0,160 0,140 0,120 0,110 0,105 0,100 0,095 0,090 0,085 0,080 0,075 0,070 0,065 0,060 0,055 0,050 0,045 0,040

1,054 1,020 0,952 0,934 0,816 0,748 0,680 0,612 0,544 0,476 0,408 0,374 0,357 0,340 0,323 0,306 0,289 0,272 0,255 0,238 0,221 0,204 0,187 0,170 0,153 0,136


Anexo Com. Cap. 7 - VIII

En la Tabla A.7.1.2.g) se detalla el tipo y características de los aceros para pretensado. Tabla A.7.1.2. g) Designación y características de los aceros para pretensado utilizados en Estados Unidos Tipo

Cordón de siete alambres (grado 1750)

Cordón de siete alambres (grado 3290) Alambres para pretensado

Barras para pretensado (lisas)

Barras para pretensado (conformadas)


Diámetro nominal mm

Área nominal mm²

Masa nominal kg/m

6,35 7,94 9,53 11,11 12,70 15,24 9,53 11,11 12,70 15,24 4,88 4,98 6,35 7,01 19 22 25 29 32 35 15 20 26 32 36

23,22 37,42 51,61 69,98 92,90 139,35 54,84 74,19 98,71 140,00 18,7 19,4 32 39 284 387 503 639 794 955 181 271 548 806 1019

0,182 0,294 0,405 0,548 0,730 1,094 0,432 0,582 0,775 1,102 0,146 0,149 0,253 0,298 2,23 3,04 3,97 5,03 6,21 7,52 1,46 2,22 4,48 6,54 8,28

Com. Cap. 7 - IX

A.7.2. INFORMACIÓN SOBRE LOS RECUBRIMIENTOS MÍNIMOS UTILIZADOS EN EL ACI 318-2002 A.7.2.1. Recubrimientos y designación de barras, alambres y mallas según el ACI 318-02, en pulgadas

A continuación se reproducen, tanto en pulgadas como en milímetros, los artículos 7.7.1, 7.7.2. y 7.7.3., que figuran en la versión ACI 318-02.

Artículo 7.7.1 (ACI 318-02) Hormigón colocado en obra (no pretensado) Tipo de hormigón Recubrimiento mínimo (pulgadas) (a) Hormigón colocado contra el suelo y permanentemente en contacto con él

3

(b) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre:

Barras N° 6 hasta N° 18 Barras N° 5, alambre W 31 ó D 31 y menores (c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo: Losas, tabiques, nervaduras: Barras N° 14 y N° 18 Barras N° 11 y menores Vigas, columnas: Armadura principal, estribos, estribos cerrados y zunchos Cáscaras y placas plegadas: Barras N° 6 y mayores Barras N° 5, alambres W 31 ó D 31 y menores


2 1 1/2

1 1/2 3/4 1 1/2 3/4 1/2

Anexo Com. Cap. 7 - X

Artículo 7.7.2. Hormigón Pretensado (ACI 318-02) Tipo de hormigón

(a) Hormigón en contacto con el suelo y permanentemente expuesto a él (b) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre: Paños de tabiques, losas y nervaduras Otros elementos (c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

Losas, tabiques, nervaduras: Vigas, columnas: Armadura principal Estribos, estribos cerrados y zunchos Cáscaras y placas plegadas: Barras N° 5, alambres W 31 ó D 31 y menores Otro tipo de armadura


Recubrimiento mínimo (pulgadas)

3

1 1 1/2

3/4 1 1/2 1 3/8 db ≥ 3/4

Com. Cap. 7 - XI

Artículo 7.7.3. Hormigón prefabricado (fabricado en condiciones de control en planta) (ACI 318-02) Tipo de hormigón Recubrimiento mínimo (pulgadas) (a) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre: Paneles para tabiques: barras N° 14 y N° 18 cables de pretensado con db > 1 ½ pulgadas

barras N° 11, y menores, cables de pretensado con db ≤ 1 ½ pulgadas, y alambres W 31 ó D 31 y menores Otros elementos: barras N° 14 y N° 18 cables de pretensado con db > 1 ½ pulgadas

1½

3/4

2

barras N° 6 hasta N° 11, cables de pretensado con 1 ½ pulg < db ≤ 5/8 pulg.

1½

barras N° 5 y menores, cables de pretensado con db ≤ 5/8 pulg., alambres W 31 ó D 31, y menores (b) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

1 1/4

Losas, tabiques, nervaduras: barras N° 14 y N° 18 cables de pretensado con db > 1 ½ pulgadas

1¼

cables de pretensado con db ≤ 1 ½ pulgadas

3/4

barras N° 11 y menores, alambres W 31 ó D 31, y menores

5/8

Vigas, columnas: armadura principal estribos, estribos cerrados y zunchos

db pero ≥ 5/8 y < 1 1/2 3/8

Cáscaras y placas plegadas: cables de pretensado

3/4

barras N° 6 y mayores

5/8

barras N° 5 y menores, alambres W 31 ó D 31

3/8


Anexo Com. Cap. 7 - XII

A. 7.2.2. Recubrimientos y designación de barras, alambres y mallas en milímetros (SI) según el ACI 318-02 Artículo 7.7.1. Hormigón colocado en obra (no pretensado) (ACI 318-99) Tipo de hormigón

(a) Hormigón colocado contra el suelo y permanentemente en contacto con él

Recubrimiento mínimo (mm)

75

(b) Hormigón en contacto con el suelo expuesto al aire libre:

Barras N° 19 hasta N° 57 Barras N° 16, alambre MW 200 ó MD 200 y menores (c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo: Losas, tabiques, nervaduras: Barras N° 43 y N° 57 Barras N° 36 y menores Vigas, columnas: Armadura principal, estribos y zunchos en espiral Cáscaras y placas plegadas: Barras N° 19 y mayores Barras N° 16, alambres MW 200 ó MD 200 y menores

50 40

40 20 40 20 15

Artículo 7.7.2. Hormigón Pretensado (ACI 318-02) Tipo de hormigón

(a) Hormigón en contacto con el suelo y permanentemente expuesto a él (b) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre: Paños de tabiques, losas y nervaduras Otros elementos (c) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

Losas, tabiques, nervaduras: Vigas, columnas: Armadura principal Estribos, estribos cerrados y zunchos Cáscaras y placas plegadas: Barras N° 16, alambres MW 200 ó MD 200 y menores Otro tipo de armadura



75

25 40

20 40 25 10 db ≥ 20

Com. Cap. 7 - XIII

Artículo 7.7.3. Hormigón prefabricado (fabricado en condiciones de control en planta) (ACI 318-02) Tipo de hormigón


(a) Hormigón en contacto con el suelo o expuesto al aire libre: Paneles para tabiques: barras N° 43 y N° 57 cables de pretensado con db > 37,5 mm

barras N° 36 y menores cables de pretensado con db ≤ 37,5 mm alambres MW 200 ó MD 200 y menores Otros elementos: barras N° 43 y N° 57 cables de pretensado con db > 37,5 mm barras N° 19 hasta N° 36 cables de pretensado con 37,5 mm < db ≤ 15,6 mm barras N° 16, alambres MW 200 ó MD 200 y menores (b) Hormigón no expuesto al aire libre ni en contacto con el suelo:

40

20 50 40 30

Losas, tabiques, nervaduras: barras N° 43 y N° 57 cables de pretensado con db > 37,5 mm

30

cables de pretensado con db ≤ 37,5 mm

20

barras N° 36 y menores alambres MW 200 ó MD 200 y menores

15

Vigas, columnas: Armadura principal Estribos, estribos cerrados y zunchos Cáscaras y placas plegadas: cables de pretensado barras N° 19 y mayores barras N° 16 y alambres MW 200 ó MD 200 y menores


db pero ≥ 15 y < 40 10 20 15 10

Anexo Com. Cap. 7 - XIV

PARTE 4 – REQUISITOS GENERALES COMENTARIOS AL CAPÍTULO 8. ANÁLISIS Y DISEÑO- CONSIDERACIONES GENERALES

C 8.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA) En la definición del alargamiento específico neto de tracción, εt , dada en el Anexo al Capítulo 1, se excluyen los alargamientos específicos debidos al pretensado efectivo, la fluencia lenta, la contracción de fraguado y la temperatura.

C 8.1. MÉTODO DE DISEÑO C 8.1.1. El método de diseño por resistencia exige que las cargas de servicio o las fuerzas y momentos internos producidas por ellas, se incrementen mediante los factores de carga especificados para obtener la resistencia requerida, y que las resistencias nominales determinadas se reduzcan por medio de los factores φ de reducción de resistencia para obtener la resistencia de diseño. En la referencia 7.19, artículo 1.5. se expresa que la característica más importante de cualquier elemento estructural es su resistencia real, la cual debe ser lo suficientemente elevada para resistir, con algún margen de reserva, todas las cargas previsibles que puedan actuar sobre aquél durante la vida de la estructura, sin que se presente falla o cualquier otro inconveniente. Es lógico, por tanto, dimensionar los elementos, es decir, seleccionar las dimensiones de la sección de hormigón y la cantidad de armadura, de manera que sus resistencias sean adecuadas para soportar las fuerzas resultantes de ciertos estados hipotéticos de sobrecarga, utilizando cargas considerablemente mayores que las cargas que se espera que actúen en la realidad durante el servicio. Esta metodología de diseño se conoce como diseño por resistencia. Para estructuras de hormigón armado sujetas a cargas cercanas a las de falla, uno o los dos materiales, el hormigón y el acero, estarán inevitablemente en su rango inelástico no lineal. Es decir, el hormigón en un elemento estructural alcanza su resistencia máxima y su falla subsecuente para un nivel de tensiones y deformaciones muy por encima del rango elástico inicial en los cuales las tensiones y las deformaciones son aproximadamente proporcionales. De manera similar, el acero en un elemento cercano o en la falla estará esforzado más allá del dominio elástico hasta, y aún por encima, de la zona de fluencia. Consecuentemente, la resistencia


Cap. 8 - 69

nominal de un elemento se debe calcular en base al comportamiento inelástico de los materiales que lo conforman. Un elemento estructural diseñado por el método de la resistencia debe también demostrar un comportamiento satisfactorio bajo las cargas normales de servicio. Por ejemplo, las deformaciones por flexión en las vigas deben estar limitadas a valores aceptables y el número de fisuras por flexión, y su espesor para cargas de servicio se deben mantener controlados. Las condiciones límites de servicio son parte importante del diseño aunque la atención se enfoque inicialmente en la resistencia. En la referencia 7.20., artículo 8.1. se comenta que desde el año 1900 hasta principios del año 1960 el principal método de diseño, utilizado en Estados Unidos, era el denominado “Working Stress Design” ó “Diseño por tensiones de trabajo”. Este método permitía dimensionar los elementos estructurales de manera que las tensiones en el hormigón y en el acero, resultantes de las cargas normales de servicio, se mantuvieran dentro de ciertos límites especificados, conocidos como tensiones admisibles, cuyos valores eran fracciones de los valores de las tensiones de falla de los materiales. Como el hormigón responde en forma razonablemente elástica ante las tensiones de compresión que no exceden la mitad de su resistencia, y el acero permanece elástico prácticamente hasta su límite de fluencia, los elementos se podían diseñar en base a métodos elásticos, siempre y cuando las tensiones para las cargas de servicio permanecieran por debajo de los límites mencionados. Cuando los elementos se dimensionaban en base a las cargas de servicio, el margen de seguridad necesario se lograba estableciendo tensiones admisibles bajo cargas de servicio que fueran fracciones “apropiadamente pequeñas” de la resistencia a la compresión del hormigón y de la tensión de fluencia del acero. En este método de diseño, conocido como “diseño para cargas de servicio”, todos los tipos de carga se trataban de la misma forma sin importar que tan diferentes eran su variabilidad individual y su incertidumbre. Asimismo, las tensiones se calculaban en base a métodos elásticos cuando en realidad la resistencia de un elemento depende del comportamiento tensión-deformación en el rango inelástico cercano a y en la falla. Por esta razón, el método de diseño para cargas de servicio no permitía una evaluación explícita del margen de seguridad. Además el comportamiento con respecto a las deformaciones por flexión y a la fisuración se consideraba sólo en forma implícita a través de los límites impuestos a las tensiones producidas por las cargas de servicio. En cambio, el método de diseño por resistencia permite ajustar los factores individuales de carga para representar distintos grados de incertidumbre para las distintas combinaciones de cargas. También permite ajustar los factores de reducción de resistencias en función de la precisión con que se determinan los diferentes tipos de resistencias (flexión, corte, torsión, etc.) y la resistencia se determina en cada caso considerando explícitamente la acción inelástica. Desde la publicación de este método (denominado Ultimate Strength Design) en la edición 1963 del ACI 318, se produjo una rápida transición hacia su empleo, por ser conceptualmente más realista en su aproximación a la seguridad estructural. El Método de Diseño por Resistencia Última exige que la resistencia de diseño de un elemento en cualquier sección debe ser igual o superior a la resistencia


Com. Cap. 8 - 70

requerida calculada según las combinaciones de carga mayoradas especificadas en el Reglamento. En general se debe verificar que: Resistencia de Diseño ≥ Resistencia Requerida (U) siendo: Resistencia de Diseño:

producto del factor de reducción de resistencia (φ) por la resistencia nominal

Factor de Reducción de Resistencia (φ): factor que considera (1) la probabilidad de que un elemento esté por debajo de la resistencia debido a variaciones en la resistencia de los materiales y en las dimensiones, (2) inexactitudes en las ecuaciones de diseño, (3) el grado de ductilidad y la confiabilidad requerida para el elemento bajo los efectos de la carga y (4) la importancia del elemento en la estructura. Resistencia Nominal:

resistencia de un elemento o sección transversal, determinada utilizando suposiciones y ecuaciones de resistencia del Método de Diseño por Resistencia antes de la aplicación de cualquier factor de reducción de resistencia.

Resistencia Requerida (U): producto de los factores de carga por los efectos de las cargas de servicio La resistencia requerida se calcula de acuerdo con las combinaciones de carga dadas en el artículo 9.2. Factor de Carga:

factor de sobrecarga debido a una variación probable de las cargas de servicio.

Carga de Servicio:

carga especificada (sin factorear) en el Reglamento CIRSOC 101-2002.

Con el fin de facilitar la interpretación del Reglamento y de la bibliografía disponible, a continuación se indica la simbología utilizada: Resistencia Requerida: Mu momento a flexión mayorado (resistencia a flexión requerida). Pu carga axial mayorada (resistencia a carga axial requerida) para una excentricidad dada. Vu esfuerzo de corte mayorado (resistencia al corte requerida). Tu momento torsional mayorado (resistencia torsional requerida).


Cap. 8 - 71

Resistencia Nominal: Mn momento resistente a flexión nominal. Mb momento resistente a flexión nominal con condición de deformación balanceada. Pn

resistencia nominal a carga axial para una excentricidad dada

Po

resistencia nominal a carga axial para una excentricidad igual a cero.

Pb

resistencia axial nominal con condición de deformación balanceada.

Vn

resistencia al corte nominal.

Vc

resistencia al corte nominal proporcionada por el hormigón.

Vs

resistencia al corte nominal proporcionada por la armadura de corte.

Tn

momento resistente a torsión nominal.

Resistencia de Diseño:

φ Mn momento resistente a flexión de diseño. φ Pn resistencia a carga axial de diseño para una excentricidad dada. φ Vn resistencia a corte de diseño = φ (Vc + Vs). φ Tn momento resistente torsional de diseño.

En la referencia 9.2. se describe la historia del desarrollo de los factores de mayoración de cargas y de reducción de resistencias. C 8.1.2. Los diseños realizados de acuerdo con el Apéndice B son igualmente aceptables que los realizados con el Reglamento, siempre que las prescripciones del Apéndice B se utilicen en su totalidad.

C 8.2. CARGAS Las disposiciones del Reglamento deben ser utilizadas con las cargas permanentes y sobrecargas mínimas de diseño y con las cargas debidas al sismo, al viento y a la nieve, indicadas en los correspondientes Reglamentos CIRSOC e INPRES-CIRSOC. Las cubiertas se deben diseñar con suficiente pendiente o contraflecha, con el fin de asegurar un drenaje adecuado, debiendo considerarse cualquier flecha adicional a largo plazo de la cubierta debida a las cargas permanentes, caso contrario las cargas se deben incrementar con el fin de considerar todas las probables acumulaciones de agua. Cuando la deformación de los elementos de cubierta pueda originar acumulación de agua y ésta a su vez producir incrementos en la deformación y mayor acumulación de agua, el diseño de la cubierta debe asegurar que este proceso se autolimite en algún punto.


Com. Cap. 8 - 72

C 8.2.3. Cualquier tabique de hormigón armado que sea monolítico con otros elementos estructurales debe ser considerado como una “parte integral”. Los tabiques divisorios pueden ser, o no, partes estructurales integrales. Si los tabiques divisorios pueden ser removidos, el sistema principal que resista la carga horizontal debe proporcionar toda la resistencia requerida sin la contribución del tabique divisorio removible. No obstante, los efectos de todos los tabiques divisorios unidos a la estructura deben ser considerados en el análisis de la misma, debido a que ellos podrían conducir a mayores solicitaciones en algunos o en todos los elementos. En el Reglamento INPRES-CIRSOC 103 – Parte II (2000) se encuentran las disposiciones especiales que se deben cumplir en el diseño sismorresistente. C 8.2.4. Actualmente se está recopilando información internacional referente a la magnitud de todos estos efectos, en especial en cuanto a los efectos de la fluencia lenta y la contracción de las columnas en edificios de gran altura (ver la referencia 8.1.) y sobre los procedimientos para incluir las solicitaciones que resultan de dichos efectos en el diseño.

C 8.3. MÉTODOS DE ANALISIS C 8.3.1. Las cargas mayoradas son las cargas de servicio multiplicadas por los factores de carga apropiados. En el método de diseño por resistencia se utiliza el análisis elástico para obtener momentos, esfuerzos de corte y las reacciones. C 8.3.3. Cuando los elementos solicitados a flexión formen parte de un pórtico o de una viga continua, los momentos y esfuerzos de corte aproximados pueden proporcionar valores razonablemente conservadores para las condiciones indicadas. Dado que la distribución de cargas que produce valores críticos para los momentos en las columnas de los pórticos, difiere de aquella que produce momentos negativos máximos en las vigas, los momentos de columnas se deben analizar por separado.


Cap. 8 - 73

Figura C 8.3.3. Ejemplos de los coeficiente de momento dados en la Tabla 8.3.3.


Com. Cap. 8 - 74

C 8.3.4. El método de bielas-tirantes (o puntal-tensor), que se incorpora como Apéndice A a partir de la actualización 2002 del Código ACI 318, se basa en la hipótesis de que algunas zonas de las estructuras de hormigón se pueden analizar y diseñar utilizando reticulados hipotéticos con uniones articuladas, los cuales están conformados por bielas y tirantes conectados en los nudos. Este método de diseño se puede utilizar para diseñar regiones en las cuales las hipótesis básicas de la teoría de flexión no son aplicables, tales como las zonas próximas a discontinuidades de las fuerzas, que se producen como resultado de la acción de cargas concentradas o reacciones, y las zonas próximas a discontinuidades geométricas, como por ejemplo los puntos donde la sección transversal cambia bruscamente.

C 8.4. REDISTRIBUCIÓN DE LOS MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS CONTINUOS SOLICITADOS A FLEXIÓN La redistribución de momentos depende de una adecuada ductilidad en las zonas de articulación plástica. Estas zonas de articulación plástica se desarrollan en los puntos de momento máximo y originan un corrimiento del diagrama de momentos elásticos. El resultado habitual es una reducción de los valores de los momentos negativos en la zona de la articulación plástica y un incremento de los valores de los momentos positivos, con respecto a los determinados mediante análisis elástico. Dado que los momentos negativos se determinan para una distribución de carga y los momentos positivos para otra, cada sección tiene una capacidad de reserva que no se utiliza totalmente en ninguna de las condiciones de carga. Las articulaciones plásticas permiten utilizar la capacidad total de un mayor número de secciones transversales de un elemento sometido a flexión, bajo la acción de cargas últimas. Como parte de un plan de investigación realizada en Estados Unidos, en el que se utilizaron valores conservadores para las deformaciones últimas (alargamientos específicos últimos) en el hormigón y para las longitudes de las articulaciones plásticas, obtenidas en base a numerosos ensayos, se analizaron elementos solicitados a flexión con una pequeña capacidad de rotación, para evaluar una redistribución de momentos de hasta un 20%, dependiendo de la cuantía de armadura. La conclusión fue que los resultados son conservadores como se muestra en la Figura C 8.4.


Cap. 8 - 75

Figura C 8.4. Redistribución de momentos admitida para una capacidad mínima de rotación Los estudios descriptos en las referencias 8.2. y 8.3. avalan esta conclusión e indican que la fisuración y las flechas en las vigas diseñadas con la redistribución de momentos no son significativamente mayores bajo cargas de servicio, que las de las vigas diseñadas con la distribución de momentos de la teoría elástica. Además, estos estudios demuestran que existe una adecuada capacidad de rotación disponible para la redistribución de momentos permitida, siempre que los elementos verifiquen las exigencias del Reglamento. La redistribución de momentos no se puede utilizar en sistemas de losas diseñados por el Método de Diseño Directo (ver el artículo 13.6.1.7.). En la versión 1999 del Código ACI 318, el artículo 8.4. especificaba el porcentaje de redistribución admisible en función de la cuantía de armadura y no se permitía su aplicación a elementos pretensados. En cambio la versión 2002 del Código especifica el porcentaje de redistribución admisible en términos de la deformación neta de tracción (alargamiento específico) εt y su aplicación se extiende a elementos pretensados. Con el fin de evitar confusiones y dado que existe en nuestro medio abundante bibliografía y ejemplos de aplicación del ACI 318-99, a continuación se reproduce en otro tipo de letra el artículo 8.4. que figuraba en dicha versión y que ha pasado a formar parte del Apéndice B de este Reglamento:


Com. Cap. 8 - 76

C 8.5. MODULO DE ELASTICIDAD C 8.5.1. En la referencia 8.5 se resumen los estudios que en Estados Unidos han conducido a la expresión dada en el artículo 8.5.1. para el módulo de elasticidad del hormigón, Ec, donde se lo define como la pendiente de la línea trazada desde el origen del diagrama tensión-deformación, hasta el punto correspondiente a una tensión de compresión de 0,45 f’c. El módulo de elasticidad del hormigón es sensible al módulo del agregado y podría diferir del valor especificado. Los valores medidos varían entre un 120% y un 80% del valor especificado. Los métodos para la determinación del módulo de elasticidad del hormigón se describen en la referencia 8.6.

Figura C 8.5.1. Definición del módulo de elasticidad Ec del hormigón, de acuerdo con la referencia 8.5.

C 8.6. RIGIDEZ C 8.6.1. Idealmente, las rigideces de un elemento EI y GJ deben reflejar el grado de fisuración y de plastificación que ha ocurrido en el mismo, inmediatamente antes de la fluencia. Sin embargo, las complejidades involucradas en la selección de las diferentes rigideces de todos los elementos de un pórtico, harían que los análisis de pórticos resultaran ineficientes para los diseñadores o proyectistas. Por esta razón se sugieren suposiciones más sencillas para definir las rigideces a flexión y torsión en los análisis prácticos. Para pórticos arriostrados, los valores relativos de las rigideces son importantes. En este caso, los dos procedimientos habituales son: utilizar los valores totales de EI para todos los elementos o, utilizar para las vigas la mitad del valor de EI correspondiente al alma de la viga, y el valor total de EI, para las columnas.


Cap. 8 - 77

Para pórticos no arriostrados frente al movimiento lateral, se recomienda una determinación más precisa de EI, la que se exige necesariamente si se llevan a cabo análisis de segundo orden. En el Comentario al artículo 10.11.1. se describen los pasos a seguir para la selección del valor de EI en este caso. Existen dos condiciones que determinan la necesidad de incorporar la rigidez a torsión en el análisis de una estructura dada: 1) la magnitud relativa de las rigideces a torsión y flexión, y 2) cuando se requiere de la torsión para el equilibrio de una estructura (torsión de equilibrio), o cuando la rigidez se debe a la torsión de los elementos con el fin de mantener la compatibilidad de las deformaciones (torsión de compatibilidad). En el caso de la torsión de compatibilidad, la rigidez a torsión con frecuencia puede no ser tomada en consideración. En cambio, en los casos en que esté involucrada la torsión de equilibrio se debe considerar la rigidez a torsión . C 8.6.2. Los coeficientes de rigidez y de momento de empotramiento para elementos con cartelas se pueden obtener de la referencia 8.7.

C 8.7. LUZ DE CÁLCULO Los momentos de las vigas, determinados en el eje de los apoyos, se pueden reducir a aquellos que actúan en el borde de los apoyos para realizar el dimensionamiento de la sección de dichas vigas. En la referencia 8.8 se indica un método aceptable para encarar tal reducción. En la Figura C 8.7 se indican los momentos de dimensionamiento para distintos tipos de apoyo, siendo: Mdím momento de dimensionamiento. Mc

momento máximo determinado en el centro del apoyo, con o sin redistribución aplicada.

R

reacción en el apoyo.

bo

ancho del apoyo.

Además: 1) El apoyo de una viga puede ser monolítico cuando apoya sobre otra viga, pero si ambas tienen la misma altura, se debe dimensionar con el momento determinado en


Com. Cap. 8 - 78

el centro del apoyo. Si la viga de apoyo tiene una altura mayor que la secundaria hay que aplicar lo indicado en el punto 2). 2) En el caso del apoyo no monolítico de una viga, ejecutado con una cartela o un aumento de la altura mayor o igual que la relación 1:3, se deben adoptar para el dimensionamiento los valores de los momentos en las caras de los apoyos. 3) Todo lo anterior se puede aplicar al caso de los apoyos de losas.

Figura C 8.7.

Ejemplos de obtención de los momentos de dimensionamiento para distintos esquemas de apoyo


Cap. 8 - 79

C 8.8. COLUMNAS El artículo 8.8. ha sido desarrollado con la intención de asegurar que se identifiquen en el dimensionamiento las combinaciones de cargas axiales y momentos más exigentes. El artículo 8.8.4. tiene por finalidad asegurar que los momentos en las columnas se consideren en el dimensionamiento, aún cuando las vigas principales hayan sido dimensionadas de acuerdo con el artículo 8.3.3. (sin considerar el aporticamiento con las columnas). El momento que se obtiene en el artículo 8.8.4. (Introducción de momentos en las columnas) es el momento que resulta de la diferencia entre los momentos, en un plano vertical dado, producidos por los elementos horizontales que llegan a la línea central de esa columna.

C 8.9. DISPOSICIÓN DE LA SOBRECARGA Para determinar los momentos y esfuerzos de corte, originados por las cargas gravitatorias en las columnas, tabiques y vigas, se podrá utilizar un modelo simplificado, limitado a las vigas del nivel considerado con las columnas arriba y abajo de ese nivel. Los extremos más alejados de las columnas se consideran empotrados para realizar el análisis con cargas gravitatorias. Esta suposición no se aplica al análisis para carga horizontal. No obstante, en el análisis para cargas horizontales se pueden utilizar métodos simplificados para obtener momentos, esfuerzos de corte y reacciones en estructuras simétricas y que cumplan con las suposiciones utilizadas en dichos métodos simplificados. Para estructuras asimétricas o estructuras de múltiples pisos se deben utilizar métodos más rigurosos en los que se consideren todos los desplazamientos. El Diseñador o Proyectista Estructural debe obtener las envolventes máximas de todos los esfuerzos característicos para el dimensionamiento, analizando los efectos de la sobrecarga ubicada en varias posiciones críticas. La mayoría de los métodos de análisis aproximados no consideran los efectos de las deformaciones sobre la geometría y los efectos de la flexibilidad axial. Por lo tanto, puede ser necesario incrementar los momentos en vigas y columnas debido a la esbeltez de la columna, de acuerdo con los artículos 10.11., 10.12. y 10.13.

C 8.10. SISTEMAS DE VIGAS T Este artículo contiene las mismas disposiciones que en ediciones anteriores del ACI 318 con respecto a la limitación de las dimensiones relativas a los cálculos de rigidez y de solicitaciones de flexión. En el artículo 11.6.1. se establecen disposiciones especiales relacionadas con la torsión en vigas T y en otros elementos cuya sección transversal presenta alas. En la referencia 7.19, artículo 3.8. referido a sistemas de vigas T se indica como determinar el ancho efectivo del ala de la siguiente forma:


Com. Cap. 8 - 80

“En la Figura C 8.10.1. (a) se muestra que si el ancho del ala b es apenas un poco más grande que el ancho del alma bw, el ala completa se puede considerar efectiva para resistir la compresión. Sin embargo para el sistema de entrepiso que se muestra en la Figura C 8.10.1. (b) resulta claro que las zonas del ala localizadas a mitad de distancia entre las almas de las vigas, están sometidas a un esfuerzo de compresión longitudinal mucho menor que el de las zonas ubicadas directamente sobre el alma, debido a las deformaciones unitarias de corte del ala misma, que libera a las zonas del ala más alejadas de parte del esfuerzo de compresión. Aunque la compresión longitudinal real varía por este efecto, en el diseño resulta conveniente hacer uso de un ancho efectivo del ala, que puede ser menor que el ancho real, pero que está sometido a un esfuerzo uniforme, con magnitud igual al valor máximo. Se ha encontrado que este ancho efectivo depende principalmente de la luz de la viga y del espesor relativo de la losa.

Figura C 8.10.1. Ancho efectivo del ala en vigas T. El eje neutro de una viga T puede estar ubicado ya sea en el ala como en el alma, dependiendo de las dimensiones de la sección transversal, de la cantidad de armadura traccionada y de la resistencia de los materiales. Si la profundidad calculada hasta el eje neutro es menor o igual al espesor hf de la losa, la viga se puede analizar como si fuera una viga rectangular de ancho igual al ancho efectivo b del ala. En la Figura C 8.10.2 (a) se muestra una viga T con el eje neutro en el ala indicándose en forma rayada el área sujeta a compresión. Si el hormigón adicional, indicado mediante las áreas (1) y (2) se hubiera incluido al hormigonar la viga, la sección transversal física hubiese sido rectangular con un ancho igual a b.


Cap. 8 - 81

Figura C 8.10.2.

Secciones transversales efectivas para vigas T.

Sin embargo no se hubiera logrado adicionar resistencia a la flexión porque las áreas (1) y (2) se encuentran en su totalidad dentro de la zona sometida a tracción y el hormigón traccionado no se considera en los cálculos a flexión. O sea que la viga T original y la viga rectangular tienen la misma resistencia a flexión y se puede aplicar el análisis a flexión de vigas rectangulares. En cambio, cuando el eje neutro está en el alma, como se muestra en la Figura C 8.10.2.(b), el argumento expuesto no es válido y se debe acudir a métodos que consideren la forma real de la viga T en la zona de compresión. En el tratamiento de las vigas T resulta conveniente adoptar la misma distribución de tensiones equivalentes que para las vigas de sección transversal rectangular. El bloque rectangular de tensiones, con una magnitud de la tensión de compresión de 0,85 f’c se desarrolló originalmente en base a ensayos de vigas rectangulares (ver referencia 7.18, artículo 3.4.a) y su aplicabilidad a las vigas T puede cuestionarse. Sin embargo muchos cálculos basados en las curvas reales tensión-deformación unitaria, indican que su aplicación a las vigas T, al igual que para vigas de sección transversal circular o triangular, presenta apenas pequeños errores, razón por la cual su utilización se justifica plenamente.


Com. Cap. 8 - 82

De acuerdo con esto, una viga T se puede tratar como una viga rectangular si la altura del bloque equivalente de tensiones es igual o menor que el espesor del ala. La Figura C 8.10.3. muestra una viga T armada a tracción con un ancho efectivo del ala b, un ancho del alma bw , una altura efectiva hasta el baricentro de la armadura y un espesor del ala hf.

Figura C 8.10.3. Distribución de deformaciones equivalentes para vigas T.

unitarias

y

de

tensiones

Para el diseño de una viga T se recomienda utilizar la siguiente secuencia de cálculos: 1.

Determinar el espesor del ala hf en base en los requisitos de flexión de la losa que, por lo general, se extiende transversalmente entre vigas T paralelas.

2.

Determinar el ancho efectivo del ala b de acuerdo con los límites del Reglamento.

3.

Seleccionar las dimensiones del alma (bw y d) en función de cualquiera de los siguientes requisitos: a) requisitos de flexión negativos en los apoyos, si se trata de una viga T continua; b) requisitos de corte, estableciendo un límite superior razonable en la tensión nominal unitaria de corte vu .

4.

Con todas las dimensiones de la sección de hormigón determinadas, calcular un valor tentativo de As , suponiendo que el valor de a no excede hf y se utiliza un ancho de viga igual al ancho del ala b. Utilizar los métodos comunes de diseño para vigas rectangulares.

5.

Para el área tentativa As , verificar la altura del bloque de tensiones a para confirmar que éste no excede hf utilizando las ecuaciones para vigas T.

6.

Revisar

para

confirmar

que

ρ w ≥ ρ w ,mín .

(Esto

va

a

ser

así

casi

invariablemente). 7.

Revisar para confirmar que.


ρ w ≤ ρ w ,máx .

Cap. 8 - 83

C 8.11. LOSAS NERVURADAS Las limitaciones en las dimensiones y en la separación entre los nervios para la construcción de losas nervuradas, establecidas en los artículos 8.11.1. a 8.11.3. inclusive, se fundamentan en la experiencia que surge de haber estudiado su comportamiento satisfactorio durante muchos años C 8.11.3. En este artículo se establece un límite para la separación máxima entre las nervaduras debido a la disposición especial que permite mayores resistencias al corte y un recubrimiento menor de hormigón para la armadura en estos elementos repetitivos, relativamente pequeños. C 8.11.5. Este artículo permite que sólo las paredes verticales de los casetones perdidos, de hormigón o cerámicos, puedan colaborar para absorber corte (mayor b) y momento negativo en los apoyos (mayor cabeza comprimida), dado que se considera la buena adherencia de esos casetones perdidos con el hormigón estructural. C 8.11.8. El incremento en la resistencia al corte permitido por el artículo 8.11.8. está avalado por: 1) el comportamiento satisfactorio de las losas nervuradas con mayores resistencias al corte, dimensionadas según las anteriores ediciones del Código ACI 318, las que permitirán esfuerzos de corte comparables con los actualmente aceptados. 2) la redistribución de las sobrecargas locales a las nervaduras adyacentes .

C 8.12. TERMINACIÓN SUPERFICIAL DE LAS LOSAS (CONTRAPISOS) C 8.12.1 El Reglamento no especifica un espesor adicional para las superficies de desgaste sometidas a condiciones poco usuales de deterioro, razón por la cual se deja a discreción del Diseñador o Proyectista Estructural decidir el aumento del espesor en función de las mencionadas condiciones. El contrapiso sólo se puede considerar para evaluar la resistencia si se hormigona monolíticamente con la losa, permitiéndose incluir el espesor adicional del contrapiso en la determinación de la altura estructural de la losa, siempre que se asegure la acción compuesta de ambos espesores, de acuerdo con el Capítulo 17. Todos los contrapisos sobre losas se pueden consideran con fines no estructurales, como por ejemplo para el recubrimiento de armaduras, protección contra el fuego, etc., siempre que se adopten todas las precauciones necesarias para garantizar que el espesor adicional del contrapiso no se desprenda provocando una disminución del recubrimiento. Es importante destacar que se deben cumplir las exigencias del artículo 7.7. con respecto al valor del recubrimiento mínimo monolítico de hormigón que se debe respetar para asegurar el anclaje de la armadura.


Com. Cap. 8 - 84

COMENTARIOS AL CAPITULO 9. REQUISITOS DE RESISTENCIA Y COMPORTAMIENTO EN SERVICIO

C 9.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA). La definición de alargamiento específico neto de tracción, dada en el Anexo al Capítulo 1, excluye a las deformaciones debidas al pretensado efectivo, la fluencia lenta, la contracción y la temperatura.

C 9.1. REQUISITOS GENERALES En la edición 2002 del Código ACI 318, se revisaron los factores de reducción de resistencia, φ, decidiéndose la incorporación, la cuerpo central del Código, como artículo 9.3.2., de los factores que se especificaban en el Apéndice C, de la edición 1999, con excepción del factor para flexión, cuyo valor se mantiene en φ = 0,9. Las combinaciones de acciones, propuestas en la edición 1999 del Código, también se modificaron, al adoptarse en la edición 2002, la combinación propuesta por el documento ASCE 7-98: “Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures” (referencia 9.1.), cuyo texto se ha adoptado para el desarrollo de los proyectos de Reglamentos CIRSOC 101 “Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y Otras Estructuras” (2002), CIRSOC 102 “Reglamento Argentino de Acción del Viento sobre las Construcciones” (2001) y CIRSOC 104 “Reglamento Argentino de Acción de la Nieve y del Hielo sobre las Construcciones” (en preparación). . Estas modificaciones se introdujeron con el fin de unificar y facilitar el diseño de las estructuras, al disponerse de un único conjunto de factores de carga y combinación de acciones, que simplifique el dimensionamiento de las estructuras de hormigón armado, que incluyan elementos de materiales diferentes al hormigón, como por ejemplo, perfiles de acero. Cuando se utilice los factores de reducción de resistencia, especificados en el artículo 9.3., para el tipo de construcción descripta en el párrafo anterior, los valores de dimensionamiento que se obtengan para las cargas gravitatorias serán comparables con los obtenidos utilizando los factores de carga y reducción de resistencia, especificados en la edición 1999 del Código ACI 318 y anteriores.


Cap. 9 -85

El Capítulo 9 define las condiciones básicas de resistencia y serviciabilidad para el dimensionamiento de elementos de hormigón estructural. El requisito básico para el diseño por resistencia última se puede expresar de la siguiente forma: Resistencia de diseño

≥

Resistencia requerida

φ Resistencia nominal

≥

U

En el procedimiento de diseño por resistencia, el margen de seguridad se obtiene multiplicando la carga de servicio por un factor de carga y la resistencia nominal por un factor de reducción de resistencia. En la referencia 7.19, artículo 1.4. “Funcionalidad, Resistencia y Seguridad Estructural” se expresa lo siguiente: “Para que una estructura cumpla sus propósitos, debe ser segura contra el colapso y funcional en condiciones de servicio. La funcionalidad requiere que las deformaciones por flexión sean pequeñas, que las fisuras, si existen, se mantengan en límites tolerables, que las vibraciones se minimicen, etc. La seguridad requiere que la resistencia de la estructura sea la adecuada para todas las cargas que puedan llegar a actuar sobre ella. Si la resistencia de la estructura, construida tal como se diseñó, se pudiera predecir en forma precisa, y si las cargas y sus efectos internos (momentos, esfuerzos de corte, fuerzas axiales) se conocieran con precisión, la seguridad se podría garantizar proporcionando una capacidad portante ligeramente superior a la que se requiere para las cargas conocidas. Sin embargo, existen diversas fuentes de incertidumbre en el análisis, diseño y construcción de estructuras de hormigón armado. Estas fuentes de incertidumbre, que requieren un margen de seguridad definido, pueden enumerarse como sigue: 1. Las cargas reales pueden diferir de las supuestas. 2. Las cargas reales pueden estar distribuidas de manera diferente a la supuesta. 3. Las suposiciones y simplificaciones inherentes a cualquier análisis pueden originar efectos no calculados, momentos, esfuerzos de corte, etc., diferentes de aquellos que de hecho actúan sobre la estructura. 4. El comportamiento estructural real puede diferir del supuesto, debido a las limitaciones del conocimiento. 5. Las dimensiones reales de los elementos pueden diferir de aquellas especificadas. 6. La armadura puede no estar en la posición definida. 7. Las resistencias reales de los materiales pueden diferir de las especificadas. Además, para la definición de las especificaciones de seguridad se deben considerar las consecuencias de la falla. En algunos casos, una falla puede llegar a ser simplemente un inconveniente. En otros casos, pueden estar involucradas pérdidas de vidas o pérdidas significativas en la propiedad. También se debe prestar atención a la naturaleza de la falla en caso de que ocurra. Una falla


Com. Cap. 9 - 86

gradual, que dé aviso suficiente y que permita tomar medidas para controlarla es preferible a un colapso súbito e inesperado. Es evidente que la selección de un margen de seguridad apropiado no es un asunto simple. Sin embargo, se han hecho progresos hacia disposiciones de seguridad más racionales en los códigos de diseño. Al respecto se recomienda la siguiente bibliografía: J.G. Mac Gregor, S.A. Mirza, and B. Ellingwood, “Statiscal Analysis of Resistance of Reinforced and Prestressed Concrete Members”, J.ACI, vol. 80, N° 3, 1983, pp 167-176. J.G. Mac Gregor, “Load and Resistance Factors for Concrete Design” J.ACI, vol. 80, N° 4, 1983, pp 279-287. J.G. Mac Gregor, “Safety and Limit States Design for Reinforced Concrete”, Can. J. Civ. Eng., vol. 3, n° 4, 1976, pp.484-513. G. Winter, “Safety and Serviceability Provisions of the ACI Buildings Coode”, ACI-CEB-FIP-PCI Symposium, ACI Special Publication SP-59, 1979.

VARIABILIDAD DE LAS CARGAS Debido a que la carga máxima que va ocurrir durante la vida de una estructura es incierta, ésta se puede considerar como una variable aleatoria. A pesar de esta incertidumbre, el profesional debe diseñar una estructura adecuada. Un modelo de probabilidad para la carga máxima puede deducirse a partir de una función de densidad probabilística para cargas, tal como se presenta en la curva de frecuencia de la figura 1.13.a), de la referencia 7.18. La forma exacta de esta curva de distribución para un tipo de carga particular, tal como cargas de oficinas se puede determinar únicamente con base en datos estadísticos obtenidos a partir de mediciones de cargas a gran escala. Algunas de estas mediciones se han realizado en el pasado y otras están en progreso. Para tipos de carga para los cuales estos datos son escasos, es necesario recurrir a información relativamente confiable basada en la experiencia, la observación y el criterio. Para una curva de frecuencia dada (figura 1.13.a), el área bajo la curva entre dos abscisas, tales como las cargas Q1 y Q2 , representa la probabilidad de ocurrencia de cargas Q de magnitud Q1 < Q < Q2 . Para diseñar se selecciona en forma conservadora una carga de servicio especificada Qd de tal forma que la ocurrencia de cargas mayores a Qd está dada entonces por el área sombreada bajo la curva a la derecha de Qd . Esta carga de servicio especificada es considerablemente mayor que la carga media Q que actúa sobre la estructura. La carga media es mucho más representativa de las condiciones de carga promedio sobre la estructura que la carga de diseño especificada Qd . SEGURIDAD ESTRUCTURAL Una estructura dada tiene margen de seguridad M si M=S–Q > 0

(1.1)

Es decir, si la resistencia de la estructura es mayor que las cargas que actúan sobre ella. Debido a que S y Q son variables aleatorias, el margen de seguridad M = S – Q también es una variable aleatoria. Una gráfica de la


Cap. 9 -87

función de probabilidad de M se puede representar como en la figura 1.13c (de la referencia 7.19.). La falla ocurre cuando M es menor que cero; la probabilidad de falla está representada entonces por el área sombreada de la figura.

β.σm

Figura 1.13.

Curvas de frecuencia para (a) cargas Q; (b) resistencias S; y (c) margen de seguridad M (adoptada de la referencia 7.19)

Aunque la forma precisa de la función de densidad probabilística para S y Q, por tanto para M, no se conoce, este concepto se puede utilizar como una metodología racional para estimar la seguridad estructural. Una posibilidad consiste en exigir que el margen de seguridad promedio M sea un número especificado β de desviaciones estándares σm por encima de cero. Se puede demostrar que esto resulta en el siguiente requisito.

ψ s S ≥ ψ LQ Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

(1.2)

Com. Cap. 9 - 88

donde ψ s es un coeficiente de seguridad parcial menor que uno (1) aplicado a la resistencia media S y ψ L es un coeficiente de seguridad parcial mayor que uno (1) aplicado a la carga media Q . La magnitud de cada uno de los coeficientes de seguridad parciales depende de la varianza de la cantidad a la cual se aplica, S o Q y del valor seleccionado de β , que es el índice de seguridad de la estructura. Como guía general, un valor del índice de seguridad β entre 3 y 4 corresponde a una probabilidad de falla del orden de 1:100,000 (referencia J.G. Mac Gregor, “Safety and Limit States Design for Reinforced Concrete”, Can. J. Civ. Eng., vol. 3, n° 4, 1976, pp.484-513.). El valor de β se determina usualmente mediante calibración frente

a diseños bien acreditados y sustentados. En la práctica resulta más conveniente introducir coeficientes de seguridad parciales con respecto a cargas especificadas en el código, que como se mencionó, exceden considerablemente los valores promedio, en lugar de utilizar cargas medias como en la ecuación (1.2); de manera similar, el coeficiente de seguridad parcial para la resistencia se aplica a la resistencia nominal calculada en forma conservadora en lugar de la resistencia media como en la ecuación (1.2). En estos términos, se pueden replantear los requisitos de seguridad así:

φ S n ≥ γ Qd

(1.3a)

en la cual φ es un factor de reducción de resistencia aplicado a la resistencia nominal Sn , y γ es un factor de carga aplicado a las cargas de diseño Qd calculadas o especificadas en los códigos. Aún más, reconociendo las diferencias en la variabilidad entre las cargas permanentes D y las sobrecargas L, por ejemplo, es razonable y sencillo introducir factores de carga diferentes para tipos de carga diferentes. La ecuación precedente puede entonces reescribirse de la siguiente forma:

φ Sn ≥ γ d D + γ 1 L

(1.3b)

en la cual γd es un factor de carga un poco mayor que uno (1) aplicado a la carga permanente calculada D, y γ1 es un factor de carga aún mayor aplicado a la sobrecarga L especificada en el código. Cuando se tienen en cuenta cargas adicionales, tales como cargas de viento W, puede considerarse la menor probabilidad de que las cargas permanentes máximas, las sobrecargas y las cargas de viento, u otras cargas, vayan a actuar simultáneamente, mediante un factor α menor que uno (1) tal que

φ S n ≥ α ( γ d D + γ 1 L + γ w W + ....)


(1.3c)

Cap. 9 -89

Las especificaciones vigentes de diseño en los Estados Unidos siguen los formatos de las ecuaciones (1.3b) y (1.3c). DISPOSICIONES DE SEGURIDAD DEL CÓDIGO ACI Las disposiciones de seguridad del Código ACI se adaptan a las formas de las ecuaciones (1.3b) y (1.3c), las cuales utilizan factores de mayoración de las cargas y factores de minoración de resistencias. Estos factores están basados hasta cierto punto en información estadística, pero confían en un alto grado en la experiencia, en el criterio de ingeniería y en ciertos compromisos. La resistencia de diseño φ Sn de una estructura o elemento debe ser por lo menos igual a la resistencia requerida U calculada a partir de las cargas mayoradas, es decir, Resistencia de diseño

≥

Resistencia requerida

ο φ Sn ≥ U

(1.4)

La resistencia nominal Sn se calcula (usualmente en forma algo conservadora) mediante métodos aceptados. La resistencia requerida U se calcula aplicando los factores de carga apropiados a las cargas de servicio respectivas: carga permanente D, sobrecarga L, carga de viento W, carga sísmica E, presión de tierra H, presión de fluido F, impacto I y efectos ambientales T que pueden incluir asentamientos, fluencia lenta, contracción de fraguado y cambios de temperatura. Las cargas se definen en un sentido general para incluir ya sea cargas directas o efectos internos relacionados, tales como momentos, esfuerzos de corte y axiales. De esta manera, y en términos específicos, para un elemento sometido por ejemplo a momento, esfuerzo de corte u axial:

φ Mn ≥ Mu

(1.5a)

φ V n ≥ Vu

(1.5b)

φ P n ≥ Pu

(1.5c)

donde los subíndices n indican las resistencias nominales a flexión, esfuerzo de corte y axial respectivamente, y los subíndices u indican los efectos mayorados de momento, esfuerzo de corte y axial. Para el cálculo de los efectos de las cargas mayoradas a la derecha de las ecuaciones, los factores de carga se pueden aplicar ya sea a las cargas de servicio directamente o a los efectos internos de las cargas calculados a partir de las cargas de servicio.


Com. Cap. 9 - 90

Los factores de carga especificados por el Código ACI se deben aplicar a las cargas permanentes calculadas, y a las sobrecargas y cargas ambientales especificadas en los códigos o normas apropiados. Considerando las cargas en forma individual, se utilizan factores de reducción de resistencia menores para aquellas que se conocen con mayor certeza, por ejemplo las cargas permanentes, en comparación con otras de mayor variabilidad, como las sobrecargas. Además, para combinaciones de carga tales como cargas permanentes y sobrecargas más cargas de viento, se aplica un coeficiente de reducción para considerar una probabilidad menor de que una carga permanente excesivamente grande, coincida con una tormenta de viento severa. Los factores también reflejan de manera general, las incertidumbres con las cuales se calculan los efectos internos de las cargas a partir de las cargas externas, en sistemas tan complejos como las estructuras de hormigón armado inelásticas y altamente indeterminadas que, adicionalmente, incluyen elementos de sección variable (debido a fisuración por tracción, armadura discontinua, etc.). Por último, los factores de carga también permiten distinguir entre dos situaciones: una en la que el efecto de todas las cargas simultáneas es aditivo, a diferencia de la otra en la que los efectos de las cargas se contrarrestan entre sí, particularmente cuando hay fuerzas horizontales actuando conjuntamente con la gravedad. Por ejemplo, en un muro de contención, la presión del suelo produce un momento de volcamiento y las fuerzas de gravedad producen un momento estabilizante que lo contrarresta. Los factores de carga de resistencia φ del Código ACI tienen asignados valores diferentes dependiendo del estado del conocimiento, es decir, de la precisión con la cual se pueden calcular las diferentes resistencias. De esta manera, el valor para flexión es mayor que aquél para esfuerzo de corte. Los valores de φ reflejan también la importancia probable de un elemento en particular en la supervivencia de la estructura y del control de calidad probable alcanzado. Por estas dos razones se utiliza un valor menor para columnas que para vigas. La aplicación conjunta de los factores de reducción de resistencias y de los factores de mayoración de cargas está dirigida a obtener en forma aproximada, probabilidades de bajas resistencias del orden de 1/100 y probabilidades de sobrecargas de 1/1000. Esto resulta en una probabilidad de falla estructural del orden de 1/100.000.”

C 9.2. RESISTENCIA REQUERIDA La resistencia requerida U, se expresa en términos de las cargas mayoradas o de los esfuerzos característicos correspondientes. Las cargas mayoradas son las cargas especificadas en el Reglamento CIRSOC 101, multiplicadas por los factores de carga apropiados. El factor asignado a cada carga está influenciado por el grado de precisión con el cual normalmente se puede calcular el efecto de la carga, con las variaciones esperables para dicha carga, durante la vida de la estructura y con el índice de confiabilidad para el que se desea diseñar la estructura. Por esta razón, a las cargas permanentes, que se


Cap. 9 -91

determinan con mayor precisión y son menos variables, se les asigna un factor de carga más bajo que a las sobrecargas. Los factores de carga también toman en cuenta la variabilidad de los análisis estructurales utilizados para calcular los momentos y esfuerzos de corte. Este Reglamento proporciona factores de carga para combinaciones específicas de carga. Al asignar factores a las combinaciones de carga, se considera, en cierta medida, la probabilidad de su ocurrencia simultánea. Aunque las combinaciones de cargas más usuales están incluidas, el Diseñador o Proyectista Estructural no debe suponer que están cubiertos todos los casos. Al determinar U para las diferentes combinaciones de cargas se deben considerar adecuadamente los signos, ya que un determinado tipo de carga puede producir efectos de sentido contrario a los producidos por otro tipo de carga diferente. Las combinaciones de cargas en que aparece 0,9 D se indican específicamente para el caso en que una carga permanente muy importante reduzca los efectos de otras cargas. En el caso de la carga puede ser también crítico para las secciones de las columnas controladas por compresión. En tal caso una reducción de la carga axial y un incremento del momento pueden resultar una combinación de carga crítica. Con el objeto de determinar la condición de diseño más crítica, se deben considerar las diversas combinaciones de carga. Esto resulta particularmente válido, cuando la resistencia depende de más de un efecto de carga, como en el caso de la resistencia a la flexión y carga axial combinadas o la resistencia al esfuerzo de corte, en elementos con carga axial. Si por alguna circunstancia especial, se requiere mayor confiabilidad en la resistencia de algún elemento en particular distinta de la utilizada en la práctica habitual, puede resultar apropiado considerar una disminución en los factores de reducción de la resistencia φ ó un aumento en los factores de carga U. El Reglamento CIRSOC 102-2001, que adoptó como lineamiento base el documento “Minimun Design Loads for Building and other Structures”, conocido como ASCE 798, incluye en la determinación de la carga de viento, un factor de direccionalidad, que para edificios es igual a 0,85 (ver el artículo 5.4.4. y la Tabla 6 del mencionado Reglamento). En las expresiones de las combinaciones de cargas, el factor de la carga de viento se incrementó al valor 1,6 con respecto a anteriores versiones del documento ASCE 7-98, en los cuales figuraba con un valor igual a 1,3, que ahora se divide por un factor de direccionalidad igual a 0,85. (1,3 / 0,85 = 1,53 ≅ 1,6). Con respecto a las combinaciones que incluyen la acción sísmica se debe consultar el Reglamento INPRES-CIRSOC 103- Parte II Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes – “Construcciones de Hormigón Armado” – Julio 2000, artículo 1.3.


Com. Cap. 9 - 92

C 9.2.2. Cuando la sobrecarga se aplique en forma rápida, como puede ser el caso de edificios para estacionamientos, cabinas de ascensores, pisos de bodegas, etc., se deben considerar los efectos de impacto, para lo cual, en todas las expresiones se debe sustituir L por la combinación (L + impacto). C 9.2.3. El Diseñador o Proyectista Estructural debe considerar los efectos debidos a los asentamientos diferenciales, la fluencia lenta, la contracción, la variación de temperatura y los hormigones de contracción compensada. El término “evaluación realista” se refiere a que se deben utilizar los valores más probables y no los valores del límite superior de las variables.

C 9.2.4. Cuando el emplazamiento de una obra se ubique en una zona sujeta a inundación, se recomienda que el proyectista estructural consulte sobre la frecuencia e intensidad del fenómeno para adoptar los recaudos pertinentes, hasta tanto se pueda desarrollar en el CIRSOC, un mapa de riesgo de inundación en la Argentina, similar al desarrollado en el documento ASCE 7-98. C 9.2.5. El factor de carga 1,2, aplicado al máximo esfuerzo del gato de tesado en el cable, da por resultado una carga de diseño de aproximadamente 113% de la tensión de fluencia especificada del acero de pretensado, pero no mayor que el 96% de la resistencia nominal última del mencionado acero. Estos resultados se comparan aceptablemente bien con el máximo esfuerzo que se puede obtener del gato, el cual está limitado por el factor de eficiencia del anclaje.

C 9.3. RESISTENCIA DE DISEÑO C 9.3.1. El término “resistencia de diseño” de un elemento, es la resistencia nominal calculada de acuerdo con las disposiciones y suposiciones establecidas en este Reglamento, multiplicada por un factor de reducción de resistencia φ, que siempre es menor que la unidad. Las razones para utilizar un factor de reducción de resistencia φ, son las siguientes: 1. Considerar la probabilidad de la presencia de elementos con una menor resistencia, originada en una variación de la resistencia de los materiales y de las dimensiones. 2. Considerar las inexactitudes de las expresiones de diseño. 3. Reflejar el grado de ductilidad y la confiabilidad requerida para el elemento bajo los efectos de la carga considerada y, 4. Reflejar la importancia del elemento en la estructura. (ver las referencias 9.7. y 9.8.)


Cap. 9 -93

En la edición 2002 del ACI 318 se procedió a ajustar los factores de reducción de resistencia φ de manera de lograr compatibilidad con las combinaciones de carga propuestas por el documento ASCE 7-98, las que se han adoptado para el desarrollo de los Reglamentos CIRSOC del área Acciones. Estos factores φ son esencialmente los mismos que se publicaron en el Apéndice C de la versión 1999 del ACI 318, excepto que el factor para secciones controladas se aumentó de 0,80 a 0,90. Esta modificación se fundamentó, tanto en los análisis de confiabilidad realizados en el pasado (ver la referencia 9.7.), como en los realizados actualmente, (ver la referencia 9.9.) que se fundamentan en estudios estadísticos de las propiedades de los materiales, así como en la opinión del Comité Redactor del Código ACI 318, en el sentido de que el comportamiento histórico de las estructuras de hormigón avala la adopción de un valor φ = 0,90. C 9.3.2.1. Para la aplicación de los artículos 9.3.2.1. y 9.3.2.2., las tracciones y compresiones axiales que se deben considerar son aquellas causadas por fuerzas externas. No se incluyen los efectos de las fuerzas de pretensado. C 9.3.2.2. El Código ACI-318 especificaba, hasta la versión 1999, la magnitud del factor φ para los casos de carga axial o flexión, o ambos, en términos del tipo de carga. En cambio, en la versión 2002, el factor φ se determina en función de las condiciones de deformación en una sección transversal, para la resistencia nominal. Para las secciones controladas por compresión se utiliza un factor φ menor que para las secciones controladas por tracción. Esto se debe a que las secciones controladas por compresión poseen menos ductilidad, son más sensibles a las variaciones de la resistencia del hormigón, y generalmente se producen en elementos que soportan mayores áreas cargadas que los elementos con secciones controladas por tracción. A los elementos con armadura helicoidal se les asigna un φ mayor que a los elementos con estribos, ya que poseen mayor ductilidad o tenacidad. Para secciones solicitadas a carga axial con flexión, las resistencias de diseño se determinan multiplicando tanto Pn como Mn por el único valor de φ correspondiente. Las secciones controladas por compresión y por tracción se definen en los artículos 10.3.3. y 10.3.4., como aquellas que poseen una deformación específica neta por tracción en el acero más traccionado, para la resistencia nominal, menor o igual que el límite de deformación controlada por compresión y mayor o igual que 0,005 respectivamente. Para secciones con deformaciones específicas netas por tracción, εt , en el acero más traccionado, la resistencia nominal, comprendidas entre los límites arriba indicados, el valor de φ se puede determinar mediante interpolación lineal, como se ilustra en la Figura 9.3.2.. El concepto de deformación específica neta por tracción, εt ,se explicita en el artículo C 10.3.3. Como en el artículo 10.2.3. se supone que la deformación por compresión del hormigón, para la resistencia nominal, es igual a 0,003, los límites de la deformación específica neta por tracción para los elementos controlados por compresión también se pueden expresar en términos de la relación c/dt , donde c es la profundidad del eje


Com. Cap. 9 - 94

neutro para la resistencia nominal y d, es la distancia entre la fibra comprimida extrema y el acero más traccionado. Los límites de c/d, para las secciones controladas por compresión y por tracción son 0,6 y 0,375 respectivamente. El límite 0,6 se aplica a secciones armadas con una armadura que presenta una tensión de fluencia fy = 420 MPa y a secciones pretensadas. La Figura 9.3.2. también presenta expresiones para calcular el factor φ en función de c/dt . El límite de deformación específica neta por tracción para las secciones controladas por tracción, también se puede expresar en términos de ρ / ρb como se definía en ediciones anteriores del Código ACI 318 (ver el Apéndice B y los Comentarios al artículo 8.4.). Un límite de deformación específica neta por tracción de 0,005 corresponde a una relación de 0,63 para secciones rectangulares con armadura fy = 420 MPa. C 9.3.2.5. El factor φ igual a 0,85 refleja la amplia dispersión de los resultados obtenidos en los estudios experimentales realizados en Estados Unidos, en las zonas de anclaje. Dado que el artículo 18.13.4.2. limita la resistencia nominal a compresión del hormigón no confinado, en la zona general, a un valor 0,7. λ.f’ci , la resistencia de diseño efectiva, para hormigón no confinado será:

0,85 0,7 λ f’ci = 0,6 λ f’ci C 9.3.2.6. El factor φ utilizado en los modelos de bielas y tirantes, se adopta igual al factor φ para corte. El valor de φ para los modelos de bielas y tirantes se aplica también a las bielas, tirantes y áreas de apoyo que integran esos modelos. C 9.3.2.7. Cuando se produce una sección crítica, en una zona donde el cordón no está totalmente anclado, la falla se puede producir por desprendimiento de la adherencia. Este tipo de falla se asemeja a una falla frágil por corte, razón por la cual se han incluido los requisitos para un factor φ reducido. C 9.3.5. Los factores de reducción de la resistencia φ para hormigón estructural simple, se han igualado para todas las condiciones de carga. Dado que, tanto la resistencia a tracción por flexión como la resistencia al corte para el hormigón estructural simple, dependen de las características de resistencia a tracción del hormigón, que no tiene una reserva de resistencia o ductilidad por la ausencia de armadura, se ha considerado apropiado utilizar factores de reducción de la resistencia iguales, tanto para flexión como para corte.

C 9.4. RESISTENCIA DE DISEÑO DE LA ARMADURA En este Reglamento, además de establecer para la armadura no pretensada un límite superior de 500 MPa, para la tensión de fluencia especificada, se establecen otras limitaciones que se detallan a continuación:


Cap. 9 -95

En los artículos 11.5.2., 11.6.3.4. y 11.7.6., el máximo valor de fy que se puede utilizar para la determinación de la armadura de corte y de torsión es de 420 MPa, excepto que se puede utilizar un valor de fy de hasta 500 MPa para la armadura de corte cuando se utilicen mallas soldadas nervuradas que cumplan con la Norma IRAM-IAS U 500-06. En el artículo 19.3.2. para cáscaras y placas plegadas y en el Reglamento INPRES-CIRSOC 103, Parte II se especifica un valor límite de fy de 420 MPa. Las disposiciones establecidas en el artículo 9.5. para las deformaciones, y las limitaciones con respecto a la distribución de la armadura de flexión, establecidas en el artículo 10.6., se hacen más críticas a medida que aumenta el valor de fy.

C 9.5. CONTROL DE LAS FLECHAS C 9.5.1. Las disposiciones del artículo 9.5. se refieren únicamente a las flechas que pueden ocurrir bajo cargas de servicio. En la determinación de las flechas a largo plazo se debe considerar únicamente la carga permanente y la fracción de la sobrecarga que actúa en forma permanente. En el Reglamento se establecen dos métodos para controlar las flechas (ver la referencia 9.11.) el primero de los cuales consiste en el establecimiento de esbelteces límites y el otro en el cálculo de las flechas: Para vigas no pretensadas, losas que trabajan en una dirección y para elementos compuestos; se deben cumplir las disposiciones relativas a altura o espesor total mínimo, de acuerdo con la Tabla 9.5(a) y satisfacer los requisitos del Reglamento para elementos que no soporten, ni estén unidos, a tabiques divisorios u otros elementos susceptibles de sufrir daños por grandes flechas. Para elementos no pretensados que trabajan en dos direcciones, la altura mínima requerida en los artículos 9.5.3.1., 9.5.3.2. y 9.5.3.3., satisface los requisitos del Reglamento. Para elementos no pretensados que no cumplan con estos requisitos de altura o espesor mínimo, o que soporten, o estén unidos a tabiques divisorios u otros elementos susceptibles de sufrir daños por grandes flechas, y para todos los elementos de hormigón pretensado solicitados a flexión, las flechas se deben determinar mediante los procedimientos descriptos en los correspondientes artículos del Reglamento y no deben superar los valores establecidos en la Tabla 9.5.(b).

C 9.5.2. Elementos armados en una dirección (no pretensados) C 9.5.2.1. Los espesores mínimos establecidos en la Tabla 9.5.(a), son aplicables a vigas y losas no pretensadas, que trabajan en una dirección (artículo 9.5.2.), y para elementos compuestos (artículo 9.5.5.).


Com. Cap. 9 - 96

Se hace notar que, los valores de espesores mínimos se aplican sólo a elementos que no soportan, ni están unidos a, tabiques divisorios u otros elementos susceptibles de sufrir daños por efecto de las flechas. Los espesores mínimos dados en la Tabla 9.5.a), se deben modificar si se utilizan hormigones que no son de densidad normal y armadura con una tensión de fluencia distinta de 420 MPa. Las notas incluidas a pié de página de la Tabla, son esenciales para elementos de hormigón armado construidos con armadura que tenga una tensión de fluencia distinta de 420 MPa, razón por la cual, si se verifica esta condición, se deben aplicar las correcciones indicadas para fy ≠ 420. El Reglamento no contempla la utilización del hormigón liviano estructural, el que será objeto de un documento CIRSOC específico, razón por la cual no se ha incluido en la Tabla 9.5.a) la corrección que propone el Código ACI 318. La corrección por tensión de fluencia es aproximada, pero debe producir resultados conservadores para los tipos de elementos considerados en la mencionada Tabla, para los porcentajes típicos de armadura y para valores de fy entre 220 y 500 MPa. Los límites indicados en la Tabla 9.5.a) pueden ser insuficientes para el control de flechas, especialmente en el caso de voladizos. C 9.5.2.2. Para la determinación de las flechas instantáneas de elementos prismáticos no fisurados, se pueden utilizar los métodos o fórmulas usualmente empleados en la determinación de las deformaciones elásticas, con un valor constante de Ec . Ig para toda la longitud de la viga. Sin embargo, si el elemento está fisurado en una o más secciones, o si su altura varía a lo largo del tramo, será necesario realizar una determinación más exacta. C 9.5.2.3. El procedimiento del momento efectivo de inercia, descripto en el Reglamento y desarrollado en la referencia 9.13., se seleccionó considerando que es suficientemente preciso para ser utilizado en el control de las flechas (referencias 9.14. y 9.16.) El valor Ie efectivo se desarrolló con el fin de proporcionar una transición entre los límites superior e inferior de Ig e Icr , en función de la relación Mcr / Ma . En la mayoría de los casos prácticos, Ie será menor que Ig (Ie < Ig).

C 9.5.2.4. Para vigas continuas, el procedimiento del Reglamento sugiere utilizar el promedio simple de los valores de Ie para las secciones de momentos positivos y negativos. La utilización de las propiedades correspondientes a la sección del centro del tramo, para elementos prismáticos continuos, se considera satisfactoria para cálculos aproximados, principalmente porque la rigidez en el centro del tramo (incluyendo el efecto de la fisuración) tiene un efecto determinante sobre las flechas, como se demuestra en las referencias 9.11., 9.17. y 9.18.


Cap. 9 -97

Figura 9.5.2.3. a). Variación del momento de inercia efectivo Ie en función de la relación de momentos.

C 9.5.2.5. La contracción y la fluencia lenta debidas a las cargas de larga duración, provocan flechas a largo plazo adicionales a aquellas que se producen cuando las cargas se aplican por primera vez en la estructura. Estas deformaciones están influidas por la temperatura, la humedad, las condiciones de curado, la edad en el momento de la carga, la cantidad de armadura de compresión, la magnitud de la carga de larga duración y otros factores. La expresión dada en este artículo, se considera satisfactoria siempre que, se utilice juntamente con los procedimientos del Reglamento para calcular flechas instantáneas, y con los límites dados en la Tabla 9.5.(b). Se hace notar que la flecha determinada de acuerdo con este artículo es la flecha adicional a largo plazo debida a la carga permanente, y a la fracción de la sobrecarga aplicada durante un período suficientemente prolongado, como para originar deformaciones significativas en el tiempo. En la expresión (9-11), que se desarrolla en la referencia 9.19, el multiplicador de ξ tiene en cuenta el efecto de la armadura comprimida para reducir las flechas a largo plazo, de manera tal que ξ = 2,0 representa un factor nominal dependiente del tiempo para 5 años de duración de la carga. Para calcular valores de ξ correspondientes a períodos de carga menores que 5 años, se puede utilizar la curva de la Figura 9.5.2.5. Cuando se opte por considerar la fluencia lenta y la contracción por separado, se pueden aplicar las expresiones aproximadas que se detallan en las referencias 9.13., 9.14., 9.19. y 9.20.


Com. Cap. 9 - 98

C 9.5.2.6. Las limitaciones dadas en la Tabla 9.5 b) se relacionan únicamente con elementos apoyados o vinculados, no estructurales. Para aquellas estructuras en las que los elementos estructurales son susceptibles de ser afectados por las deformaciones o por las flechas de los elementos a los que están vinculados, de tal manera que afecten adversamente la resistencia de la estructura, estas deformaciones y las fuerzas resultantes, se deben considerar explícitamente en el análisis y en el diseño de las estructuras, como se establece en el artículo 9.5.1. (referencia 9.16.). Cuando se calcule la flecha a largo plazo, se permite restar la parte de la flecha que ocurre antes de vincular los elementos no estructurales. Al hacer esta corrección, para elementos de dimensiones y formas usuales, se puede utilizar la curva de la Figura 9.5.2.5. C 9.5.3. Elementos armados en dos direcciones (no pretensados) C 9.5.3.2. Los límites indicados en la Tabla 9.5.c) han surgido de la evolución, a través de los años, de los diferentes Códigos y Reglamentos internacionales en función de cuya aplicación, se ha podido concluir que las losas que se han ajustado a esos límites, no han mostrado sistemáticamente problemas relacionados con la rigidez, para cargas a corto y largo plazo. Naturalmente, esta conclusión se aplica únicamente dentro del dominio de experiencias anteriores en cuanto a cargas, medio ambiente, materiales, condiciones de borde y luces. C 9.5.3.3. Para paneles de losas que tengan una relación, entre el lado mayor y el lado menor, mayor que 2, la utilización de las ecuaciones (9-12) y (9-13), que indican el espesor mínimo como porcentaje del lado mayor, puede conducir a resultados poco razonables. Para dichos paneles de losas, se deben emplear las disposiciones establecidas en el artículo 9.5.2. para losas armadas en una dirección. C 9.5.3.4. El cálculo de flechas en losas es un tema complejo, aún suponiendo un comportamiento elástico-lineal. Para el cálculo de las flechas instantáneas, se pueden utilizar los valores de Ec e Ie especificados en el artículo 9.5.2.3. y en la referencia 9.16.. Sin embargo se pueden utilizar otros procedimientos y otros valores para la determinación de la rigidez EI, siempre que conduzcan a flechas que representen, en forma razonable, los resultados de ensayos significativos. Dado que la información disponible sobre flechas a largo plazo en losas es limitada, y no alcanza a justificar un procedimiento más elaborado, se acepta el uso de los factores dados en el artículo 9.5.2.5. para determinar las flechas adicionales a largo plazo. C 9.5.4. Elementos de hormigón pretensado Este Reglamento requiere que la flecha de cualquier elemento de hormigón pretensado, solicitado a flexión, se calcule y se compare con los valores admisibles dados en la Tabla 9.5.(b). C 9.5.4.1. Las flechas instantáneas de los elementos de hormigón pretensado Clase U, se pueden determinar mediante los métodos o fórmulas habituales correspondientes a deformaciones elásticas, utilizando el momento de inercia de la sección total o bruta de


Cap. 9 -99

hormigón sin fisurar y el módulo de elasticidad del hormigón especificado en el artículo 8.5.1. C 9.5.4.2. Los elementos pretensados solicitados a flexión, Clase C y Clase T, se definen en el artículo 18.3.3. La referencia 9.21. contiene información sobre la determinación de las flechas utilizando una relación momento-deformación bilineal y un momento de inercia efectivo. La referencia 9.22. contiene información adicional sobre flechas en elementos de hormigón pretensado fisurado. En la referencia 9.23. se demuestra que se puede utilizar el método Ie para determinar las flechas de los elementos pretensados Clase T solicitados por encima de la carga de fisuración. En este caso el momento de fisuración debe tener en cuenta el efecto del pretensado. En la referencia 9.23. también se presenta un método para predecir el efecto de la armadura traccionada, no pretensada, en la reducción de la contraflecha debida a la fluencia lenta, de forma similar a la que se presenta en las referencias 9.16. y 9.24. C 9.5.4.3. La determinación de las flechas a largo plazo de los elementos de hormigón pretensado, solicitados a flexión, resulta un procedimiento complejo. Los cálculos deben considerar, no sólo el incremento de las flechas debido a las tensiones de flexión, sino también las flechas adicionales a largo plazo resultantes del acortamiento, dependiente del tiempo, del elemento solicitado a flexión. En términos generales, los elementos de hormigón pretensado se acortan más con el tiempo que otros elementos similares no pretensados. Esto se debe a que la precompresión en la losa o la viga, produce fluencia lenta axial. Esta fluencia lenta, conjuntamente con la contracción del hormigón, origina un acortamiento significativo de los elementos solicitados a flexión, que continúa durante varios años después de la construcción, y se debe considerar en el diseño. El acortamiento tiende a reducir la tracción en el acero de pretensado, disminuyendo de esta manera la precompresión en el elemento y, en consecuencia, produciendo incrementos de las flechas a largo plazo. Otro factor que puede influir en las flechas a largo plazo de los elementos pretensados, solicitados a flexión, es el hormigón o la albañilería adyacente, no pretensados, en la misma dirección del elemento. Estos elementos pueden consistir en una losa no pretensada en la misma dirección que la viga, adyacente a una viga pretensada, o a un sistema de losas no pretensadas. Dado que el elemento pretensado tiende a sufrir una mayor contracción y una mayor fluencia lenta que el hormigón adyacente no pretensado, la estructura tenderá a lograr una compatibilidad de los efectos de acortamiento. Esto da como resultado una reducción de la precompresión en el elemento pretensado, pues el hormigón adyacente absorbe la compresión. La reducción en la precompresión del elemento pretensado, se puede


Com. Cap. 9 - 100

producir a lo largo de un período de varios años y dar lugar a flechas adicionales a largo plazo y a un aumento de tensiones en el elemento pretensado. Para determinar las flechas a largo plazo de los elementos pretensados, se puede utilizar cualquier método adecuado, siempre y cuando se consideren todos los efectos. En las referencias 9.16., 9.23., 9.25., y 9.26. se puede encontrar una guía para encarar esta determinación. C 9.5.5. Construcción en etapas Como se han realizado pocos ensayos para estudiar las flechas instantáneas y a largo plazo de elementos construidos en etapas, las prescripciones dadas en los artículos 9.5.5.1. y 9.5.5.2, se basan en el criterio del Comité Redactor del Código ACI 318 y en la experiencia acumulada en Estados Unidos con este tipo de estructuras. Para elementos construidos en etapas, pretensados, ya sea que cualquier parte del elemento compuesto esté pretensada, o si el elemento se pretensa después de que se han solidarizado sus componentes, se deben aplicar las disposiciones del artículo 9.5.4. y se deben calcular las flechas. Para elementos construidos en etapas, no pretensados, las flechas se deben calcular y comparar con los valores límites dados en la Tabla 9.5. b), sólo cuando la altura del elemento o de la parte prefabricada del elemento, sea menor que la altura mínima dada en la Tabla 9.5. a). En elementos sin apuntalar, la altura correspondiente depende de si la flecha se considera antes o después de lograr una acción compuesta efectiva. (En el Capítulo 17 se establece que no se debe hacer distinción entre elementos apuntalados y sin apuntalar cuando se hace referencia a los cálculos de resistencia y no a deformaciones).


Cap. 9 -101

COMENTARIOS AL CAPITULO 10. CARGAS AXIALES Y FLEXIÓN

C 10.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA). La definición de deformación específica neta de tracción, dada en el Anexo al Capítulo 1, excluye las definiciones debidas al pretensado efectivo, la fluencia lenta, la contracción y la temperatura.

C 10.2. HIPÓTESIS DE DISEÑO C 10.2.1. Cuando se determina la resistencia de un elemento por medio del método de diseño por resistencia última, descripto en este Reglamento, se deben verificar dos condiciones fundamentales: 1) el equilibrio estático 2) la compatibilidad de las deformaciones La condición de equilibrio entre los esfuerzos de compresión y de tracción, que actúan en la sección transversal, se deben verificar para la condición de resistencia nominal. La compatibilidad entre la tensión y la deformación, tanto para el hormigón como para la armadura también se deben verificar para la condición de resistencia nominal, considerando las hipótesis de diseño establecidas en el artículo 10.2. C 10.2.2. Numerosos ensayos internacionales, han confirmado que las deformaciones específicas de una sección transversal de hormigón armado responden a una ley de distribución esencialmente lineal en altura, aún cerca de su resistencia última. En el Reglamento se supone que las deformaciones específicas (ε) tanto del hormigón como de la armadura son directamente proporcionales a la distancia desde el eje neutro. Esta suposición es de primordial importancia en el diseño para poder determinar la deformación y en consecuencia la correspondiente tensión en la armadura. C 10.2.3. En diversos tipos de ensayos a nivel internacional , se ha observado que la máxima deformación específica de compresión en el hormigón varía desde 0,003 hasta valores tan altos como 0,008 bajo condiciones especiales. Sin embargo, las Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 10 -103

deformaciones específicas para las cuales se desarrolla el momento último varían en forma usual entre 0,003 y 0,004, para elementos de dimensiones y materiales normales. C 10.2.4. En una armadura constituida por barras o alambres conformados, resulta razonable suponer que la tensión es proporcional a la deformación, para valores de las tensiones menores que el valor de la tensión de fluencia especificada fy . El aumento de la resistencia debido al efecto de endurecimiento por deformación de la armadura no se debe considerar en los cálculos de resistencia. En dichos cálculos el esfuerzo que se desarrolla en la armadura comprimida o traccionada se debe determinar de la siguiente forma: •

cuando εs < εy (deformación de fluencia): As fs = As Es εs

•

cuando εs ≥ εy : As fs = As fy

siendo:

εs

el valor de la deformación específica en el baricentro de la armadura.

Es

el módulo de elasticidad del acero de la armadura, que se puede adoptar igual a 200 000 MPa (ver el artículo 8.5.2.).

C 10.2.5. La resistencia a tracción del hormigón solicitado a flexión (módulo de rotura) es una propiedad con mayor variación que la resistencia a la compresión, y su valor se ubica, en forma aproximada entre el 10% y el 15% del valor de la resistencia a compresión. La resistencia a tracción del hormigón solicitado a flexión no se debe considerar en el diseño por resistencia última. Esta suposición concuerda con los resultados de ensayos de elementos con porcentajes normales de armadura, siendo por lo general correcto, no considerar la resistencia a tracción en condiciones últimas, cuando hay un porcentaje muy pequeño de armadura. No obstante, es muy importante considerar la resistencia a tracción del hormigón en la evaluación de las condiciones de fisuración y de deformación bajo las cargas de servicio. C 10.2.6. La suposición planteada en este artículo reconoce la distribución inelástica de tensiones en el hormigón para valores altos de las tensiones. A medida que se va alcanzando la tensión máxima, la relación tensión-deformación del hormigón no sigue una línea recta, sino que adopta la forma de una curva (la tensión no es proporcional a la deformación). El perfil general de la curva tensión-deformación es, en forma básica, una función de la resistencia del hormigón, y consiste en una curva que aumenta de cero hasta un valor máximo para una deformación específica de compresión entre 0,0015 y 0,0020, seguida de una curva descendente con una deformación específica última (aplastamiento del hormigón) desde 0,003 hasta más de 0,008. El Reglamento establece un valor de deformación máxima a ser utilizada en el diseño igual a 0,003, tal como se indica en el artículo C 10.2.3.


Com. Cap. 10 - 104

La distribución real de las tensiones de compresión en el hormigón es compleja, y por lo general no se la conoce en forma explícita. Sin embargo, las investigaciones han demostrado que las propiedades importantes, relacionadas con la distribución de tensiones en el hormigón, se pueden determinar, en forma adecuada, utilizando, cualquiera de las diferentes propuestas para el perfil de dicha distribución. El Reglamento permite que para el diseño se utilice cualquier distribución particular de tensiones, siempre que se demuestre que brinda predicciones de la resistencia última que están razonablemente de acuerdo con los resultados de ensayos avalados por las investigaciones que existen a nivel internacional. Aunque se han propuesto varias distribuciones de tensiones, las tres más comunes son la parabólica, la trapezoidal y la rectangular. C 10.2.7. El Reglamento permite, para el diseño, la utilización de una distribución rectangular de tensiones de compresión (bloque de tensiones) en reemplazo de otras distribuciones de tensiones más exactas. En el bloque rectangular equivalente de tensiones se utiliza una tensión promedio de 0,85 f’c con un rectángulo de altura a = β1 c. En forma experimental se ha determinado un valor β1 = 0,85 para hormigones con f’c ≤ 30 MPa disminuyendo en 0,005 por cada 7,0 MPa de f’c por encima del valor 30 MPa. En la actualización 1976 del Código ACI 318 del año 1971, se decidió adoptar un límite inferior de β1 igual a 0,65 para resistencias del hormigón mayores que 55 MPa. Los datos obtenidos en ensayos con hormigones de alta resistencia, descriptos en las referencias 10.1. y 10.2., avalan la utilización de un bloque de tensiones rectangular equivalente para resistencias del hormigón que excedan de 55 MPa, con un valor de β1 = 0,65. La utilización de la distribución rectangular equivalente de tensiones especificada en la versión 1971 del ACI 318, sin límite inferior para β1 , dio como resultado diseños inconsistentes para hormigones de alta resistencia en elementos sometidos a la combinación de cargas axiales y de flexión. La distribución rectangular de tensiones no representa la distribución real de tensiones en la zona de compresión en condiciones últimas, pero proporciona en esencia, los mismos resultados que los obtenidos en los ensayos descriptos en la referencia 10.3.


Cap. 10 -105

Figura C 10.2.7. Factor de resistencia β1 .

C 10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES C 10.3.1. Las expresiones de diseño por resistencia última para los elementos solicitados a flexión, o por una combinación de cargas axiales y de flexión, utilizando la distribución rectangular de tensiones, se presentan en la referencia 10.3., en la cual también se pueden consultar, al igual que en las ediciones anteriores de los Comentarios al Código ACI 318, la deducción de las expresiones de resistencia para secciones transversales distintas de las rectangulares. C 10.3.2. En una sección transversal existe una condición de deformación balanceada, cuando la deformación específica máxima en la fibra comprimida extrema alcanza el valor de 0,003 y la deformación en la armadura traccionada es la correspondiente a la primera deformación de fluencia fy /Es . La cuantía ρb de la armadura que produce las


Com. Cap. 10 - 106

condiciones balanceadas en flexión depende de la forma de la sección transversal y de la posición de la armadura. C 10.3.3. La resistencia nominal a flexión de un elemento se alcanza cuando la deformación específica en la fibra comprimida extrema llega al valor límite supuesto de 0,003. La deformación específica neta de tracción εt es la deformación por tracción en el acero más traccionado, determinada para la condición de resistencia nominal, excluyendo las deformaciones debidas al pretensado, la fluencia lenta, la contracción y la temperatura. La deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado se determina a partir de una distribución lineal de las deformaciones específicas para la condición de resistencia nominal, utilizando relaciones de triángulos semejantes. (ver la Figura C 10.3.3.).

Figura C 10.3.3. Distribución de deformaciones específicas y deformación específica neta de tracción. Cuando la deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado es suficientemente grande (igual o mayor que 0,005), la sección se define como controlada por tracción, y se puede esperar que la falla se advierta en forma anticipada tanto por la flecha como por la fisuración excesivas. Cuando la deformación específica neta de tracción en el acero más traccionado es pequeña (igual o menor que el límite de deformación específica controlada por compresión) se puede esperar una condición de falla frágil, con escasa advertencia de una falla inminente. Los elementos solicitados a flexión son, en general, controlados por tracción, mientras que los elementos solicitados a compresión son, en general, controlados por compresión. Algunas secciones, como aquellas que están sujetas a pequeñas cargas axiales y momentos flexores elevados, presentarán una deformación específica neta por


Cap. 10 -107

tracción en el acero más traccionado, que se encontrará comprendida entre los límites definidos anteriormente, o sea que serán secciones ubicadas en una zona de transición entre las secciones controladas por compresión y las secciones controladas por tracción. En el artículo 9.3.2. se especifican los factores de reducción de la resistencia que se deben utilizar en las secciones controladas por tracción, en las secciones controladas por compresión y en los casos intermedios comprendidos en la zona de transición. Con anterioridad al desarrollo de estas especificaciones, la deformación específica límite por tracción en elementos solicitados a compresión, no se explicitaba, sino que estaba implícita en la cuantía máxima de la armadura traccionada que se especificaba como una fracción de ρb , la cual dependía de la tensión de fluencia de la armadura. El nuevo límite para la deformación específica neta de tracción de 0,005 para secciones controladas por tracción se eligió para que fuera un límite único aplicable a todos los tipos de acero (tesos y no tesos) permitidos por el Código ACI 318. Se debe destacar que el límite para la deformación específica neta de tracción de 0,005 no es un límite absoluto, como lo era el límite de 0,75 ρb en las ediciones anteriores del Código ACI 318, sino un punto en el cual el factor de reducción de la capacidad comienza a variar. El Código ACI 318 permite elevadas cuantías de armadura que produzcan una deformación específica neta de tracción menor que 0,005, aunque no resulten económicas debido a la reducción del factor φ. En los elementos solicitados a flexión, es más económico agregar armadura de compresión, si es necesario, para hacer que εt ≥ 0,005. A menos que se requieran cantidades inusuales de ductilidad, el límite de 0,005 proporciona un comportamiento dúctil en la mayoría de los diseños. Una condición en la cual se requiere, una mayor ductilidad es en el proceso de redistribución de momentos en elementos continuos y en pórticos. El artículo 8.4. permite la redistribución de los momentos negativos. Dado que la redistribución de momentos depende de la adecuada ductilidad de las zonas de formación de rótula, la redistribución de momentos se limita a secciones que tengan una deformación específica neta de tracción, como mínimo, de 0,0075. En las vigas con armadura de compresión, o en vigas T, los efectos de la armadura de compresión y de las alas se consideran, en forma automática, en el cálculo de la deformación específica neta por tracción εt . C 10.3.5. El motivo de esta limitación es restringir la cuantía de armadura en las vigas no pretensadas a valores similares a los que se utilizaban en ediciones del Código ACI 318, anteriores a la 2002. El límite de 0,75 ρb para la armadura corresponde a una deformación específica neta de tracción, para la resistencia nominal, de 0,00376. El límite propuesto de 0,004 es apenas algo más conservativo. Esta limitación no se debe aplicar a los elementos pretensados.


Com. Cap. 10 - 108

C 10.3.6. y 10.3.7. Las excentricidades mínimas de diseño que se incluyeron en las ediciones 1963 y 1971 del ACI 318, se suprimieron en la edición del año 1977, excepto en lo referente a las consideraciones de los efectos de esbeltez en elementos solicitados a compresión, con momentos muy pequeños o iguales a cero, determinados en el extremo (artículo 10.12.3.2.). Originalmente, las excentricidades mínimas especificadas estaban destinadas a servir como medio para reducir la resistencia de diseño para la condición de carga axial de una sección en compresión pura, con el fin de responder a las excentricidades accidentales, no previstas en el análisis y que podrían existir en un elemento solicitado a compresión, y reconocer que la resistencia del hormigón puede ser menor que f’c para cargas de larga duración de valores altos. El principal propósito de establecer un requisito mínimo de excentricidad fue limitar la resistencia máxima para la carga axial de diseño de un elemento solicitado a compresión, situación que actualmente se resuelve en el artículo 10.3.5. limitando la resistencia para la carga axial de diseño de una sección en compresión pura, al 80 u 85% de la resistencia nominal. Estos porcentajes se aproximan a las resistencias axiales, para relaciones e/h de 0,05 y 0,10 especificadas en las ediciones anteriores del Código ACI 318, para elementos con armadura zunchada y con estribos cerrados respectivamente. La misma limitación dada para la carga axial se aplica tanto a los elementos comprimidos hormigonados en obra como a los prefabricados. Las ayudas de diseño y los programas de computación que se basan en el requisito mínimo de excentricidad establecido en las ediciones 1963 y 1971 del ACI 318 son igualmente aplicables. Para elementos pretensados, la resistencia de diseño para la condición de carga axial en compresión pura, se determina por medio de los métodos de diseño por resistencia establecidos en el Capítulo 10, incluyendo el efecto del pretensado. Los momentos en el extremo de un elemento solicitado a compresión se deben considerar en el diseño de los elementos adyacentes solicitados a flexión. En los pórticos indesplazables no es necesario considerar los efectos de los momentos amplificados en los extremos de la columna para el dimensionamiento de las vigas adyacentes. En los pórticos desplazables, se deben considerar los momentos amplificados en los extremos para el dimensionamiento de los elementos solicitados a flexión, tal como se especifica en el artículo 10.13.7. Las columnas de esquina y otras que estén expuestas a momentos conocidos, que ocurren en forma simultánea en dos direcciones, se deben diseñar para flexión biaxial y carga axial (flexión compuesta oblicua). En las referencias 10.4. y 10.5. se pueden encontrar métodos satisfactorios para resolver este tema, tales como el método de las cargas recíprocas (referencia 10.6.) y el método del contorno de las cargas (referencia 10.7.). Las investigaciones que se describen en las referencias 10.8. y 10.9. indican que, con la utilización del bloque de tensión rectangular equivalente propuesto en el artículo 10.2.7. del Reglamento, se obtienen estimaciones satisfactorias de la resistencia para secciones doblemente simétricas. A partir de la relación de cargas recíprocas (referencia 10.6.) se puede obtener una estimación simple, y en cierta medida conservadora, de la resistencia nominal Pni :


Cap. 10 -109

1 1 1 1 = + − Pni Pnx Pny Po siendo: Pni

la resistencia nominal para las cargas axiales con una excentricidad dada respecto de ambos ejes.

Po

la resistencia nominal para las cargas axiales con excentricidad cero.

Pnx

la resistencia nominal para las cargas axiales con la excentricidad dada respecto del eje x.

Pny

la resistencia nominal para las cargas axiales con la excentricidad dada respecto del eje y.

Esta relación es más adecuada cuando los valores Pnx y Pny son mayores que el esfuerzo axial balanceado Pb para el eje en cuestión.

C 10.4. DISTANCIA ENTRE LOS APOYOS LATERALES DE ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN Los ensayos descriptos en las referencias 10.10 y 10.11. han demostrado que las vigas de hormigón armado sin arriostramientos laterales de dimensiones razonables, aún cuando sean muy altas y angostas, no fallan prematuramente por pandeo lateral, siempre y cuando se las cargue sin excentricidad lateral, la cual provocaría torsión. Las vigas sin arriostramientos laterales con frecuencia están cargadas excéntricamente (“excentricidad lateral”) o con una ligera inclinación. Las tensiones y las deformaciones producidas por tales posiciones de las cargas, se convierten en perjudiciales para las vigas angostas y altas, y este perjuicio es mayor a medida que aumenta la longitud sin apoyo lateral. Para ciertas condiciones reales de carga, se pueden necesitar apoyos laterales con separaciones menores que 50 b .

C 10.5. ARMADURA MÍNIMA EN ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN Las disposiciones acerca de una cantidad mínima de armadura se aplican a aquellos elementos solicitados a flexión que, debido a su diseño arquitectónico u otras razones, tienen una sección transversal mayor a la requerida por las consideraciones de resistencia. Con una cantidad muy pequeña de armadura traccionada, el momento resistente calculado como sección de hormigón armado, utilizando un análisis de sección fisurada, resulta menor que el correspondiente al de una sección de hormigón simple, determinado a partir de su módulo de rotura (resistencia a la tracción). La falla en este caso puede ser repentina.


Com. Cap. 10 - 110

Para prevenir esta falla, el artículo 10.5.1. exige una cantidad mínima de armadura de tracción tanto en las zonas de momento positivo como en las de momento negativo. Cuando se especifica una resistencia del hormigón superior a 35 MPa, el valor 1,4/fy prescripto en el artículo 10.5.1. puede no ser suficiente. La expresión (10-3) proporciona la misma cantidad de armadura que 1,4 bw d / fy , cuando f’c es igual 31,4 MPa . Cuando el ala de una sección está traccionada, la cantidad de armadura de tracción necesaria para hacer que la resistencia de la sección armada sea igual a la de la sección sin armar es, en forma aproximada, el doble que para una sección rectangular o para una sección en la cual el ala esté sometida a compresión. Una mayor cantidad de armadura mínima de tracción es particularmente necesaria en voladizos y otros elementos estáticamente determinados en los cuales no existe posibilidad de redistribución de momentos. C 10.5.3. La armadura mínima exigida en los artículos 10.5.1. y 10.5.2. se debe colocar en todas las zonas en las que, por cálculo, se necesite armadura, excepto cuando la armadura adoptada supere en 1/3, como mínimo, a la necesaria por dimensionamiento. Esta excepción proporciona suficiente armadura adicional en grandes elementos en los cuales la cantidad especificada en los artículos 10.5.1. y 10.5.2. puede resultar excesiva. En los elementos con requerimientos especiales de ductilidad se deben analizar con cuidado las cuantías mínimas a colocar. C 10.5.4. La cantidad mínima de armadura especificada para losas debe ser igual a la cantidad que se establece como armadura de contracción y temperatura, en el artículo 7.12. En el contexto de este artículo, las losas que se apoyan en el terreno no se deben considerar losas estructurales, a menos que transmitan cargas verticales de otras partes de la estructura al terreno. La armadura de las losas apoyadas en el terreno se debe dimensionar considerando todas las fuerzas de diseño. Las losas de fundación y otras losas que ayudan al soporte vertical de la estructura deben cumplir con las especificaciones de este artículo. Los valores límites para la separación máxima de la armadura en losas estructurales (incluyendo fundaciones), especificados en el artículo 10.5., se han adoptado como un valor de compromiso entre lo especificado por el ACI 318 y lo aconsejable por las prácticas constructivas habituales en nuestro país.

C 10.6. DISTRIBUCIÓN DE LA ARMADURA DE FLEXIÓN EN VIGAS Y LOSAS ARMADAS EN UNA DIRECCIÓN C 10.6.1. Muchas estructuras diseñadas por el método de las tensiones admisibles y con bajas tensiones en la armadura han cumplido con las funciones previstas, con una fisuración limitada debida a la flexión. Sin embargo, cuando se utilizan aceros de alta resistencia con valores altos de tensión bajo cargas de servicio, se deben esperar fisuras visibles, razón por la cual se hace necesario tomar precauciones en la disposición de la armadura con el objeto de controlar la fisuración. Con el fin de asegurar la protección


Cap. 10 -111

de la armadura contra la corrosión y por razones estéticas, son preferibles muchas fisuras muy finas, capilares, que pocas fisuras anchas. El control de la fisuración es particularmente importante cuando se utiliza armadura con una tensión de fluencia superior a 220 MPa. Las prácticas correctas de armado actuales, generalmente conducen a un adecuado control de la fisuración, aún cuando se utilice armadura con una tensión de fluencia de 420 MPa . Las investigaciones realizadas en laboratorio, que se describen en las referencias 10.12. y 10.14. y que incluyeron barras conformadas, han confirmado que el ancho de las fisuras bajo cargas de servicio es proporcional a la tensión en el acero. Asimismo se pudo detectar que las variables significativas que reflejan la influencia del armado son el espesor del recubrimiento de hormigón y el área de hormigón en la zona de máxima tracción alrededor de cada barra de armadura. El ancho de las fisuras está esencialmente sujeto a una amplia dispersión, incluso en el cuidadoso trabajo de laboratorio, y está influido por la contracción y otros efectos que dependen del tiempo. El mejor control de fisuración se obtiene cuando la armadura está bien distribuida en la zona de máxima tracción en el hormigón. C 10.6.3. La disposición de varias barras con una separación moderada resulta mucho más efectiva para controlar la fisuración, que la disposición de una o dos barras de gran diámetro de un área equivalente. C 10.6.4. En este artículo se han reemplazado los requisitos para el factor z que se establecían en la edición 1995 del Código ACI 318. La separación máxima de las barras se establece ahora en forma directa (ver las referencias 10.15., 10.16. y 10.17.). El ancho de las fisuras en las estructuras es muy variable. En las ediciones anteriores del ACI 318 se establecían disposiciones para la distribución de las armaduras, basadas en expresiones empíricas en las que se utilizaba un ancho de fisura calculado de 0,4 mm. Las nuevas disposiciones para la separación intentan controlar la fisuración superficial a un ancho que, en forma general, sea aceptable en la práctica, pero que puede variar dentro de una estructura dada. La influencia de la fisuración en el proceso de corrosión de las armaduras constituye un tema controvertido. Las investigaciones descriptas en las referencias 10.18. y 10.19. muestran que la corrosión no presenta una clara correlación con los anchos de las fisuras superficiales en el rango correspondiente a las tensiones que aparecen en la armadura para cargas de servicio. Por esta razón se ha eliminado la anterior distinción entre exposición interna y externa. C 10.6.5. A pesar de que se han realizado numerosos estudios, no se dispone de evidencia experimental clara respecto al ancho de fisura a partir del cual existe peligro de corrosión. Las pruebas de exposición indican que la calidad del hormigón, la compactación adecuada y un recubrimiento de hormigón apropiado, pueden ser más importantes para la protección contra la corrosión que el ancho de fisuras en la superficie del hormigón.


Com. Cap. 10 - 112

C 10.6.6. En grandes vigas T, la distribución de la armadura negativa para el control de la fisuración debe considerar que: 1) la gran separación de la armadura a lo largo de todo el ancho efectivo del ala, puede provocar que se formen fisuras anchas en la losa cerca del alma. 2) la ubicación de las barras o alambres con reducida separación, cerca del alma, deja sin protección las zonas exteriores del ala. La limitación fijada por el Reglamento tiene por finalidad evitar una separación de armaduras muy grande. Al mismo tiempo, se exige una cierta armadura adicional, necesaria para proteger las zonas exteriores del ala. C 10.6.7. Para los elementos solicitados a flexión relativamente altos, se debe colocar alguna armadura longitudinal cerca de las caras verticales en la zona de tracción, con el fin de controlar la fisuración en el alma (ver la referencia 10.16. y la figura 10.6.7.). Si no se coloca esta armadura auxiliar, el ancho de las fisuras en el alma puede exceder el ancho de las fisuras al nivel de la armadura de tracción por flexión. Cuando las disposiciones de este Reglamento exijan, para las vigas de gran altura, los tabiques o los paneles prefabricados más armadura, tales disposiciones (con sus requisitos de separación) tendrán prioridad sobre el artículo 10.6.

C 10.7. VIGAS DE GRAN ALTURA El valor de la relación entre la profundidad y la longitud del tramo de una viga de gran altura, que se utilizó en la edición 1999 del Código ACI 318 (y en versiones anteriores) para definir una viga de gran altura se basaba en trabajos publicados en los años 1946 y 1953. Las definiciones de vigas de gran altura dadas en los artículos 10.7.1. y 11.8.1. de las versiones anteriores del código diferían entre sí, razón por la cual se decidió en la edición 2002 reformular la definición ya expresada en base al comportamiento de la zona D (ver Apéndice A), de tal forma que las definiciones dadas en los artículos 10.7.1. y 11.8.1. ahora coinciden. La versión 2002 del Código ACI 318 no contiene especificaciones detalladas para el diseño a flexión de vigas de gran altura, excepto que se debe considerar la variación no lineal de las deformaciones y el pandeo lateral. En las referencias 10.20., 10.21. y 10.22. se dan sugerencias para el diseño a flexión de vigas de gran altura.

C 10.8. DIMENSIONES PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS C 10.8.2., C 10.8.3. y C 10.8.4. En el diseño de las columnas, (ver la referencia 10.23) las prescripciones del Reglamento respecto a la cantidad de armadura longitudinal y de armadura zunchada se basan en el área total de la columna y en el área del núcleo respectivamente, y la resistencia de diseño de la columna se basa en el área total de su sección. Sin embargo, en algunos casos el área total es mayor que la necesaria para resistir la carga mayorada. El concepto básico de los artículos 10.8.2., 10.8.3. y 10.8.4. consiste en considerar aceptable diseñar una columna con dimensiones suficientes y necesarias para resistir la carga mayorada y después, simplemente, agregar hormigón alrededor de la sección hasta alcanzar las dimensiones realmente adoptadas,


Cap. 10 -113

sin necesidad de aumentar la armadura para cumplir con los porcentajes mínimos establecidos en el artículo 10.9.1. Es decir, la armadura mínima necesaria se adopta considerando la sección estáticamente necesaria, como se indicaba en el Reglamento CIRSOC 201-1982. El hormigón en exceso no debería ser considerado para resistir cargas, sin embargo se debería tener en cuenta su efecto sobre la rigidez en el análisis estructural. Los efectos del hormigón en exceso también se deberían considerar en el diseño de otros elementos de la estructura que interactúan con la columna de sección sobredimensionada.

C 10.9. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE ELEMENTOS COMPRIMIDOS C 10.9.1. Este artículo establece los límites para la cuantía de armadura longitudinal de los elementos comprimidos no compuestos (mixtos). Cuando la utilización de importantes cuantías de armadura implique algún tipo de dificultad en la colocación del hormigón, se debe adoptar una cuantía menor y, por lo tanto, será necesario diseñar una columna de mayores dimensiones, o utilizar hormigón y/o armadura de mayor resistencia (ver el artículo C 9.4.). Como criterio, la cuantía de armadura para las columnas no debe exceder del 4% si las barras se van a empalmar por yuxtaposición. Armadura mínima En los elementos comprimidos de hormigón armado, la armadura es necesaria para proporcionar resistencia a la flexión, independientemente de que los modelos de diseño demuestren que existe, o no, esa solicitación por flexión, y para reducir los efectos originados por la fluencia lenta y la contracción del hormigón, bajo las tensiones de compresión de larga duración. Los ensayos realizados han demostrado que la fluencia lenta y la contracción tienden a transmitir la carga desde el hormigón a la armadura, con el aumento consecuente de la tensión en las barras y alambres de acero; aumento que es mayor a medida que disminuye la cantidad de armadura. Las tensiones en la armadura pueden llegar al nivel de la fluencia, bajo la acción de las cargas de servicio de larga duración, si no se establece una cuantía mínima para la armadura longitudinal. En el informe que se detalla en la referencia 10.24. se resalta este fenómeno y se recomiendan porcentajes mínimos de armadura del 0,01 para columnas zunchadas y del 0,005 para columnas con estribos cerrados. Sin embargo, en todas las ediciones del Código ACI desde el año 1936, la cuantía mínima establecida ha sido 0,01 para ambos tipos de armadura en las columnas.


Com. Cap. 10 - 114

Armadura máxima En los numerosos ensayos realizados por el ACI (ver la referencia 10.24.), como parte de la investigación del comportamiento de las columnas, se utilizaron elementos comprimidos con cuantías de armadura menores o iguales que 0,06. También se realizaron ensayos con cuantías de hasta 0,17 con armadura en forma de barras, obteniéndose resultados similares a los descriptos en el párrafo anterior, siendo necesario aclarar que en estos últimos ensayos, las cargas fueron aplicadas a través de placas de apoyo en los extremos de las columnas, minimizándose así el problema de transmitir la parte proporcional de las cargas a las barras. En la referencia 10.24. (año 1933) se recomendaban cuantías máximas de 0,08 para columnas zunchadas y de 0,03 para columnas con estribos cerrados. En la edición 1936 del ACI 318 estos límites se fijaron en 0,08 y 0,04 respectivamente. En la edición del año 1956, el límite para columnas solicitadas por flexión, armadas con estribos cerrados, se incrementó a 0,08. A partir de la edición 1963 del Código ACI 318, se estableció que las solicitaciones de flexión se consideren en el diseño de todas las columnas y que se aplique una cuantía máxima de 0,08 para ambos tipos de columnas (zunchadas o con estribos cerrados). Este límite máximo, fijado para la armadura longitudinal, se puede considerar como un índice práctico que contempla razones de economía y facilidades de colocación. C 10.9.2. El Reglamento establece para elementos comprimidos, un mínimo de cuatro (4) barras o alambres envueltos por estribos cerrados, rectangulares o circulares. Para otras formas geométricas se debe colocar una barra o alambre en cada vértice o esquina, y se debe disponer la armadura transversal correspondiente. Por ejemplo, en las columnas triangulares con armadura transversal en forma de estribos cerrados triangulares, se deben disponer tres barras o alambres longitudinales, uno en cada vértice de los estribos cerrados triangulares. Cuando las barras o alambres longitudinales estén confinados por zunchos, se deberán colocar, como mínimo, seis (6) barras o alambres. Cuando en una disposición circular, el número de barras o alambres longitudinales adoptado, sea menor que ocho (8), la ubicación de dichas barras o alambres tendrá influencia en la determinación de la resistencia a flexión de las columnas cargadas en forma excéntrica, razón por la cual el efecto de la disposición se debe considerar en la determinación de la capacidad portante del elemento. C 10.9.3. El aumento de la capacidad portante del hormigón del núcleo de una columna, debido al efecto de la armadura transversal en forma de zuncho en espiral, se manifiesta cuando en dicha columna se aplica una carga tal que, con su correspondiente deformación, provoca el desprendimiento del recubrimiento de hormigón exterior a los zunchos. La cantidad de armadura en forma de zuncho, que se determina a partir de la expresión (10-5) proporciona una capacidad de carga adicional para columnas cargadas en forma axial, igual, o ligeramente mayor, que la resistencia perdida al desprenderse el recubrimiento indicado en el párrafo anterior. Este concepto fue tratado y recomendado por el informe de la referencia 10.24., formando parte del Código ACI 318 desde su edición 1963.


Cap. 10 -115

Los ensayos y la experiencia obtenida demuestran que las columnas que contienen la cuantía de armadura en forma de zuncho indicada en este artículo, presentan características de ductilidad y resistencia importantes.

C 10.10 EFECTO DE LA ESBELTEZ EN ELEMENTOS COMPRIMIDOS Las disposiciones referidas a los efectos de la esbeltez en elementos comprimidos y en pórticos, se revisaron en 1995 con el fin de reflejar una mejor utilización del análisis de segundo orden, y de mejorar el ordenamiento de las disposiciones referidas a pórticos desplazables e indesplazables (ver la referencia 10.25.). Por esta razón en el artículo 10.10.1. se permite la utilización de análisis avanzados no lineales de segundo orden y en los artículos 10.11., 10.12. y 10.13. se presenta un método de diseño aproximado basado en el método tradicional de amplificación de momentos. Para pórticos desplazables, el momento amplificado por el desplazamiento δs Ms se puede determinar utilizando un análisis elástico de segundo orden, con un método aproximado a dicho análisis, o por el método tradicional del momento amplificado debido al desplazamiento lateral del pórtico. En la referencia 7.20. se puede leer que: El diseño de columnas consiste esencialmente en seleccionar una sección transversal y una armadura adecuadas para soportar las combinaciones de cargas axiales mayoradas Pu y momentos de primer orden mayorados Mu , incluyendo la consideración de la esbeltez de la columna (momentos de segundo orden). La esbeltez de la columna se expresa en términos de la relación k lu /r donde k es un factor de longitud efectiva (depende de la forma en que está vinculada la columna), lu es la longitud de la columna entre apoyos y r es el radio de giro de la sección de la columna. En general, una columna es esbelta si las dimensiones de su sección son pequeñas en comparación con su longitud. En el diseño, el término “columna corta”, se utiliza para designar una columna que tiene una resistencia igual a la calculada para su sección transversal utilizando las fuerzas y los momentos obtenidos de un análisis de flexión y cargas axiales combinados. Una “columna esbelta” se define como una columna cuya resistencia es reducida por deformaciones de segundo orden (momentos secundarios). Mediante estas definiciones, una columna con una relación de esbeltez dada puede ser considerada como columna corta para el diseño con un conjunto de restricciones y como columna esbelta bajo otro conjunto. Con el empleo de hormigones y armaduras de mayor resistencia, y con métodos de análisis y diseño más precisos, es posible diseñar secciones más pequeñas, y así columnas más esbeltas. La necesidad de procedimientos de diseño confiables y racionales para columnas esbeltas se convierte así en una consideración importante en el diseño de columnas. Una columna corta puede fallar a causa de una combinación de momento y carga axial que exceda la resistencia de la sección. Este tipo de falla se conoce como “falla del material”. A causa de la carga (ver la Figura 13.1), la columna tiene una deflexión ∆ la cual causa un momento secundario


Com. Cap. 10 - 116

adicional. En el diagrama de cuerpo libre, se puede ver que el momento máximo en la columna ocurre en la sección A-A, y es igual al momento aplicado más el momento debido a la flecha del elemento que es M = P (e + ∆). La falla de una columna corta puede ocurrir en cualquier punto a lo largo de la “curva de interacción de resistencia”, dependiendo de la combinación del momento y de la carga axial aplicada. Como se explicó, alguna flecha ocurrirá y resultará una falla del material cuando una combinación particular de carga P y momento M = P (e + ∆) intersecta la “curva de interacción de resistencia”. Si la columna es muy esbelta, se podría alcanzar una flecha debido a la exentricidad de la carga axial P y el momento P e tal que la deformación se incrementara indefinidamente con el aumento de la carga P. Este tipo de falla se conoce como “falla de estabilidad”, como se muestra en la “curva de interacción de resistencias”.

Figura 13.1. Interacción de la resistencia en columnas esbeltas El concepto básico en el comportamiento de columnas esbeltas rectas y con cargas centradas axialmente, fue desarrollado originalmente por Euler hace más de 200 años, quien estableció que una columna va a fallar mediante pandeo frente a una carga crítica Pc = π EI / (le)², siendo EI la rigidez flexional de la sección del elemento y le la longitud efectiva o de pandeo , la cual es igual a k.lu . Para una columna corta robusta, el valor de la carga de pandeo excederá la resistencia directa a la compresión (correspondiente al valor de falla del material). En los elementos que son más esbeltos, por ejemplo elementos con valores importantes de k.lu /r, la falla puede ocurrir por pandeo (falla por estabilidad), con la carga de pandeo reduciéndose frente el incremento de la esbeltez. (ver la Figura 13.2).


Cap. 10 -117

compresión

Figura 13.2. Carga de falla en función de la esbeltez de una columna Como se muestra en la Figura 13.3., es posible representar los efectos de esbeltez y los momentos incrementados sobre una curva de interacción de resistencia típica. Así una familia de diagramas de interacción de resistencias para columnas esbeltas con relaciones de esbeltez variables, se pueden desarrollar, como se muestra en la Figura 13.3. El diagrama de interacción de resistencias para k lu /r = 0 corresponde a las combinaciones de momento y carga axial donde la resistencia no es afectada por la esbeltez del elemento (resistencia de columna corta).

Figura 13.3. Diagramas de interacción de la resistencias para columnas esbeltas.


Com. Cap. 10 - 118

C 10.10.1. En este artículo se establecen dos limitaciones para la utilización del análisis avanzado de segundo orden: 1. La estructura analizada debe tener elementos similares a los de la estructura definitiva. Si los elementos en la estructura definitiva presentan dimensiones transversales que difieren en más del 10% de las dimensiones adoptadas en el análisis estructural, se deben determinar las nuevas propiedades del elemento y repetir el análisis. 2.

El procedimiento de análisis avanzado de segundo orden debe demostrar que se obtienen valores de las cargas últimas dentro de un margen de ± 15% con respecto a las obtenidas mediante ensayos documentados y realizados en estructuras de hormigón armado estáticamente indeterminadas.

En la comparación mencionada anteriormente se deben incluir, como mínimo, los resultados de los ensayos de columnas en sistemas indesplazables planos, en sistemas desplazables y en pórticos con columnas de diferentes rigideces. Las características de los elementos adoptados en el análisis se deben multiplicar por un factor de reducción de la rigidez φk , menor que uno, con el fin de tener en cuenta la diferencia entre las características reales de los elementos calculados y las adoptadas en el mencionado análisis. El factor de reducción de la rigidez φk , se puede adoptar igual a 0,80 para ser coherente con el análisis de segundo orden indicado en el artículo 10.13.4.1. El concepto de factor de reducción de la rigidez φk se desarrolla en el artículo C 10.12.3. C 10.10.2. Como alternativa al análisis avanzado de segundo orden indicado en el artículo 10.10.1., el diseño de los elementos comprimidos se puede fundamentar en un análisis elástico y en el método de la amplificación de momentos (ver las referencias 10.26. y 10.27.). En el caso de los pórticos desplazables, los momentos amplificados por desplazamiento lateral se pueden calcular utilizando un análisis elástico de segundo orden en el cual se adopten valores realistas de la rigidez (ver el artículo C 10.13.4.1.).

C 10.11. MOMENTOS AMPLIFICADOS- CONCEPTOS GENERALES Este artículo describe un procedimiento aproximado de diseño que utiliza el concepto de amplificador de momentos o momento amplificado, con el fin de considerar los efectos de la esbeltez. Los momentos determinados a través del análisis habitual de primer orden se multiplican por un factor amplificador de momento, que es función de la carga axial mayorada Pu y de la carga critica de pandeo Pc de la columna. Los pórticos desplazables e indesplazables son tratados en forma separada en los artículos 10.12. y 10.13. respectivamente. Las prescripciones que se deben aplicar a las columnas con y sin desplazamiento lateral, se especifican en el artículo 10.11. Un análisis de primer orden es un análisis elástico que no incluye los efectos de las fuerzas internas que se originan por las deformaciones.


Cap. 10 -119

C 10.11.1. Las rigideces EI utilizadas en un análisis elástico para el diseño por resistencia de elementos comprimidos, deberían representar las rigideces de dichos elementos inmediatamente antes de producirse la rotura. Esto es particularmente válido en un análisis de segundo orden que debería proporcionar las deformaciones laterales para cargas cercanas a sus valores últimos. Los valores de EI no se deben obtener en forma exclusiva en base a la relación momento-curvatura de la sección más cargada a lo largo del elemento, sino que los valores de EI deben corresponder a la relación momento-rotación en el extremo del elemento considerado en su totalidad. Los valores alternativos para Ec , Ig y Ag , indicados en el artículo 10.11.1., han sido adoptados a partir de los resultados obtenidos en ensayos y análisis de pórticos, e incluyen una reserva por la variabilidad que pueden presentar las deformaciones calculadas. El módulo de elasticidad Ec se obtiene en base a la resistencia especificada del hormigón, mientras que los desplazamientos laterales son función de la resistencia media, que es mayor. Los momentos de inercia fueron determinados como 0,875 de los correspondientes valores indicados en la referencia 10.28. Estos dos efectos producen una sobrevaloración de las deformaciones de segundo orden del 20 al 25%, que corresponde a un factor implícito de reducción de la rigidez, φk , de 0,80 a 0,85 con respecto a los cálculos de estabilidad. El concepto del factor de reducción de la rigidez φk , se desarrolla en el artículo C 10.12.3. El momento de inercia de las vigas T se debe determinar considerando el ancho efectivo del ala definido en el artículo 8.10. En general, es suficientemente preciso adoptar para una viga T, el valor de Ig como dos veces el Ig del alma, o sea 2(bw h3 / 12). Cuando los valores de los momentos y cortes mayorados, obtenidos a partir de un análisis donde se ha considerado el momento de inercia de un tabique igual a 0,70 Ig , indiquen en función del módulo de rotura, que el tabique se fisurará por flexión; el análisis se debe repetir con un valor I = 0,35 Ig en aquellos pisos en los cuales se han previsto secciones fisuradas bajo cargas mayoradas. Los valores alternativos para los momentos de inercia dados en el artículo 10.11.1 fueron establecidos para elementos no pretensados. Para elementos pretensados, los momentos de inercia pueden diferir de los valores establecidos en el artículo 10.11.1., dependiendo de la cantidad, ubicación y tipo de armadura, y del grado de fisuración previo al estado último. Los valores de rigidez para los elementos de hormigón pretensado deben incluir una tolerancia por la variabilidad de sus rigideces. Los artículos 10.11 a 10.13. establecen especificaciones de resistencia sobre la base de suponer que los análisis de pórticos se han de realizar utilizando cargas mayoradas. Los análisis de las deformaciones, las vibraciones y los períodos del edificio para distintos niveles de cargas de servicio, o sea cargas sin mayorar, (ver las referencias 10.29. y 10.30.) son necesarios para determinar las condiciones de servicio de la estructura y para estimar las fuerzas del viento en túneles de laboratorio. En los análisis para cargas de servicio, los momentos de inercia de los elementos estructurales deberían ser representativos del grado de fisuración para los diferentes niveles de cargas de servicio analizados.


Com. Cap. 10 - 120

Cuando no se disponga de una determinación más precisa del grado de fisuración a nivel de la carga de servicio, resulta aceptable utilizar en el análisis para cargas de servicio, el valor 1,43 (1/0,70) veces los momentos de inercia indicados en el artículo 10.11.1. El párrafo d) del artículo 10.11.1. hace referencia al caso poco habitual de cargas horizontales de larga duración, caso que puede presentarse por ejemplo, cuando existen cargas horizontales permanentes, producto de distintas presiones del terreno en las dos caras de un edificio. C 10.11.4. El método de diseño por amplificación de momentos exige que el Diseñador o Proyectista Estructural distinga entre pórticos o sistemas indesplazables, que se calculan de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.12., y pórticos o sistemas desplazables, que se calculan de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.13. Con frecuencia, esta distinción se puede hacer comparando la rigidez lateral total de las columnas de un piso con la correspondiente a los elementos de arriostramiento. En principio se puede suponer que un elemento comprimido es indesplazable si está ubicado en un entrepiso en el cual los elementos de arriostramiento (tabiques, celosías, mampostería u otros elementos de arriostramiento lateral) tienen una rigidez lateral tal que las deformaciones laterales resultantes no resulten tan grandes como para afectar en forma sustancial la resistencia de la columna. Si la distinción no resulta evidente, en los artículos 10.11.4.1. y 10.11.4.2. se indican dos caminos para evaluar si un sistema es desplazable o no. En el artículo 10.11.4.1. se establece que un entrepiso, dentro de un pórtico, se considera como indesplazable cuando el aumento en los momentos debidos a las cargas laterales, resultante del efecto P∆ , es menor que el 5% de los momentos de primer orden (ver la referencia 10.28.). En el artículo 10.11.4.2. se especifica un método alternativo para evaluar lo mencionado en el artículo 10.11.4.1., en función del índice de estabilidad de un entrepiso Q. Al calcular Q, el valor ∑ Pu debería corresponder al caso de carga lateral para el cual el valor ∑ Pu es máximo. Se debe aclarar que un pórtico puede contener entrepisos con y sin desplazamiento lateral. Esta verificación no es aplicable cuando Vu es cero. Si las deformaciones del pórtico, producidas por las cargas laterales, han sido determinadas utilizando las cargas de servicio y a su vez, los momentos de inercia para esas cargas de servicio han sido obtenidos de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.11.1., el Reglamento permite determinar el valor de Q, en la expresión (10-6), utilizando: El valor del corte del entrepiso para las cargas de servicio, 1,2 veces la suma de las cargas gravitatorias de servicio, 1,43 veces la deformación de primer orden del entrepiso para cargas de servicio. C 10.11.5. Este artículo impone un límite superior a la relación de esbeltez de las columnas diseñadas por el método del amplificador de momentos, de los artículos 10.11. y 10.13. En cambio, si el diseño se realiza de acuerdo con lo especificado en el artículo 10.10.1. no se impone un límite similar. El valor límite k lu /r = 100 representa el mayor valor obtenido para elementos comprimidos esbeltos en ensayos de pórticos.


Cap. 10 -121

C 10.11.6. Cuando existe flexión biaxial en un elemento comprimido, se deben amplificar los momentos calculados para cada eje principal. Los factores de amplificación δ se determinan considerando la carga de pandeo Pc , en forma separada para cada eje, sobre la base de la longitud efectiva k lu y la rigidez EI correspondiente. Si las respuestas frente al fenómeno de pandeo son diferentes, con respecto a cada eje principal, resultarán diferentes factores de amplificación.

C 10.12. MOMENTOS AMPLIFICADOS – PÓRTICOS INDESPLAZABLES Antes de desarrollar el comentario al artículo C 10.12.1., se reproduce de la referencia 7.20 el artículo referido a la determinación de la longitud efectiva le , igual a k lu tanto en sistemas desplazables como indesplazables. Cuando ocurre la carga crítica de Euler, una columna originalmente recta, pandea con una forma de semionda senoidal como muestra la Figura 13.7a. Con esta configuración, un momento adicional P-∆ actúa en cada sección, donde ∆ es el desplazamiento lateral en el punto a considerar a lo largo de la columna. Este desplazamiento continúa creciendo hasta que la tensión causada por el momento creciente (P-∆) más la tensión de compresión original causada por la carga aplicada, excede la resistencia a compresión del hormigón y la columna falla. La longitud efectiva le (=k lu ) es la longitud entre los extremos articulados, entre momentos nulos o entre puntos de inflexión. Para la condición articuladoarticulado de la Figura 13.7a, la longitud efectiva es igual a la longitud sin apoyo lateral (longitud no soportada), lu . Si la columna está empotrada en ambos extremos, el pandeo se producirá en la forma que indica la figura 13.7b; los puntos de inflexión estarán en las posiciones indicadas y la longitud efectiva le será la mitad de la longitud lu . La carga crítica de pandeo Pc para la condición empotrado-empotrado es 4 veces la de la condición articulado-articulado. Las columnas en las estructuras reales rara vez están articuladas o empotradas en forma perfecta sino que tienen la rotación parcialmente restringida por los elementos que están solidarios a la columna, y así, la longitud efectiva se ubica entre lu /2 y lu como muestra la figura 13.7c mientras el desplazamiento lateral de un extremo con respecto al otro esté restringido. El valor real de la longitud efectiva depende de la rigidez de los elementos solidarios a ambos extremos de la columna.


Com. Cap. 10 - 122

Ip = punto de inflexión

Figura 13-7. Longitud efectiva le (condición indesplazable) (de la referencia 7.20). Una columna que está empotrada en un extremo y libre en el otro (voladizo), tendrá un comportamiento a pandeo como el que se indica en la Figura 13.8a. El extremo superior se desplazará lateralmente en relación al inferior. La forma que adopta es similar a la mitad de la forma sinusoidal de un elemento articuladoarticulado ilustrado en la Figura 13.7a. Así, la longitud efectiva es igual a 2 veces la longitud real. Si la columna tiene la rotación restringida en ambos extremos pero uno se puede mover lateralmente con respecto al otro, pandeará como se muestra en la Figura 13.8b. La longitud efectiva le será igual a la longitud real lu , con el punto de inflexión (ip) ubicado como se muestra. La carga de pandeo de la columna de la Figura 13.8b, donde el desplazamiento lateral no está impedido, es un cuarto del de la Figura 13.7b, donde el desplazamiento lateral está impedido. Como se dijo anteriormente, los extremos rara vez están completamente apoyados o empotrados, sino que tienen parcialmente restringida la rotación por elementos aporticados en los extremos de las columnas. Así, la longitud efectiva variará entre lu e infinito, como muestra la Figura 13.8c. Si los elementos que restringen el movimiento (viga o losa) son muy rígidos en comparación con la columna, el pandeo se aproximará al esquema de la Figura 13.8b. Si, en cambio, los elementos son más flexibles, se aproximará a una condición apoyadoapoyado y la columna, y posiblemente toda la estructura, se aproxime a la inestabilidad. En estructuras típicas de hormigón armado, el proyectista raramente se preocupa por un solo elemento sino por todo el sistema aporticado que consiste en conjuntos de vigas-columnas y losas-columnas. El comportamiento a pandeo de un pórtico que no está arriostrado contra el desplazamiento lateral se puede ilustrar como en la Figura 13.9. Sin restricción lateral en el extremo superior, el pórtico entero se puede mover lateralmente. El extremo inferior puede estar apoyado o parcialmente empotrado. En general, la longitud efectiva le depende del grado de restricción rotacional en los extremos de la columna y lu < le < ∞ .


Cap. 10 -123

En resumen, se pueden hacer los siguientes comentarios:

Ip = punto de inflexión

Figura 13.8. Longitud efectiva, le (con posibilidad de desplazamiento lateral)

Figura 13.9. Pórtico Rígido (con posibilidad de desplazamiento lateral). 1. Para elementos solicitados a compresión en un pórtico indesplazable, la longitud efectiva le estará comprendida entre lu /2 y lu , donde lu es la longitud no soportada real de la columna. 2. Para elementos a compresión en un pórtico que se puede desplazar lateralmente, la longitud efectiva le es siempre mayor que la real de la columna lu , y puede ser 2 lu y mayor. En este caso, un valor de k menor a 1,2 no sería real.


Com. Cap. 10 - 124

3. La utilización de los nomogramas que se muestra en la figura C 10.12.1.a) y b) permiten una determinación gráfica de los factores de longitud efectiva para elementos solicitados a compresión en pórticos con y sin posibilidad de desplazamiento horizontal, respectivamente. Si los dos extremos de una columna en un pórtico indesplazable tienen mínima rigidez rotacional, o se acercan a ψ = ∞, entonces k = 1,0. Si ambos extremos se acercan al empotramiento perfecto, ψ = 0 y k = 0,5. Si los dos extremos de una columna en un pórtico con posibilidad de desplazamiento lateral poseen mínima rigidez rotacional, ψ = ∞ y k = ∞. Si ambos extremos están o se aproximan al empotramiento perfecto, ψ = 0 y k = 1,0. Un método alternativo para calcular los factores de longitud efectiva para elementos comprimidos en pórticos con y sin posibilidad de desplazarse horizontalmente se explicitan en el artículo C 10.12.1. C 10.12.1. Las expresiones para realizar la amplificación de momentos fueron obtenidas para columnas con articulaciones en sus extremos y se deben modificar para poder considerar el efecto de las restricciones en dichos extremos. El procedimiento para tener en cuenta lo indicado anteriormente consiste en utilizar una longitud efectiva k lu en la determinación de Pc . Los nomogramas de Jackson y Moreland (Figura C 10.12.1.) constituyen elementos auxiliares de cálculo para estimar el factor de longitud efectiva k. Con estos nomogramas se puede determinar en forma gráfica el valor de k para una columna de sección transversal constante en un pórtico de varios tramos. (Ver las referencias 10.31. y 10.32.).


Cap. 10 -125

Siendo: Ψ

l k

relación entre Σ (EI/lc) de los elementos comprimidos y Σ (EI/l) de los elementos solicitados a flexión, actuando en un plano, en el extremo de un elemento comprimido. longitud de los elementos flexionados medidos entre centros de apoyos. factor de longitud efectiva.

Figura C 10.12.1.a.

Factores de longitud efectiva k para pórticos indesplazables (nomogramas de Jackson y Moreland).


Com. Cap. 10 - 126

Siendo: Ψ

l k

relación entre Σ (EI/lc) de los elementos comprimidos y Σ (EI/l) de los elementos solicitados a flexión, actuando en un plano, en el extremo de un elemento comprimido. longitud de los elementos flexionados medidos entre centros de apoyos. factor de longitud efectiva.

Figura C 10.12.1.b. Factores de longitud efectiva k para pórticos desplazables (nomogramas de Jackson y Moreland). La longitud efectiva es función de la rigidez relativa en cada extremo del elemento comprimido. Los estudios realizados han demostrado que se deben considerar en la determinación de la rigidez relativa en cada extremo tanto los efectos de las diferentes cuantías de armadura de vigas y columnas como la fisuración de la viga. La rigidez de los


Cap. 10 -127

elementos con flexión dominante (vigas y travesaños de pórticos) se puede estimar partiendo del valor de 0,35 lg para calcular el valor de ψ en la evaluación del factor de longitud efectiva k, con el fin de tener en cuenta el efecto de la fisuración y de la cuantía de armadura en la rigidez relativa. La rigidez de los elementos comprimidos se puede determinar con el valor de 0,70 lg . Las expresiones simplificadas (A-E) se pueden utilizar para determinar el factor de longitud efectiva k , tanto para los elementos indesplazables como desplazables. Las expresiones (A), (B) y (E) fueron adoptadas de las referencias 10.33. y 10.34., mientras que las expresiones (C) y (D), para elementos desplazables, se obtuvieron de la referencia 10.32. Para elementos comprimidos en sistemas o pórticos indesplazables, se puede adoptar como límite superior para el factor de longitud efectiva, el menor valor resultante de aplicar las expresiones (A) y (B):

k = 0 ,7 + 0 ,05 ( ψ A + ψ B ) ≤ 1,0

(A)

k = 0 ,85 + 0 ,05 ψ mín ≤ 1,0

(B)

siendo:

ψA y ψB

los valores de ψ en los los dos extremos de la columna.

ψmín

el menor de los dos valores anteriores.

Para elementos comprimidos en sistemas o pórticos desplazables, con restricciones en ambos extremos, se puede adoptar el factor de longitud efectiva en función de: Para ψm < 2

k =

20 − ψ m 20

1 −ψm

(C)

Para ψm ≥ 2 k = 0 ,9

1 + ψm

(D)

siendo:

ψm

el promedio de los valores de ψ en los dos extremos del elemento comprimido.


Com. Cap. 10 - 128

Para elementos comprimidos en sistemas desplazables, articulados en un extremo, el factor de longitud efectiva se puede determinar con la siguiente expresión:

k = 2 ,0 + 0 ,3 ψ

(E)

siendo:

ψ

el valor en el extremo restringido.

Tanto la utilización de los nomogramas presentados en la figura C 10.12.1. como de las expresiones dadas en este artículo, cumplen las especificaciones del Reglamento para justificar un valor de k < 1,0 en las columnas de sistemas indesplazables. C 10.12.2. La expresión (10-7) se ha deducido a partir de la expresión (10-9) suponiendo que es aceptable considerar un 5% de incremento en los momentos debidos a la esbeltez (ver la referencia 10.26.). La deducción no incluye el valor de φ en el cálculo de la amplificación de momento. En una primera aproximación el valor de k se puede adoptar igual a 1,0 en la expresión (10-7). C 10.12.3. Los factores de reducción φ utilizados en el diseño de columnas esbeltas tienen dos fuentes distintas de variabilidad: 1)

los factores de reducción de la rigidez en las expresiones del factor de amplificación tenían, hasta la edición 1989 del ACI 318, el propósito de considerar la variabilidad de la rigidez EI y del análisis de la amplificación de momentos.

2)

La variabilidad de la resistencia de la sección transversal se considera a través de un factor de reducción de la resistencia, φ , con un valor igual a 0,65 para columnas con estribos cerrados y 0,70 para columnas con armadura en forma de zunchos.

Los estudios desarrollados en la referencia 10.35 indican que el factor de reducción de la rigidez φk , y el factor de reducción de la resistencia φ de la sección transversal no tienen el mismo valor, contrariamente a lo supuesto en las ediciones del ACI 318 hasta el año 1989 inclusive. Estos estudios indican que el factor de reducción de rigidez, φk , para una columna aislada debiera ser igual a 0,75 tanto para columnas con estribos cerrados como con zunchos. Los factores 0,75 en las expresiones (10-9) y (10-18) son factores de reducción de la rigidez φk y reemplazan a los factores φ que aparecían en las mismas expresiones en las ediciones 1989 y anteriores. Esta modificación se realizó con el fin de evitar confusiones entre el factor de reducción de la rigidez φk en la expresión (10-9) y (10-18) y los factores φ de reducción de resistencia de la sección transversal.


Cap. 10 -129

El principal problema al definir la carga crítica es la elección de la rigidez EI donde influyen la variación de la rigidez debida a la fisuración, la fluencia lenta, y la no linealidad de la curva tensión-deformación del hormigón. La ecuación (10-11) se ha deducido para pequeñas relaciones de excentricidad y altos valores de carga axial, casos en donde los efectos de segundo orden por la esbeltez son más pronunciados. La fluencia lenta debida a las cargas de larga duración, origina el incremento de la deformación lateral de la columna, y por lo tanto la amplificación del momento, situación que se considera en el diseño reduciendo la rigidez EI , (utilizada para determinar Pc , y por lo tanto δns ), al dividirla por el factor (1 + βd ). En la expresión (10-11), tanto los términos relativos al hormigón, como los relativos al acero, se deben dividir por el valor (1+ βd ), con el fin de reflejar la fluencia prematura del acero en las columnas sometidas a cargas de larga duración. Para la determinación del valor de EI se pueden utilizar tanto la expresión (10-11) como la (10-12). La expresión (10-12) es una aproximación simplificada de la expresión (10-11) con un nivel menor de precisión en el resultado (ver la referencia 10.36). La expresión (10-12) se puede simplificar aún más si se supone el término βd = 0,6, de manera tal que EI resulta:

EI = 0,25 Ec Ig

(F)

El término βd se define de manera diferente para pórticos desplazables e indesplazables, razón por la cual se aconseja consultar el artículo 10.0. Para pórticos indesplazables, βd es la relación entre la carga máxima axial de larga duración mayorada y la carga máxima axial mayorada. C 10.12.3.1. El factor Cm es un factor de corrección del momento equivalente. En la deducción del amplificador de momento se supone que el momento máximo se produce en la mitad, o en proximidad de la altura de la columna. Si el momento máximo se produce en uno de los extremos de la columna, el diseño debe ser desarrollado en función de momento uniforme equivalente, Cm M2, que debería producir el mismo momento máximo al ser amplificado (ver la referencia 10.26). En el caso de elementos comprimidos solicitados por cargas transversales entre los apoyos, es posible que el momento máximo se produzca en una sección alejada del extremo del elemento. Si esto ocurre, el valor del momento máximo determinado en cualquier sección del elemento se debe utilizar como valor de M2 en la expresión (10-8). Para este caso, Cm se debe adoptar igual a 1,0, de acuerdo con el último párrafo del artículo 10.12.3.1. C 10.12.3.2. En este Reglamento, el efecto de la esbeltez en los elementos comprimidos se considera amplificando los momentos extremos de la columna. Si los momentos mayorados de la columna son muy pequeños o nulos, el diseño de columnas esbeltas se debe realizar en función de la excentricidad mínima indicada en este artículo. No es necesario que la excentricidad mínima se aplique en forma simultánea respecto de los dos ejes principales.


Com. Cap. 10 - 130

Cuando el diseño se realiza en función de la excentricidad mínima, los momentos extremos mayorados de la columna, obtenidos del análisis estructural, se deben utilizar para determinar la relación M1 /M2 en la expresión (10-13), eliminándose lo que de otra manera constituiría una diferencia en el tratamiento de columnas con excentricidades calculadas menores que la excentricidad mínima y columnas con excentricidades calculadas iguales o mayores que la excentricidad mínima.

C 10.13. MOMENTOS AMPLIFICADOS- PÓRTICOS DESPLAZABLES El diseño de pórticos desplazables, considerando los efectos de la esbeltez, ha sido revisado en la edición 1995 del ACI 318. El procedimiento actualizado consiste en dar cumplimiento a los tres pasos que se indican a continuación: (1)

Se calculan los momentos amplificados δs Ms debidos al desplazamiento lateral, utilizando alguna de las tres alternativas que se detallan a continuación (1.1)

un análisis elástico de segundo orden del pórtico, de acuerdo con el artículo 10.13.4.1.

(1.2.)

una aproximación al análisis de segundo orden, de acuerdo con el artículo 10.13.4.2.

(1.3.)

el valor de amplificación por desplazamiento lateral δs indicado en las ediciones anteriores del Código ACI 318, de acuerdo con el artículo 10.13.4.3.

(2)

Los momentos amplificados δs Ms debidos al desplazamiento lateral se deben sumar, en cada extremo de cada columna, al momento Mns , no amplificado y sin considerar el desplazamiento lateral (ver el artículo 10.13.3.). Los momentos sin considerar el desplazamiento lateral se pueden determinar utilizando un análisis elástico de primer orden.

(3)

Si la columna es esbelta y las cargas sobre ella son importantes, se debe verificar si los momentos existentes en puntos entre los extremos de la columna son mayores que los existentes en los extremos. Como se indica en el artículo 10.13.5., esta verificación se realizará utilizando el amplificador para pórticos indesplazables δns , con Pc calculado considerando k ≤ 1,0.

C 10.13.1. Ver el Comentario al artículo 10.12.1. C 10.13.3. El análisis descripto en este artículo sólo se refiere a pórticos planos solicitados por cargas que producen deformaciones en su propio plano. Si los desplazamientos torsionales son significativos, se debe utilizar un análisis tridimensional de segundo orden. C 10.13.4. Determinación de δs Ms C 10.13.4.1. El análisis de segundo orden de un pórtico incluye el efecto de las fuerzas internas resultantes de las deformaciones. Cuando se utilice un análisis elástico de


Cap. 10 -131

segundo orden para determinar el valor de δs Ms , las deformaciones deben ser representativas del estado inmediatamente anterior a la carga última. Por esta razón, se debe utilizar en el análisis de segundo orden, el valor reducido de Ec Ig especificado en el artículo 10.11.1. El término βd se define de manera diferente para pórticos desplazables e indesplazables, como se observa en el artículo 10.0. Las deformaciones horizontales debidas a las cargas de corta duración, como el viento y el sismo, son función de la rigidez a corto plazo de las columnas después de un período de cargas de larga duración. Para este caso, de la definición dada en el artículo 10.0, se obtiene que el término βd = 0. Para el caso poco habitual de pórticos desplazables donde las cargas horizontales son de larga duración, el término βd no será igual a 0. Esta situación se puede presentar en el caso de un edificio ubicado en un lugar con pendiente, sometido a la presión que ejerce el terreno en un solo lado. En el análisis de segundo orden se deben incluir las cargas axiales de todas las columnas que no son parte de los elementos resistentes a carga horizontal y que dependen de estos elementos para su estabilidad. Hasta la edición 1989 del Código ACI 318, las expresiones que permitían determinar el valor del amplificador de momentos para la obtención de δb y δs incluían un factor de reducción de la rigidez φk para cubrir la variación de los resultados obtenidos por medio del análisis de la estabilidad. El método de análisis del segundo orden se fundamenta en los valores de Ec e Ig establecidos en el artículo 10.11.1., lo que origina una sobreestimación de la deformación horizontal del orden del 20 al 25 % , que corresponde a un factor de reducción de la rigidez φk entre 0,80 y 0,85 en los denominados momentos P - ∆. En el análisis de la estabilidad del equilibrio no es necesario utilizar un factor φ adicional. Una vez que se han determinado los momentos, los factores de reducción de la resistencia φ, especificados en el artículo 9.3.2.2., se deben incluir en el dimensionamiento de las secciones transversales de las columnas. C 10.13.4.2. El análisis iterativo P∆ para la obtención de los momentos de segundo orden, puede ser representado por series infinitas cuya solución está dada por la expresión (10-17) y por la referencia 10.28. En la referencia 10.37. se demuestra que la expresión (10-17) predice, en forma precisa, los momentos de segundo orden en los sistemas desplazables para valores de δs menores que 1,5. Los diagramas de momentos P∆, para columnas flexadas (deformadas) están representados por curvas, donde los valores de ∆ están relacionados con la geometría deformada de la columna. La expresión (10-17) y la mayoría de los programas de computación de origen norteamericano, disponibles en forma comercial para el análisis de pórticos con la teoría de segundo orden, se han desarrollado suponiendo que los momentos P∆ resultan de fuerzas P∆ / lc iguales y opuestas, aplicadas en la parte inferior y superior del entrepiso, las que generan un diagrama lineal de momentos P∆. Los diagramas curvos de


Com. Cap. 10 - 132

momentos P∆ producen desplazamientos laterales del orden del 15% mayores, que aquellos obtenidos de diagramas rectos de momentos P∆. Este efecto se puede incluir en la expresión (10-17) expresando el denominador como (1 - 1,15 Q) en lugar de (1 - Q). El factor 1,15 se ha dejado fuera de la expresión (10-17) con el fin de mantener la coherencia con la mayoría de los programas para computadoras disponibles en el mercado. Cuando las flechas se determinen utilizando las cargas de servicio, el valor de Q en la expresión (10-17) se debe determinar de la forma que se indica en el artículo 10.11.4. Como se menciona en el último párrafo del comentario al artículo 10.13.4.1., hasta el año 1989 el Código ACI 318 incluía, en las expresiones para determinar el amplificador de momentos δb y δs , un factor de reducción de la rigidez φk cuya función era cubrir la variabilidad de los resultados obtenidos por medio del análisis de la estabilidad del equilibrio. El análisis del factor Q se desarrolla en función de las flechas determinadas con los valores de Ec e Ig dados en el artículo 10.11.1., los que tienen incorporado un valor equivalente a un factor de reducción de la rigidez φk , tal como se explica en el artículo C 10.13.4.14., lo que da por resultado que no sea necesario utilizar un factor φ adicional en los cálculos de estabilidad. Una vez que se han determinado los momentos utilizando la expresión (10-17), los factores de reducción de la resistencia φ, especificados en el artículo 9.3.2.2., se deben incluir en el dimensionamiento de las secciones transversales de las columnas. C 10.13.4.3. Con el fin de verificar los efectos de la estabilidad del equilibrio del entrepiso analizado, el valor de δs se debe calcular como el valor promedio para el entrepiso completo en base al valor ∑ Pu / ∑ Pc . Esto refleja la interacción en los efectos P∆ de todas las columnas que resisten el desplazamiento lateral del entrepiso, ya que la deformación lateral de todas las columnas en el piso debe ser igual ante la ausencia de desplazamientos torsionales alrededor del eje vertical. Además, es posible que una columna individual, particularmente esbelta en un sistema desplazable, pudiera tener deformaciones importantes en la mitad de su altura, aún si está arriostrada en forma adecuada, contra desplazamientos laterales en los extremos, por otras columnas del entrepiso. Dicha columna tendrá un valor de lu /r mayor que el valor dado por la expresión (10-19) y tendría que ser verificada de acuerdo con los indicado en el artículo 10.13.5. Cuando la deformación por cargas laterales produce desplazamientos torsionales significativos, la amplificación de los momentos en las columnas más apartadas del centro de rotación puede resultar subestimada si se utiliza el procedimiento del amplificador de momento, razón por la cual en estos casos, se debe realizar un análisis tridimensional de segundo orden. El término 0,75 en el denominador de la ecuación (10-18) es un factor de reducción de la rigidez φk tal como se indica en el artículo C 10.12.3. En la determinación de EI, el valor de βd será habitualmente cero para un pórtico desplazable, debido a que las cargas laterales son generalmente de corta duración (ver el artículo C 10.13.4.1.). Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 10 -133

C 10.13.5. Los momentos no amplificados en los extremos de las columnas, obtenidos sin considerar el desplazamiento lateral, se deben sumar en los mismos puntos a los momentos amplificados por los desplazamientos laterales. Generalmente, uno de los momentos extremos resultantes es el momento máximo en la columna. Sin embargo, en columnas esbeltas con elevadas cargas axiales, el punto de momento máximo puede estar entre los extremos de la columna de tal forma que los momentos extremos dejan de ser los momentos máximos. Si el valor lu /r es menor que el valor obtenido con la expresión (10-19) el momento máximo en cualquier punto, a lo largo de la altura de dicha columna, será menor que 1,05 veces el máximo momento extremo. Cuando lu /r es mayor que el valor determinado con la ecuación (10-19), el momento máximo se producirá en un punto intermedio de la columna y excederá al máximo momento extremo en más del 5% (ver la referencia 10.25.). En dicho caso el momento máximo se debe calcular amplificando el momento extremo utilizando la expresión (10-8). C 10.13.6. La posibilidad de inestabilidad por desplazamientos laterales bajo cargas gravitatorias debe ser analizada en forma independiente. Cuando se realiza un análisis de segundo orden para determinar el valor de δs Ms (artículo 10.13.4.1.), el pórtico se debe analizar dos veces; para el caso de cargas gravitatorias mayoradas más una carga lateral aplicada al pórtico. Esta última carga puede ser la carga lateral utilizada en el diseño o puede ser una carga lateral única aplicada en la parte superior del pórtico.

El primer análisis debe ser un análisis elástico de primer orden y el segundo un análisis de segundo orden. La deformación obtenida por medio del análisis de segundo orden debería ser menor que 2,5 veces la deformación obtenida por medio del análisis de primer orden. Si un entrepiso es mucho más flexible que el resto, la deformación relativa se debe calcular en dicho entrepiso. La carga lateral debería ser los suficientemente grande para producir deformaciones con valores de tal magnitud que puedan ser comparados con cierta precisión. En pórticos no simétricos que se deforman lateralmente bajo la única acción de las cargas gravitatorias, la carga lateral debería actuar en la dirección en que su acción aumenta la deformación lateral. Cuando se utilice el artículo 10.13.4.2. para calcularr δs Ms , el valor de Q obtenido para las cargas gravitatorias mayoradas no debería ser mayor que 0,60. Esto es equivalente a un valor δs = 2,5. Los valores de Vu y ∆o , utilizados para calcular Q, se pueden obtener a partir de cualquier conjunto supuesto real o arbitrario de cargas laterales, siempre que Vu y ∆o correspondan a las mismas cargas. Si el valor de Q determinado de acuerdo con lo indicado en el artículo 10.11.4.2. es igual o menor que 0,2, se considera que se satisface la verificación de estabilidad del artículo 10.13.6. Cuando δs Ms se determine utilizando la expresión (10-18), se debe adoptar un valor de δs ≤ 2,5. Para valores mayores de δs el pórtico será muy sensible a las variaciones de EI y a la rotación de las fundaciones. Si δs es mayor que 2,5 el pórtico debería ser rigidizado para reducir el valor de δs . El valor de ∑ Pu debe considerar la carga axial en todas las columnas y tabiques, incluyendo columnas que no son parte del sistema resistente a cargas laterales. El valor δs = 2,5 es un amplificador muy grande y se ha elegido para compensar los valores conservadores obtenidos en el procedimiento del amplificador de momento.

El valor de βd para pórticos indesplazables es la relación entre la máxima carga axial de larga duración mayorada y la máxima carga axial mayorada.


Com. Cap. 10 - 134

C 10.13.7. La resistencia de un pórtico desplazable depende de la estabilidad de las columnas y del grado de restricción proporcionado por las vigas del pórtico. Si se forman rótulas plásticas en las vigas, la estructura se aproxima al comportamiento de un mecanismo y su capacidad de resistir cargas axiales se reduce en forma drástica. En el artículo 10.13.7. se especifica que el Diseñador o Proyectista Estructural se debe asegurar que los elementos de rigidización a la flexión tengan la capacidad de resistir los momentos amplificados de la columnas.

C 10.15. TRANSMISIÓN DE CARGAS DE LAS COLUMNAS EN LA UNIÓN CON LAS LOSAS DE ENTREPISOS Las prescripciones dadas en este artículo se fundamentan en la referencia 10.38. en la que se describe el efecto que produce la resistencia del hormigón del entrepiso en la resistencia de la columna. El texto de este artículo establece que en los casos en que la resistencia del hormigón de la columna no supere en más del 40% el valor de la resistencia del hormigón del entrepiso, no es necesario adoptar precauciones especiales. Para el caso de resistencias más altas de los hormigones de las columnas, se deben utilizar los métodos dados en los artículos 10.15.1. ó 10.15.2. para columnas de esquina o de borde, y los métodos de los artículos 10.5.1., 10.5.2. y 10.5.3. para el caso de columnas interiores con adecuada restricción en sus cuatro lados. C 10.15.1. El procedimiento de colocación del hormigón, que se describe en el artículo 10.15.1., exige la colocación de dos hormigones diferentes en el sistema de entrepiso. El hormigón de menor resistencia se debe colocar cuando el hormigón de mayor resistencia todavía se encuentre en estado plástico y se debe vibrar en forma adecuada para asegurar que ambos hormigones se integren completamente. Esta operación exige una cuidados coordinación de las entregas del hormigón y el posible empleo de aditivos retardadores de fraguado. En algunos casos, se pueden necesitar servicios adicionales de inspección en la obra cuando se emplea este procedimiento. Es importante que el hormigón de mayor resistencia en el entrepiso, en la zona que rodea a la columna, se coloque antes que el hormigón de baja resistencia en el resto del entrepiso con el fin de evitar que en forma accidental se coloque hormigón de menor resistencia en la zona de la columna. Es responsabilidad del Diseñador o Proyectista Estructural indicar en los planos donde se deben colocar los hormigones de menor y mayor resistencia. A partir de la edición 1983 del Código ACI 318, la cantidad de hormigón de la columna que se debe colocar dentro del entrepiso, se especifica, en forma sencilla, como una extensión de 600 mm, desde la cara de la columna. Dado que la colocación del hormigón necesario se debe hacer in-situ, en la actualidad se ha optado por expresar los requerimientos, de una forma que resulte evidente para los operarios y encargados de la inspección de la obra. Esta nueva exigencia ubica también la interfase, o superficie de contacto entre el hormigón de la columna y el hormigón del entrepiso, en un lugar alejado de las zonas con esfuerzos de corte elevados. C 10.15.3. Las investigaciones realizadas en Estados Unidos (ver la referencia 10.39.), han demostrado que las losas fuertemente cargadas no proporcionan tanto confinamiento como las losas cargadas en forma ligera, cuando las relaciones entre la


Cap. 10 -135

resistencia del hormigón de las columnas y la resistencia del hormigón de las losas es mayor que 2,5, razón por la cual se limita la relación entre las resistencias adoptadas para el diseño.

C 10.16. ELEMENTOS COMPUESTOS (MIXTOS) SOLICITADOS A COMPRESIÓN C 10.16.1. Las columnas compuestas se definen en este artículo, sin hacer diferencias entre las clasificadas como columnas combinadas, columnas compuestas o columnas formadas por tubos rellenos por hormigón. Se han omitido las referencias a otros metales o materiales empleados como armadura, ya que no tienen una gran utilización en las construcciones de hormigón armado. C 10.16.2. Las mismas reglas, que se han utilizado para calcular los diagramas de interacción carga axial-momento para secciones de hormigón armado, se pueden aplicar en las secciones compuestas. Los diagramas de interacción para los tubos rellenos con hormigón tendrían una forma similar a los indicados en las referencias 10.40. y 10.32., pero con el valor γ algo mayor que 1,0. C 10.16.3. y C 10.16.4. El apoyo directo o la vinculación directa para transferir las fuerzas entre el acero y el hormigón, se puede generar por medio de salientes, placas o barras de armadura soldadas a un perfil o tubo estructural, antes del hormigonado No es necesario considerar el esfuerzo de compresión generado por las solicitaciones de flexión como parte de la carga de compresión directa que debe ser transmitida por medio de los apoyos mencionados anteriormente. Un revestimiento de hormigón alrededor de un perfil estructural puede rigidizarlo, pero no necesariamente incrementar su resistencia. C 10.16.5. La expresión (10-20) proporciona valores más precisos para establecer el radio de giro, que los valores indicados en el artículo 10.11.2., los que resultan demasiado conservadores para el caso de tubos rellenos con hormigón y no son aplicables a elementos con perfiles estructurales incluidos. En las columnas de hormigón armado sujetas a cargas de larga duración, la fluencia lenta que se produce, transmite parte de la carga del hormigón al acero, lo que origina un incremento de las tensiones en el acero. En el caso de las columnas ligeramente armadas, esta transferencia de la carga puede originar que el acero comprimido alcance la tensión de fluencia en forma prematura, dando como resultado una disminución del valor del EI efectivo. Por esta razón, los términos de la expresión (10-11) correspondientes tanto al hormigón como al acero, se reducen para considerar la fluencia lenta. La transferencia de la carga debida a la deformación por fluencia lenta no es significativa en las columnas muy armadas, o en las columnas compuestas, donde los tubos o los perfiles estructurales constituyen un gran porcentaje de la sección transversal. Por esta razón, en la actualización 1980 del Código, la expresión (10-21) se revisó con el fin de que sólo se redujera el valor de EI del hormigón debido a los efectos de la carga de larga duración.


Com. Cap. 10 - 136

C 10.16.6. Núcleo de hormigón confinado con acero estructural Las secciones de hormigón confinadas con acero estructural deben tener un espesor de la pared metálica lo suficientemente grande como para soportar la tensión longitudinal de fluencia, sin llegar a que dicha pared se deforme hacia fuera por pandeo. C 10.16.7. Armadura con forma de zuncho alrededor de un núcleo de acero estructural El hormigón confinado en forma lateral por zunchos, presenta una mayor capacidad de carga y la posibilidad de que las dimensiones necesarias del zuncho se puedan regular en función de la resistencia del hormigón fuera del zuncho, aplicando el mismo criterio que se aplica en las columnas armadas sólo con barras longitudinales. La presión radial proporcionada por el zuncho asegura la interacción entre el hormigón, las barras o alambres de armadura y el núcleo de acero, de tal manera que las barras o alambres longitudinales rigidizan y aumentan la resistencia de la sección transversal. C 10.16.8. Estribos cerrados alrededor de un núcleo de acero estructural El hormigón confinado en forma lateral con estribos cerrados, es posible que tenga, por lo menos a lo largo de una cara del núcleo de acero, un espesor más delgado que el resto. Por lo tanto no se puede suponer que existe interacción completa entre el núcleo de acero, el hormigón y la armadura longitudinal. El hormigón se separará probablemente de las caras lisas del núcleo de acero, razón por la cual y con el fin de mantener el recubrimiento de hormigón, sería razonable adoptar una mayor cantidad de estribos cerrados laterales que los necesarios en las columnas comunes de hormigón armado. Debido a la probable separación entre el núcleo de acero y el hormigón para grandes deformaciones, las barras longitudinales no serán efectivas para rigidizar la sección transversal, aunque pueden ser útiles ante tensiones de compresión de larga duración. La tensión de fluencia del núcleo de acero se debe limitar a la que existe para deformaciones menores de las que se puedan soportar, sin desprendimiento del recubrimiento de hormigón. Se ha supuesto que el hormigón comprimido en forma axial no se desprende con deformaciones menores de 0,0018. Por lo tanto, la tensión de fluencia con un valor de 360 MPa (0,0018 x 200 000 MPa) , representa un límite superior para la tensión útil máxima en el acero.

C 10.17. RESISTENCIA AL APLASTAMIENTO C 10.17.1 Este artículo se refiere a la resistencia al aplastamiento Pnb en los apoyos de hormigón, que se expresa en términos de una tensión de aplastamiento promedio de 0,85 fc , sobre el área de aplastamiento (área cargada A1), la que ha sido determinada en función de numerosos ensayos que se describen en la referencia 10.41. (ver también el artículo 15.8.). Cuando la superficie o área de apoyo sea mayor en todos sus lados que el área cargada, el hormigón circundante confinará el área cargada, lo que producirá un aumento de la resistencia al aplastamiento del hormigón en que apoya.


Cap. 10 -137

A partir del efecto de confinamiento del hormigón, la resistencia al aplastamiento se puede A2 / A1 pero nunca mayor de 2, siendo incrementar en el valor de la relación

A2 / A1 una medida del efecto de confinamiento del hormigón circundante. Para el caso habitual en que la superficie del hormigón en que se apoya el elemento, sea considerablemente mayor que el área cargada ( A2 / A1 > 2 ), la tensión de aplastamiento admisible puede adoptarse como 2 (0,85 f’c). En este artículo del Reglamento no se establece una altura mínima para los elementos de apoyo, la que debe estar sujeta a las prescripciones para corte, dadas en el artículo 11.12. Cuando la parte superior del apoyo esté inclinada o escalonada, se pueden obtener ventajas del hecho de que el elemento de apoyo es mayor que el área cargada, siempre que entre ambos no se forme un ángulo demasiado grande. La Figura C 10.17 muestra la aplicación de la pirámide truncada utilizada para obtener el valor de A2 . La pirámide no se debe confundir con la trayectoria en la que se distribuye dentro del elemento de apoyo, la carga que se introduce a través del área de apoyo. Dicha trayectoria de carga tendría lados más inclinados. Sin embargo, la pirámide descripta tiene poca pendiente en las caras laterales planeas, para asegurar que existe hormigón rodeando inmediatamente la zona de altas tensiones en el área de apoyo. El valor de A1 constituye el área cargada, pero no debería ser mayor que la placa de apoyo o que el área de la sección transversal de apoyo.

Figura C10.17.1. Resistencia nominal al aplastamiento del hormigón.


Com. Cap. 10 - 138

C 10.17.2. Los anclajes de postesado, por lo general, se deben reforzar en forma lateral de acuerdo con el artículo 18.13.


Cap. 10 -139

COMENTARIOS AL CAPITULO 11. CORTE Y TORSIÓN Este Capítulo incluye las prescripciones para el dimensionamiento a corte y torsión, tanto para los elementos de hormigón armado como de hormigón pretensado. El concepto de corte por fricción, desarrollado en el artículo 11.7., se aplica en forma particular a la determinación de los detalles de armadura en las estructuras prefabricadas. Este Capítulo incluye además disposiciones especiales para vigas de gran altura, (artículo 11.8), ménsulas cortas (artículo 11.9), tabiques (artículo 11.10) y disposiciones para el tratamiento del corte en losas y zapatas.

C 11.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA) bw

los ensayos descriptos en la referencia 11.1. han demostrado que la tensión de corte promedio sobre la sección efectiva total se debe aplicar también a las secciones circulares. Se recomienda consultar la definición especial de d para tales secciones

d

aunque el valor de d puede variar a lo largo de la luz de una viga pretensada, los estudios descriptos en la referencia 11.2. han demostrado que, para los elementos de hormigón pretensado, el valor de d se puede adoptar como d ≥ 0,8 h .

C 11.1. RESISTENCIA AL CORTE La resistencia al corte se determina en base a una tensión de corte promedio sobre toda la sección transversal efectiva bw d. En un elemento sin armadura de corte se considera que el corte es resistido por el alma de hormigón. En un elemento con armadura de corte se considera que parte del corte lo resiste el hormigón, y el resto la armadura de corte. La resistencia al corte proporcionada por el hormigón, Vc , se supone igual tanto para vigas con armadura de corte como sin ella, y su valor se adopta igual al valor del esfuerzo de corte que provoca una significativa fisuración inclinada. Estas hipótesis se analizan en las referencias 11.1., 11.2. y 11.3. El Apéndice A permite la utilización de modelos de bielas para la determinación del corte en regiones perturbadas. Los procedimientos tradicionales de diseño a corte, que ignoran las regiones D, (ver el Apéndice A), se admiten en tramos de corte que incluyen regiones B.


Cap. 11 -141

C 11.1.1.1. Las aberturas en el alma de un elemento pueden reducir su resistencia al corte. Los efectos de estas aberturas se analizan en el artículo 4.7. de la referencia 11.1. y en las referencias 11.4. y 11.5. C 11.1.1.2. En un elemento de altura variable, el corte interno en cualquier sección aumenta o disminuye por la componente vertical de las tensiones inclinadas de flexión. Los métodos de cálculo se describen en la referencia 11.6. C 11.1.2. Debido a la falta de resultados de ensayos y de experiencia práctica con hormigones de resistencias a la compresión mayores que 70 MPa, la edición 1989 del Código ACI 318 imponía un valor máximo de 8,3 MPa para f ' c a utilizar en la determinación de la resistencia al corte de vigas, viguetas y losas de hormigón. La mencionada edición del Código permitía excepciones a este límite para aquellas vigas y viguetas en las cuales la armadura transversal satisfacía un valor incrementado para la mínima cantidad de armadura del alma. Actualmente se dispone de datos de ensayos muy limitados sobre la resistencia al corte de losas de alta resistencia, armadas en dos direcciones. Hasta tanto se disponga de una mayor experiencia en el caso de las losas armadas en dos direcciones, construidas con hormigones con una resistencia a la compresión mayor que 70 MPa, resulta conveniente y prudente limitar el valor de f ' c a 8,3 MPa para la determinación de la resistencia al corte. C 11.1.2.1. En base a los resultados de ensayos publicados en las referencias 11.7., 11.8., 11.9., 11.10. y 11.11., se considera necesario incrementar la mínima cantidad de armadura transversal para el hormigón de alta resistencia. Estos ensayos indicaron una reducción de la resistencia al corte de reserva a medida que el valor de f’c aumentaba en vigas armadas con la cantidad mínima de armadura transversal especificada, equivalente a una tensión de corte efectiva de 0,35 MPa. La edición 1989 del Código ACI 318 introdujo un requisito que exigía un aumento de la mínima cantidad de armadura transversal para resistencias del hormigón comprendidas entre 70 MPa y 100 MPa. Este requisito, que originaba un brusco aumento de la mínima cantidad de armadura transversal al alcanzar una resistencia a la compresión de 70 MPa, ha sido reemplazado por un incremento gradual del valor de Av mínimo a medida que aumenta el valor de f’c , de acuerdo con la expresión (11-13). C 11.1.3. La fisura inclinada más cercana al apoyo de la viga, en la Figura 11.1.3.a), del Reglamento, se extiende hacia arriba desde la cara del apoyo y alcanza la zona de compresión a una distancia aproximadamente igual a d desde la cara del apoyo. Si se aplican cargas en la parte superior de la viga, los estribos que atraviesan esta fisura estarán solicitados por cargas que actúan como se muestra en el diagrama de cuerpo libre de la parte inferior de la Figura 11.1.3 a). Las cargas aplicadas sobre la viga, entre la cara de la columna y el punto ubicado a una distancia d desde la cara, se transfieren directamente al apoyo por compresión en el alma arriba de la fisura. Por lo tanto, en estos casos el Reglamento permite el diseño para el esfuerzo máximo de corte mayorado Vu, correspondiente a una distancia d del apoyo, para elementos no pretensados, y a una distancia h/2 para elementos pretensados.


Com. Cap. 11 - 142

Con respecto a este tema se deben resaltar dos aspectos: 1) se requieren estribos a través de la fisura potencial, determinados para el corte existente a una distancia d desde el apoyo, 2) existe una fuerza de tracción en la armadura longitudinal, en la cara del apoyo.

En la Figura 11.1.3.b) se ilustra la acción de las cargas que actúan cerca de la cara inferior de la viga (fondo de viga). En este caso la sección crítica se debe considerar en la cara del apoyo. Las cargas que actúan cerca del apoyo se deben transferir a través de la fisura inclinada que se prolonga hacia arriba a partir de la cara del apoyo. El esfuerzo de corte que actúa en la sección crítica, debe incluir todas las cargas aplicadas por debajo de la fisura inclinada potencial. Las condiciones típicas de apoyo en las que se puede utilizar un esfuerzo de corte a una distancia d del apoyo, incluyen: 1) elementos apoyados sobre apoyos directos, como por ejemplo, el que se ilustra en la Figura 11.1.3. a), 2) elementos aporticados, en forma monolítica, con otro elemento, como por ejemplo el que se ilustra en la Figura 11.1.3.b). Las condiciones de apoyo en las cuales no se debe aplicar esta disposición incluyen: 1)

elementos aporticados por un elemento en tracción como el que se ilustra en la Figura 11.1.3.e.), en los cuales la sección crítica para el corte se debe considerar en la cara del apoyo. Además se debe investigar el corte dentro del nudo y se debe proporcionar armadura especial en las esquinas.

2)

elementos en los cuales las cargas no están aplicadas en, o cerca de, la cara superior del elemento. Esta es la condición a la que hace referencia la Figura 11.1.3.b). En estos casos la sección crítica se debe considerar en la cara del apoyo.

Las cargas que actúan cerca del apoyo se deben transmitir a través de una fisura inclinada que ascienda desde la cara del apoyo. El esfuerzo de corte actuante en la sección crítica debe incluir todas las cargas aplicadas por debajo de la fisura inclinada potencial. 3) elementos cargados de manera tal que el corte, en las secciones ubicada entre el apoyo y una distancia d , difiere en forma sustancial, del corte a una distancia d. Este caso se presenta habitualmente en las ménsulas y en las vigas en las cuales se ubica una carga concentrada cerca del apoyo, como se ilustra en la Figura 11.1.3.f) o en zapatas apoyadas sobre pilotes. En este tipo de elementos se debe utilizar el corte en la cara del apoyo.


Cap. 11 -143

Figura 11.1.3. (c,d,e,f).

Condiciones típicas de apoyo donde se muestra la ubicación del esfuerzo de corte mayorado Vu .

C 11.1.3.2. Dado que el valor d varía en forma frecuente en los elementos pretensados, la ubicación de la sección crítica se ha adoptado en forma arbitraria igual a una distancia h/2 desde la cara del apoyo.

C 11.2. HORMIGÓN LIVIANO El Reglamento presenta dos procedimientos alternativos para modificar las prescripciones dadas con respecto a corte y torsión cuando se utilizan hormigones con agregados livianos. Estas modificaciones se deben aplicar únicamente a las expresiones del Capítulo 11 que contienen el término f ' c . C 11.2.1.1. La primera alternativa se fundamenta en ensayos de laboratorio para determinar la relación entre la resistencia a tracción por fisuración fct y la resistencia a la compresión f’c del hormigón liviano que se está utilizando.


Com. Cap. 11 - 144

Para hormigón de densidad normal la resistencia a la tracción por fisuración fct es f' c aproximadamente igual a (ver las referencias 11.10. y 11.11.). 1,8 C 11.2.1.2. La segunda alternativa se fundamenta en la suposición de que la resistencia a tracción del hormigón liviano es una fracción fija de la resistencia a tracción del hormigón de densidad normal (ver la referencia 11.12.). Los factores dados en este artículo del Reglamento se han obtenido a partir de datos de ensayos (ver la referencia 11.13.) sobre numerosos tipos de hormigón estructural con agregados livianos.

C 11.3. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN LOS ELEMENTOS NO PRETENSADOS Se recomienda leer el Comentario al artículo 11.4. que aunque hace referencia a los elementos pretensados, plantea la problemática del corte en vigas. C 11.3.14.1. Ver el Comentario al artículo 11.3.2.1. C 11.3.12. y C 11.3.1.3. Ver el Comentario al artículo 11.3.2.2. C 11.3.2.1. La expresión (11-5) es la expresión básica para la determinación de la resistencia al corte de elementos sin armadura de corte (ver la referencia 11.3.). Los diseñadores o proyectistas estructurales deben tener en cuenta que las tres variables de la expresión (11-5):

f ' c como una medida de la resistencia a tracción del hormigón.

ρw , y Vu d Mu afectan la resistencia al corte, aunque algunas investigaciones, como las desarrolladas en las referencias 11.1. y 11.4., indican que la expresión (11-5) sobreestima la influencia V d de δ’c y subestima la influencia de ρ w y u . Mu Información adicional, como la desarrollada en la referencia 11.15., indica que la resistencia al corte disminuye a medida que aumenta la altura total del elemento. El valor mínimo de Mu igual a Vu d en la expresión (11-5) tiene por finalidad limitar el valor de Vc cerca de los puntos de inflexión. Para la mayoría de los diseños, es conveniente suponer que el segundo término de la expresión (11-5) es igual a 0 ,02 f ' c y utilizar un


Cap. 11 -145

valor de V c =

1 6

f ' c b d de acuerdo con lo que permite el Reglamento en el artículo

11.3.1.1. C 11.3.2.2. Las expresiones (11-6) y (11-7), para los elementos solicitados a compresión axial además de corte y flexión, se han extraído de la referencia 11.3. A medida que el valor de Nu aumenta, el valor de Vc , determinado por medio de las expresiones (11-5) y (11-6), excederá el límite superior dado por la expresión (11-7) antes que el valor de Mm dado por la expresión (11-6) alcance a ser negativo. El valor Vc obtenido de la expresión (11-5) no tiene ningún significado físico si se utiliza un valor negativo de Mm . Para esta condición se deben aplicar las expresiones (11-7) u (11-14) para determinar el valor de Vc . Los valores de Vc para los elementos sujetos a corte y a carga axial se ilustran en la Figura C 11.3.2.2. En la referencia 11.2. se detallan los antecedentes de las expresiones mencionadas en este Comentario y se realizan comparaciones con los datos de ensayos. Debido a la complejidad de las expresiones (11-5) y (11-6) se permite utilizar la expresión (11-4) como una disposición alternativa de diseño. C 11.3.2.3. La expresión (11-8) se puede utilizar para determinar el valor de Vc en elementos solicitados por una tracción axial significativa. La armadura de corte se puede determinar entonces con la expresión Vn – Vc . El término significativo se utiliza para señalar que el Reglamento deja a criterio del diseñador o proyectista estructural, decidir cuando la tracción axial debe ser considerada. A menudo se originan valores pequeños de tracción axial debido a los cambios volumétricos, que no son significativos en estructuras con juntas de dilatación adecuadas y con armadura mínima. Cuando exista incertidumbre sobre la magnitud de la tracción axial y esta pudiera alcanzar valores significativos se recomienda determinar la armadura de corte para que absorba el corte total. C 11.3.3. Los ensayos de corte realizados sobre elementos con secciones circulares indican que el área efectiva se puede adoptar igual al área total (bruta) de la sección o como un área rectangular equivalente. Ver las referencias 11.1., 11.16. y 11.17.


Com. Cap. 11 - 146

Exp. (11-7)

El área sombreada muestra en forma aproximada el rango de valores obtenidos de las expresiones (11-5) y (11-6)

Exp. (11-8) Exp. (11-4)

3,5

7 Nu / Ag (MPa)

Figura C 11.3.2.2. Comparación de las expresiones para determinar la resistencia al corte de elementos sujetos a carga axial.

C 11.4. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR EL HORMIGÓN EN LOS ELEMENTOS PRETENSADOS C 11.4.1. La expresión (11-9) ofrece un método simplificado para la determinación de Vu en las vigas de hormigón pretensado. Ver la referencia 11.2. Esta expresión se puede aplicar tanto a vigas que tengan una armadura pretensada únicamente, como a elementos armados con una combinación de armadura pretensada y barras conformadas no tesas. La expresión (11-9) se aplica más a elementos solicitados por carga uniforme y puede dar resultados conservadores cuando se aplica a vigas compuestas para puentes. Cuando la expresión (11-9) se aplica a elementos simplemente apoyados solicitados por cargas uniformes, el valor de Vu . d / Mu se puede expresar de la siguiente forma:

Vu d d (l − 2 x ) = Mu x (l − x ) siendo:

l

la longitud o luz del tramo.


Cap. 11 -147

x

la distancia desde la sección considerada hasta el apoyo.

Para un hormigón con f’c = 35 MPa, el valor de Vc de acuerdo con el artículo 11.4.1., demuestra una variación como la que ilustra en la Figura 11.4.1. Las ayudas de cálculo basadas en esta expresión se desarrollan en la referencia 11.18. C 11.4.2. En las vigas de hormigón se producen dos tipos de fisuración inclinada: fisuración por corte en el alma, fisuración de corte por flexión. Ambos tipos de fisuración se ilustran en la Figura 11.4.2. del Reglamento. La fisuración por corte en el alma comienza desde un punto interior de un elemento cuando las tensiones principales de tracción exceden la resistencia a tracción del hormigón. La fisuración de corte por flexión se inicia por una fisuración por flexión, situación en la que se incrementan las tensiones de tracción en el hormigón ubicado arriba de la fisura. La fisura de corte por flexión se desarrolla cuando las tensiones combinadas de corte y de tracción superan la resistencia a tracción del hormigón. Las expresiones (11-10) y (11-12) se pueden utilizar para determinar los esfuerzos de corte que originan la fisuración de corte por flexión y la fisuración por corte en el alma, respectivamente. La resistencia al corte proporcionada por el hormigón, Vc , se considera igual al menor valor entre Vci y Vcw . En la referencia 11.19 se desarrollan los antecedentes y las hipótesis en las que se fundamentan las expresiones (11-10) y (11-12). Para obtener la expresión (11-10) se supuso que el valor de Vci es igual a la suma del corte requerido para originar una fisura por flexión en el punto en cuestión, V, dado por la expresión

V =

V i M cr M máx

más un incremento adicional del corte requerido para transformar una fisura por flexión en una fisura de corte por flexión. Las cargas mayoradas aplicadas en forma externa, a partir de las cuales se determinan los valores de Vci y de Mmáx , incluyen la carga permanente sobreimpuesta, la presión de la tierra y la sobrecarga. Cuando se determina el valor Mcr para sustituirlo en la expresión (11-10), los valores de I y de yt son las propiedades de la sección que resiste las cargas aplicadas en forma externa. Para un elemento compuesto, donde parte de la carga permanente es resistida por sólo una parte de la sección, se deben utilizar las propiedades adecuadas de la sección para determinar fd .


Com. Cap. 11 - 148

El corte debido a las cargas permanentes, Vd , y el debido a las otras cargas, Vi , están en este caso considerados en forma separada. El valor Vd es entonces el esfuerzo de corte total debido a las cargas permanentes sin mayorar, actuando sobre la parte de la sección que soporta las cargas permanentes que actúan antes de la acción compuesta, más la carga permanente sin mayorar adicional (sobreimpuesta) que actúa sobre el elemento compuesto. Los términos Vi y Mmáx se pueden determinar con las siguientes expresiones:

Vi = Vu - Vd Mmáx = Mu - Md siendo:

Vu

el corte mayorado debido a las cargas totales mayoradas.

Mu

el momento mayorado debido a las cargas totales mayoradas.

Md

el momento debido a la carga permanente sin mayorar (es decir, el momento correspondiente a fd).

En las vigas no compuestas, cargadas en forma uniforme, la sección transversal total resiste todo el corte y los diagramas de esfuerzo de corte de la sobrecarga y la carga permanente resultan similares. En este caso la expresión (11-10) se deduce de la siguiente manera:

V ci =

f' c 20

bw d +

Vu M ct Mu

siendo:

M ct =

I yt

( f'

c

+ f pe

)

El valor Mct en las dos expresiones precedentes representa el momento total, incluyendo la carga permanente, requerido para originar fisuración en la fibra extrema en tracción. Este momento no es igual al momento Mcr de la expresión (11-10) del Reglamento, en la cual el momento de fisuración se debe a todas las cargas, con excepción de la carga permanente. En la expresión (11-10) el corte debido a la carga permanente se incorpora como un término separado. El valor Mu es el momento mayorado sobre la viga, en la sección que se está considerando y Vu es el esfuerzo de corte mayorado que ocurre en forma simultánea con Mu .


Cap. 11 -149

Dado que las mismas propiedades (características geométricas) de la sección se aplican tanto a las tensiones debidas a la carga permanente como a las debidas a la sobrecarga, no se considera necesario determinar las tensiones y los esfuerzos de corte debidos a la carga permanente por separado. El momento de fisuración Mct refleja el cambio total de tensiones desde el pretensado 1 f ' c , la que se supone que origina la fisuración efectivo hasta una tracción igual a 2 por flexión. La expresión (11-12) se fundamente en la suposición de que la fisuración por corte en el alma, ocurre debido al corte que provoca una tensión principal de tracción, de un valor 1 aproximado a f ' c en el eje baricéntrico de la sección transversal. 3 El valor de Vp se debe determinar a partir de la fuerza efectiva del pretensado sin mayorar. C 11.4.3. y C 11.4.4. El efecto que produce sobre la resistencia al corte, la reducción del esfuerzo de pretensado cerca de los extremos de las vigas pretensadas se debe considerar en el cálculo. El artículo 11.4.3. se refiere a la resistencia al corte en las secciones ubicadas dentro de la longitud de transferencia del acero de pretensado, cuando la adherencia del acero se extiende hasta el extremo del elemento. El artículo 11.4.4. se refiere a la resistencia al corte en las secciones ubicadas ya sea dentro de la longitud en la cual parte del acero de pretensado no está adherido al hormigón, como a aquellas ubicadas dentro de la longitud de transferencia del acero de pretensado para la cual la adherencia no se prolonga hasta el extremo de la viga.

C 11.5. RESISTENCIA AL CORTE PROPORCIONADA POR LA ARMADURA CORRESPONDIENTE C 11.5.2. La limitación de la tensión de fluencia de diseño de la armadura de corte a fy ≤ 420 MPa tiene por finalidad proporcionar un control del ancho de las fisuras diagonales. A partir de la edición 1995 del Código ACI 318, la limitación de 420 MPa para la armadura de corte se elevó a 500 MPa para las mallas de acero soldadas de alambres conformados. Las investigaciones realizadas en Estados Unidos y descriptas en las referencias 11.20, 11.21 y 11.22 han demostrado que el comportamiento de las mallas de acero soldadas (fy > 420 MPa), como armadura de corte, ha resultado satisfactorio. En particular, los ensayos de vigas a escala natural, descriptos en la referencia 11.21 demostraron que los anchos de las fisuras inclinadas de corte, para el nivel de las cargas de servicio, resultaron menores en las vigas armadas con canastos de mallas de acero soldadas de alambres conformados de menor diámetro, calculados con una tensión de fluencia especificada de 500 MPa, que en las vigas armadas con estribos conformados con una tensión de fluencia de 420 MPa.


Com. Cap. 11 - 150

C 11.5.3. La armadura de corte y de torsión se debe anclar en ambos extremos de manera adecuada, con el fin de que resulte completamente efectiva en cualquiera de los lados de una fisura potencial inclinada, para lo cual se requiere, en general, un gancho en el extremo de la armadura tal como se indica en el artículo 12.13 C.11.5.5. Armadura mínima de corte C 11.5.5.1. La armadura de corte restringe el desarrollo de la fisuración inclinada y por consiguiente se incrementa la ductilidad y es posible advertir la inminencia de una falla. Caso contrario, en un alma sin armadura de corte, la formación súbita de fisuras inclinadas podría conducir en forma directa a una falla repentina. Esta armadura de corte resulta de gran importancia si el elemento es solicitado por una fuerza de tracción imprevista o por una sobrecarga. Por lo tanto, se requiere un área mínima de armadura de corte, mayor o igual que la armadura que se obtiene aplicando las expresiones (11-13) u (11-14), siempre que el esfuerzo de corte mayorado total, Vu , sea mayor que la mitad (1/2) de la resistencia al corte proporcionada por el hormigón φ Vc . Las losas, las zapatas y las losas nervuradas no están sujetas a este requisito mínimo de armadura de corte, dado que existe la posibilidad de que la carga se distribuya entre zonas fuertes y débiles. Sin embargo, los resultados de las investigaciones descriptas en la referencia 11.23 han demostrado que las vigas de gran altura y las losas livianas armadas en una dirección, especialmente si están construidas con hormigones de alta resistencia, pueden fallar en presencia de cargas menores que el valor de Vc , determinado por medio de la expresión (11-13). Aún cuando el esfuerzo de corte mayorado total, Vu , sea menor que la mitad (1/2) de la resistencia al corte proporcionada por el hormigón φ Vc , se recomienda la colocación de alguna armadura en el alma, sobre todo en la totalidad de las almas delgadas de elementos postesados de hormigón (nervaduras, losas casetonadas, vigas y vigas T), con el fin de reforzar al elemento contra los esfuerzos de tracción en el alma, resultantes de las desviaciones locales en el perfil de diseño del cable, y al mismo tiempo suministrar los medios de apoyo para los cables durante la construcción. Cuando no existen apoyos suficientes para el cable, se pueden producir durante la colocación del hormigón, balanceos laterales y desviaciones locales con respecto al perfil teórico parabólico del cable establecido en el diseño. En estos casos las desviaciones de los cables tienden a enderezarse cuando son tesados. Este proceso puede producir grandes tensiones de tracción en el alma originando el desarrollo de una fisuración severa cuando no se dispone de armadura en el alma. La curvatura no intencional de los cables y las tensiones de tracción resultantes en el alma, se pueden minimizar, fijando de manera firme los cables a los estribos, los que a su vez se encuentran fijados, en su sitio y en forma rígida, por otros elementos que constituyen la armadura, conservando así su ubicación en el encofrado. La separación máxima de los estribos utilizados para este fin debe ser menor o igual que 1,5 h ó 1,20 m, de ambos valores el que resulte menor.


Cap. 11 -151

Cuando sean de aplicación, las disposiciones para la armadura de corte, establecidas en los artículos 11.5.4. y 11.5.5., se exigen separaciones menores entre los estribos que las dadas en el párrafos anterior. En el diseño de los elementos solicitados a flexión bajo la acción de cargas repetidas se debe considerar la posibilidad de que se formen fisuras inclinadas debidas a la tracción diagonal, bajo tensiones mucho menores que bajo cargas estáticas. En estos casos, es prudente disponer como mínimo, la armadura de corte mínima especificada en las expresiones (11-13) u (11-14), aún en el caso en que los ensayos y las determinaciones basadas en las cargas estáticas demuestren que no se requiere armadura de corte. C 11.5.5.2. Cuando se ensaya un elemento para demostrar que tanto su resistencia al corte como a flexión son adecuadas, se deben conocer las verdaderas dimensiones del elemento así como las resistencias de los materiales utilizados. La resistencia adoptada como base de comparación debe ser, por lo tanto, la correspondiente a un factor unitario de reducción de resistencia (φ = 1,0), como por ejemplo la resistencia nominal requerida Vn y Mn . Esta metodología garantiza que si las resistencias reales de los materiales son menores que las especificadas, o si las dimensiones del elemento son erróneas y provocan una disminución de la resistencia, se disponga de un margen de seguridad apropiado. C 11.5.5.3. Las versiones anteriores del Código ACI 318 especificaban un valor mínimo para el área de la armadura transversal, que era independiente de la resistencia del hormigón. Los ensayos descriptos en la referencia 11.9. indican la necesidad de aumentar el área mínima de la armadura de corte a medida que aumenta la resistencia del hormigón, con el fin de prevenir fallas súbitas por corte cuando se produce la fisuración diagonal. La expresión (11-13) contempla un aumento gradual del área mínima de la armadura transversal, mientras mantiene el valor mínimo anterior. C 11.5.5.4. Los ensayos descriptos en la referencia 11.24, realizados sobre vigas de hormigón pretensado con armadura mínima en el alma, determinada de acuerdo con las expresiones (11-13) y (11-14), han demostrado que para desarrollar un comportamiento dúctil es suficiente determinar la armadura con el valor del área Av más pequeño obtenido entre los determinados con esas dos expresiones. La expresión (11-14), cuyos fundamentos se desarrollan en la referencia 11.24, se puede aplicar sólo a los elementos pretensados que cumplan con los requisitos mínimos dados para la fuerza de pretensado en el artículo 11.5.5.4. C 11.5.6. Determinación de la armadura de corte La determinación de la armadura de corte se fundamenta en una modificación de la analogía del reticulado, analogía que parte de la suposición de que todo el corte lo resiste la armadura de corte. Sin embargo, una intensa investigación sobre elementos pretensados y no pretensados ha demostrado que la armadura de corte se debe diseñar para resistir únicamente el corte que supera aquel que provoca la fisuración inclinada, siempre que se considere que los elementos diagonales del reticulado tienen una inclinación de 45° .


Com. Cap. 11 - 152

Las expresiones (11-15), (11-16) y (11-17) se desarrollan en función de la resistencia al corte Vs , atribuida a la armadura de corte. Cuando se utiliza armadura de corte perpendicular al eje de un elemento, el área de la armadura de corte requerida Av , y su separación s, se deben determinar mediante la siguiente expresión:

V − φ Vc Av = u s φ fy d

Las investigaciones descriptas en las referencias 11.25 y 11.26 han demostrado que el comportamiento al corte de las vigas anchas, con una armadura de flexión importante, mejora si se reduce la separación transversal de las ramas del estribo a través de la sección. C 11.5.6.3. Aunque la armadura transversal en una sección circular puede prescindir de ramas rectas, los ensayos demuestran que la expresión (11-15) es conservadora siempre que el valor de d se determine como se indica en el artículo 11.3.3. (ver las referencias 11.16 y 11.17).

C 11.6. DIMENSIONAMIENTO A TORSIÓN El dimensionamiento a torsión se fundamenta en la analogía de un reticulado espacial en un tubo de pared delgada. Una viga sometida a torsión se puede representar en forma ideal, como un tubo de pared delgada en el que no se considera el núcleo de la sección transversal de la viga como se ilustra en la Figura 11.6.a). Una vez que la viga de hormigón armado se ha fisurado por torsión, su resistencia torsional es provista básicamente por los estribos cerrados y por las barras o alambres longitudinales ubicados cerca de la superficie del elemento. En la analogía del tubo de pared delgada se supone que la resistencia es proporcionada por la capa exterior de la sección transversal centrada, en forma aproximada en el perímetro de los estribos cerrados. Tanto las secciones macizas como las huecas se idealizan como tubos de pared delgada, tanto antes como después de la fisuración. En un tubo cerrado de pared delgada, el producto de la tensión de corte τ , debido a la torsión y el espesor de la pared t , en cualquier punto del perímetro, se define como flujo de corte q. El flujo de corte q = τ t , debido a la torsión actúa como se indica en la Figura 11.6.a), es constante en todos los puntos alrededor del perímetro del tubo, y se extiende alrededor del tubo, a lo largo de una línea en la mitad del espesor de la pared. En cualquier punto a lo largo del perímetro del tubo, la tensión de corte debida a la torsión , τ ,se define como:


Cap. 11 -153

τ =

T 2 Ao t

siendo:

Ao

el área total encerrada por la trayectoria del flujo de corte, que se indica en la Figura 11.6.b).

t

el espesor de la pared en el punto en que se está realizando la determinación de τ .

La trayectoria del flujo de corte sigue la línea media de las paredes del tubo y Ao es el área encerrada por dicha línea. En un elemento hueco, con paredes continuas, la determinación de Ao incluye el área del hueco. En las referencias 11.27 y 11.28 se deduce el procedimiento de diseño y se lo compara con los resultados obtenidos en los ensayos. C 11.6.1. Torsión crítica Los momentos torsores que no superen, en forma aproximada un cuarto (1/4) del valor del momento torsor de fisuración, Tcr , no producirán una reducción estructuralmente significativa en la resistencia a flexión, ni en la resistencia a corte, razón por la cual se pueden ignorar. El momento torsor de fisuración bajo torsión pura, Tcr , se debe obtener reemplazando la sección real por un tubo de pared delgada con un espesor de pared, t, antes de la fisuración, igual a 0,75 Acp /pcp , y un área encerrada por la línea media de la pared, Ao , 2 igual a Acp . 3 La fisuración se supone que ocurre cuando la tensión principal de tracción alcanza un 1 valor igual a f' c . 3 En una viga no pretensada, solicitada sólo por torsión, la tensión principal de T tracción es igual a la tensión de corte por torsión τ = . Si se considera que la 2 Ao t 1 fisuración se produce cuando τ alcanza el valor f ' c , el momento torsor de 3 fisuración Tcr resulta igual a:


Com. Cap. 11 - 154

Tcr

1 = 3

f' c

A  cp   p cp 

2

    

Para los elementos macizos, la interacción entre el momento torsor de fisuración y el corte producido por la fisuración diagonal es, aproximadamente, circular o elíptica. Para este tipo de relaciones, un momento torsor de 0,25 Tcr , corresponde a una reducción del 3% en el valor del corte de fisuración diagonal , reducción que se ha considerado mínima, pudiendo ser ignorada. El valor de la tensión de fisuración se ha adoptado igual a

1 3

f ' c en forma intencional

como un valor límite inferior. Para los elementos pretensados, la carga de fisuración torsional se incrementa con el pretensado. Un análisis utilizando el círculo de Mohr, en base a las tensiones promedio, demuestra que el momento torsor necesario para producir una tensión principal de tracción igual a

1 3

f ' c , es igual a

1 +

3 f pc ( f' c )

veces el momento torsor correspondiente a una

viga no pretensada. Una modificación similar se ha realizado en el punto c) del artículo 11.6.1. para los elementos sujetos a carga axial y a torsión. A los fines de la determinación de la torsión, se define como elemento hueco a aquel que posee uno o más vacíos longitudinales, como por ejemplo una viga cajón de una o de múltiples celdas. Los pequeños vacíos longitudinales, como por ejemplo los existentes en las vainas de postesado sin inyectar, para los cuales se verifique que Ag / Acp ≥ 0,95, se pueden ignorar en la determinación de la torsión crítica especificada en el artículo 11.6.1. En las secciones huecas se supone que la interacción entre la fisuración torsional y la fisuración por corte varía entre una relación elíptica para elementos con pequeños vacíos y una relación lineal para secciones de pared delgada con grandes vacíos. Para una interacción lineal, un momento torsor de 0,25 Tcr podría originar una reducción en el valor del corte de fisuración diagonal de alrededor del 25%, reducción que se ha juzgado como excesiva. En la edición 2002 del Código ACI 318 se introdujeron dos modificaciones en el artículo 11.6.1. para facilitar su aplicación a secciones huecas. En la primera de ellas, se procedió a multiplicar los valores límites del momento torsor mínimo, especificados en la versión 1999 del Código, por la relación (Ag / Acp), dado que los resultados de ensayos tanto en vigas huecas como macizas (ver la referencia 11.29) indicaban que el momento torsor de fisuración de una sección hueca es, en forma


Cap. 11 -155

aproximada, igual al valor (Ag / Acp) multiplicado por el momento torsor de fisuración de una sección maciza que posee las mismas dimensiones exteriores. La segunda modificación fue decidir multiplicar nuevamente el momento torsor de fisuración por (Ag / Acp) para reflejar la transición entre la interacción circular de las cargas de fisuración diagonal en corte y torsión, correspondiente a elementos macizos, y la interacción, aproximadamente lineal, correspondiente a las secciones huecas de pared delgada. C 11.6.2. Determinación del momento torsor mayorado Tu C 11.6.2.1. y C 11.6.2.2. En el diseño por torsión de las estructuras de hormigón armado, se deben identificar dos condiciones (ver las referencias 11.30 y 11.31) a)

los momentos torsores no se pueden reducir por medio de una redistribución de las fuerzas internas (artículo 11.6.2.1.). Este caso se identifica como “torsión de equilibrio”, dado que el momento torsor se requiere para el equilibrio de la estructura. Para esta condición, que se ilustra en la Figura 11.6.2.1., la armadura de torsión determinada de acuerdo con los artículos 11.6.3. a 11.6.6. se deben disponer para resistir la totalidad de los momentos torsores de diseño.

b)

los momentos torsores se pueden reducir por medio de una redistribución de las fuerzas internas después de la fisuración (artículo 11.6.2.2.) siempre que la torsión provenga del giro del elemento necesario para mantener la compatibilidad de las deformaciones. Este tipo de torsión se identifica como “torsión de compatibilidad”. Para esta condición, que se ilustra en la Figura 11.6.2.2., la rigidez torsional antes de la fisuración corresponde a aquella de la sección no fisurada de acuerdo con la teoría de Saint Venant.

En la fisuración torsional, sin embargo, se produce un giro significativo bajo un momento torsor esencialmente constante, originándose una importante redistribución de fuerzas en la estructura (ver las referencias 11.30 y 11.31). El momento torsor de fisuración, bajo la combinación de corte, flexión y torsión, 1 corresponde a una tensión principal de tracción, ligeramente menor que el valor f' c , 3 especificado en el artículo C 11.6.1. Cuando el momento torsor determinado supera el valor del momento torsor de fisuración, se puede suponer que se ha producido un momento torsional mayorado máximo, igual al momento torsor de fisuración, en las secciones críticas cerca de los bordes de los apoyos. Este límite ha sido establecido con el fin de controlar los anchos de las fisuras de torsión. En este caso no se reemplaza Acp por Ag , como en la determinación del valor de la torsión crítica para las secciones huecas (artículo 11.6.1.2.). Por lo tanto la torsión, después de la redistribución, es mayor y en consecuencia más conservadora. El artículo 11.6.2.2. se aplica a las condiciones regulares y habituales de estructuras aporticadas. Para condiciones que imponen rotaciones torsionales significativas dentro de


Com. Cap. 11 - 156

una longitud limitada del elemento, como cuando existen momentos torsores importantes ubicados cerca de una columna rígida, o una columna que rota en direcciones inversas debido a otras cargas, se recomienda realizar un análisis más exacto. Cuando el valor del momento torsor mayorado, obtenido a partir de un análisis elástico basado en las propiedades de la sección no fisurada, está ubicado entre los valores dados en el artículo 11.6.1. y los valores dados en este artículo del Reglamento, la armadura de torsión se debe determinar para resistir los momentos torsores determinados con los valores dados en el artículo 11.6.2. C 11.6.2.4. y C 11.6.2.5. Cuando una viga secundaria apea sobre una viga principal cerca del apoyo de esta última, se debe aplicar a la viga principal un corte y un momento torsor concentrados. C 11.6.3. Resistencia al momento torsor C 11.6.3.1. Las dimensiones de una sección transversal se limitan por dos razones: 1° )

para reducir la fisuración diagonal, y

2° )

para prevenir el aplastamiento de la superficie del hormigón debido a la tensión de compresión diagonal producida por el corte y la torsión.

En las expresiones (11-18) y (11-19), los dos términos ubicados en el primer miembro corresponden a las tensiones de corte debidas tanto a corte como a torsión. La suma de estas tensiones no puede ser mayor que la tensión que produce la 2 f ' c , igual a la resistencia límite fisuración por corte más un valor igual a 3 especificada en el artículo 11.5.6.9. para corte sin torsión. El valor límite está expresado en términos de Vc para permitir su utilización tanto en hormigón pretensado como en no pretensado, valor que inicialmente se dedujo en base al control de fisuración. El Reglamento no considera necesario verificar el aplastamiento del alma dado que el mismo se produce con tensiones de corte más elevadas. En una sección hueca, las tensiones de corte debidas tanto a corte como a torsión, se producen en las paredes de una sección como la que se indica en la Figura 11.6.3.1.a), razón por la cual se pueden sumar directamente en el punto A como se muestra en la expresión (11-19). En una sección maciza, las tensiones de corte debidas a la torsión actúan en la sección “tubular” exterior, mientras que las tensiones de corte debidas a Vu se reparten a través del ancho de la sección, como se indica en la Figura 11.6.3.1.b). Por esta razón las tensiones se combinan en la expresión (11-18) utilizando la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados, en lugar de la suma directa. C 11.6.3.2. Si el espesor de la pared varía a lo largo del perímetro de una sección hueca, en el artículo 11.6.3.1. se especifica que la expresión (11-19) se debe evaluar en el


Cap. 11 -157

punto de la sección transversal para la cual el primer término de la expresión (11-19) alcanza su valor máximo. En general, esto ocurre en la pared en la cual las tensiones por corte y por torsión son aditivas, como en el punto A de la Figura 11.6.3.1.a). Si las alas superior o inferior son más delgadas que las almas, puede ser necesario evaluar la expresión (11-19) en los puntos B y C de la Figura 1.6.3.1.a). En estos puntos las tensiones debidas al corte son normalmente muy pequeñas y se pueden ignorar. C 11.6.3.4. La tensión de fluencia de diseño, para la determinación de la armadura de torsión, se limita a 420 MPa con el fin de controlar el ancho de las fisuras diagonales. C 11.6.3.5. La resistencia a torsión mayorada φ Tn , debe ser igual o mayor que la torsión Tu debida a las cargas mayoradas. Para la determinación de Tn se debe suponer que todo el momento torsor es resistido por los estribos y por la armadura longitudinal con Tc = 0. Al mismo tiempo se supone que el corte Vc resistido por el hormigón no cambia por la presencia de la torsión. En las vigas con un valor de Vu mayor que 0,8 φ Vc , la cantidad de armadura combinada de torsión y de corte que se exige en la edición 2002 del Código ACI 318, es la misma que se exigía en versiones anteriores. Para valores más pequeños de Vu , se requiere más armadura de corte y de torsión. C 11.6.3.6. La expresión (11-21) se fundamenta en la analogía del reticulado espacial que se ilustra en la Figura 11.6.3.6.a) del Reglamento, con diagonales de compresión formando un ángulo θ, suponiendo que el hormigón no resiste tensiones de tracción y que la armadura está en fluencia. Una vez que se ha desarrollado la fisuración por torsión, la resistencia a torsión es suministrada principalmente por los estribos cerrados, la armadura longitudinal y las diagonales de compresión. El hormigón ubicado por afuera de estos estribos es poco efectivo. Por esta razón, el valor de Ao , que es el área encerrada por el camino del flujo de corte alrededor del perímetro del tubo, se define después de la fisuración, en términos de Aoh, que es el área encerrada por el eje de los estribos cerrados exteriores. El área Aoh se ilustra en la Figura 11.6.3.6.b) para diferentes secciones transversales. Para las secciones tipo I, T ó L, el valor de Aoh se debe determinar como el área encerrada por las ramas más externas de los estribos entrecruzados, como se indica en la mencionada Figura. La expresión para determinar el valor de Ao dada en la referencia 11.32 se puede utilizar cuando se necesite mayor precisión. El flujo de corte q en las paredes del tubo, explicado en el comentario al artículo 11.6. se puede descomponer en los esfuerzos de corte V1 a V4 que actúan en cada uno de los lados del tubo o del reticulado espacial, como se ilustra en la Figura 11.6.3.6.a). El ángulo θ se puede determinar por análisis, de acuerdo con la referencia 11.32, o se pueden utilizar los valores especificados en el artículo 11.6.3.6.a) y b). El mismo valor de θ se debe utilizar tanto en la expresión (11-21) como en la (11-22). A medida que el valor de θ disminuye, la cantidad de estribos exigida por la expresión


Com. Cap. 11 - 158

(11-21) disminuye, al mismo tiempo que aumenta la cantidad de armadura longitudinal requerida por la expresión (11-22). C 11.6.3.7. La Figura 11.6.3.6.a) muestra los esfuerzos V1 a V4 , resultantes del flujo de corte alrededor de las paredes del tubo. En una pared dada del tubo, i, el flujo de corte Vi es resistido por una componente de Vi compresión diagonal D i = en el hormigón, y se necesita de un esfuerzo axial de sen θ tracción, Ni = Vi cotg θ , en la armadura longitudinal, para completar la descomposición de Vi . La Figura 11.6.3.7. muestra la armadura de compresión diagonal y el esfuerzo axial de tracción Ni , actuando en un segmento corto a lo largo de una de las paredes del tubo.

Dado que el flujo de corte, provocado por la torsión es constante en todos los puntos a lo largo del perímetro, los esfuerzos resultantes Di y Ni actúan en el punto medio de la pared o lado, i. Por lo tanto, se puede considerar que cada mitad de la fuerza Ni es resistida por las bielas superior e inferior como se muestra en la mencionada Figura. Con el fin de resistir la suma de los esfuerzos Ni, o sea ∑Ni actuando en todas las paredes del tubo, se debe disponer una armadura longitudinal con una capacidad Al f yl . En la deducción de la expresión (11-22) las esfuerzos axiales de tracción se suman a lo largo de los lados del área Ao . Estos lados forman un perímetro, po , de longitud aproximadamente igual a la longitud de la línea que une los centros de las barras en las esquinas del tubo. A fin de simplificar la determinación de ese perímetro, su valor se reemplaza por el perímetro de los estribos, ph . Frecuentemente, la máxima separación admisible de los estribos determina la cantidad que se debe colocar. Además, cuando actúan el corte y la torsión combinados, el área total de los estribos es la suma de las cantidades provistas para cubrir tanto el corte como la torsión. Con el fin de evitar la necesidad de disponer de cantidades excesivas de armadura longitudinal, en el artículo 11.6.3.7. se establece que el valor de At /s, utilizado para determinar el valor de Al en cualquier sección dada, se debe considerar como el valor de At /s determinado en dicha sección, utilizando la expresión (11-21). C 11.6.3.8. Las áreas de los estribos necesarios por corte y por torsión se deben sumar y se deben colocar los estribos necesarios para cubrir, como mínimo, la cantidad total requerida. Dado que el área de los estribos, Av , para corte, se define en función de todas las ramas de un estribo dado, y el área de los estribos, At , para torsión se define en función de una sola rama, la suma de los estribos se debe realizar de acuerdo con la siguiente expresión:


Cap. 11 -159

A  A + t  Av Total  v +2 t = s s s   Si un grupo de estribos tiene cuatro ramas para absorber corte, sólo las ramas adyacentes a los lados de la viga se deberán incluir en la suma, dado que las ramas interiores no serán efectivas para torsión. La armadura longitudinal requerida por torsión se debe sumar en cada sección a la armadura requerida por la flexión que actúa en forma simultánea con la torsión. Por lo tanto, la armadura longitudinal se debe dimensionar para esta suma de armaduras, la que nunca debe ser menor que la cantidad de armadura requerida por el momento flexor máximo en esa sección, si éste supera el valor del momento que actúa al mismo tiempo que la torsión. Si el momento flexor máximo se produce en una sección, por ejemplo a mitad de la luz, mientras que la torsión máxima se produce en otra sección, como por ejemplo en el apoyo, la armadura longitudinal total requerida en cada sección puede ser menor que la que se obtiene sumando la máxima armadura por flexión en la mitad del tramo más la máxima armadura de torsión en el apoyo. En este caso, la armadura longitudinal requerida se debe evaluar en varias ubicaciones. Los requisitos más exigentes con respecto a la separación de las armaduras se deben verificar tanto en los puntos de corte de las barras y alambres, como en la colocación de la armadura por flexión, corte y torsión. En particular, la armadura de flexión se debe prolongar una distancia d , que debe ser mayor o igual que 12 db , a partir del punto en el cual dicha armadura deja de ser necesaria de acuerdo con el artículo 12.10.3. C 11.6.3.9. La tracción longitudinal debida a la torsión se compensa en parte por la compresión en la zona de compresión por flexión, permitiéndose una reducción en la armadura longitudinal por torsión requerida en la zona de compresión. C 11.6.3.10. Como se explicó en el comentario al artículo 11.6.3.7. la torsión origina una fuerza axial de tracción. En una viga no pretensada esta fuerza es resistida por la armadura longitudinal con una capacidad de tracción axial igual a Al f yl . Esta armadura es adicional a la armadura de flexión y se debe distribuir en forma uniforme alrededor de los lados del perímetro de manera que la resultante de Al f yl actúe a lo largo del eje del elemento. En una viga pretensada, se puede adoptar la misma metodología (proporcionar barras adicionales de armadura con una capacidad de Al f yl , o el diseñador o proyectista estructural puede utilizar cualquier sobrecapacidad del acero de pretensado para resistir parte de la fuerza axial Al f yl como se describe en los siguientes párrafos. En una viga pretensada, la tensión del acero de pretensado en estado último, en la sección de máximo momento es fps . En otras secciones, la tensión del acero de pretensado para el estado último se ubicará entre los valores fse y fps .


Com. Cap. 11 - 160

Una parte de la fuerza Al f yl actuante en los lados del perímetro donde se ubica el acero de pretensado, puede ser resistida por una fuerza Aps ∆fp en el acero de pretensado, donde el valor de Aps se debe determinar como fps menos la tensión en el acero de pretensado debida a la carga última en la sección considerada. Esta tensión se puede determinar a partir del valor de Mu en la sección considerada dividido por (φ 0,9 dp Aps), donde ∆fp debe ser menor o igual que 420 MPa. En los otros lados del elemento se deben colocar barras longitudinales para proporcionar lo que resta de la fuerza Al f yl , o satisfacer los requisitos de separación especificados en el artículo 11.6.6.2. o ambos a la vez. C 11.6.4. Detalles de la armadura de torsión C 11.6.4.1. Para resistir las tensiones diagonales de tracción debidas a la torsión se debe colocar tanto armadura longitudinal como estribos transversales cerrados. Los estribos se deben cerrar porque la fisuración inclinada debida a la torsión se puede producir en todas las caras del elemento. En el caso de las secciones sometidas predominantemente a torsión, el recubrimiento de hormigón sobre los estribos se puede descascarar frente a momentos torsores elevados (ver la referencia 11.33). Esta situación origina que los estribos empalmados no sean efectivos, conduciendo a una falla prematura por torsión (ver la referencia 11.34), razón por la cual en estos casos los estribos cerrados no se deben materializar con un par de estribos U cerrados entre sí. C 11.6.4.2. Cuando una viga rectangular falla por torsión, las esquinas de las vigas tienden a descascararse debido a las tensiones inclinadas de compresión en las diagonales de hormigón del reticulado espacial, las que cambian de dirección en la esquina, como se muestra en la Figura 11.6.4.2. a) del Reglamento. En los ensayos descriptos en la referencia 11.33, los estribos cerrados anclados mediante ganchos a 90° fallaron cuando ocurría la situación descripta precedentemente. Por esta razón, en todos los casos, son preferibles los ganchos a 135° para el anclaje de los estribos de torsión. En las zonas donde el descascaramiento esté restringido por una losa o ala adyacente, el artículo 11.6.4.2.b) permite utilizar ganchos a 90°. C 11.6.4.3. Cuando cerca del extremo de una viga actúa una torsión elevada, la armadura longitudinal de torsión se debe anclar en forma adecuada y se debe disponer la longitud de anclaje suficiente hacia fuera de la cara interior del apoyo, como para que se pueda desarrollar el esfuerzo de tracción necesario en las barras o en los cables. En el caso de las barras se requieren ganchos, o barras o alambres en forma de U horizontales empalmados con la armadura longitudinal de torsión. C 11.6.4.4. Los estribos cerrados, dispuestos por torsión en una sección hueca, se deben ubicar en la mitad exterior del espesor de la pared efectiva para torsión, donde el espesor de la pared se considera como Aoh / ph .


Cap. 11 -161

C 11.6.5. Armadura mínima de torsión C 11.6.5.1. y C 11.6.5.2. Cuando un elemento está sometido a un momento torsor mayorado Tu , cuyo valor es mayor que el que se especifica en el artículo 11.6.1., la cantidad mínima de armadura transversal en el alma, para la combinación de corte y torsión es 0,35 bw .s / fyv . Las diferencias que existen en las definiciones de Av y At son las siguientes:

Av

es el área de dos ramas de un estribo cerrado, y

At

es el área de una sola rama de un estribo cerrado.

En la referencia 11.9 se describen los ensayos realizados sobre vigas de hormigón armado de alta resistencia, los que demostraron la necesidad de incrementar el área mínima de la armadura de corte con el fin de impedir fallas por corte al producirse la fisuración diagonal. Aunque se ha realizado un número limitado de ensayos de torsión en vigas de hormigón de alta resistencia, la expresión que permite determinar el área mínima de estribos transversales se ha modificado para hacerla compatible con los cálculos requeridos para la mínima armadura de corte. C 11.6.5.3. En la referencia 11.27 se describe la experiencia desarrollada sobre vigas de ensayo de hormigón armado, con menos del 1% en volumen de armadura de torsión, las que han fallado en torsión pura para un momento torsor correspondiente al de fisuración torsional. Hasta la edición 1989 del Código ACI 318 se utilizaba una expresión que exigía alrededor del 1% de armadura de torsión en vigas solicitadas a torsión pura, y valores menores en vigas con corte y torsión combinados, en función de la relación entre las tensiones tangenciales debidas a torsión y a corte. La expresión (11-24) fue simplificada suponiendo un único valor para este factor de reducción lo que resulta en una relación volumétrica aproximada igual a 0,5 %. C 11.6.6. Separación de la armadura de torsión C 11.6.6.1. La separación de los estribos se limita con el fin de asegurar el desarrollo de la resistencia a torsión última de la viga, para prevenir una excesiva pérdida de rigidez torsional después de la fisuración, y para controlar el ancho de las fisuras. Para una sección transversal cuadrada, la separación límite ph /8 exige estribos ubicados a d/2 lo cual es coherente con lo especificado en el artículo 11.5.4.1. C 11.6.6.2. En el comentario al artículo 11.6.3.7. se explicó que la armadura longitudinal es necesaria para resistir la suma de las fuerzas de tracción longitudinales debidas a la torsión que se origina en las paredes de los tubos de pared delgada. Dado que la fuerza actúa a lo largo del eje baricéntrico de la sección, el baricentro de la armadura longitudinal adicional de torsión debe coincidir, en forma aproximada con el baricentro de la sección. Con el fin de lograr esto, el Reglamento exige que la armadura longitudinal de torsión se distribuya alrededor del perímetro de los estribos cerrados, y que se dispongan


Com. Cap. 11 - 162

barras o cables en cada esquina de los estribos para suministrar el anclaje necesario a las ramas de los estribos. Las barras y los alambres en las esquinas son muy efectivos para desarrollar la resistencia a torsión y al mismo tiempo controlar la fisuración. C 11.6.6.3. La distancia (bt + d) en la cual se debe ubicar la armadura de torsión, medida a partir del punto en que teóricamente ya no se necesita, es mayor que la que se utiliza para la armadura de corte y de flexión debido a que las fisuras por tracción, debidas a la torsión, se desarrollan en forma helicoidal.

C 11.7. CORTE POR FRICCIÓN C 11.7.1. Con excepción del artículo 11.7., prácticamente todas las especificaciones con respecto a corte tienen por finalidad evitar las fallas por tracción diagonal antes que las fallas por transmisión directa del corte. La finalidad de las especificaciones del artículo 11.7. es proporcionar los métodos de diseño para aquellos casos en los que se debe considerar la transferencia del corte por fricción como en el caso de la superficies de contacto (interfase) entre hormigones colocados en distintas épocas, o las superficies de contacto entre acero y hormigón, en el diseño de los detalles de armadura en las estructuras prefabricadas de hormigón, así como en otras situaciones en las que se considera apropiado investigar la transferencia del corte a través de un plano de hormigón estructural (ver las referencias 11.35 y 11.36.). C 11.7.3. Aunque el hormigón no fisurado es relativamente resistente al corte directo, siempre existe la posibilidad de que se origine una fisura en una ubicación no prevista.

El concepto de corte por fricción se fundamenta en el hecho de suponer que se producirá una fisura y que en consecuencia se deberá dimensionar y disponer la armadura necesaria a través de dicha fisura, que resista los desplazamientos relativos a lo largo de la misma. Cuando el corte actúa a lo largo de una fisura se produce el desplazamiento de una cara de la fisura con respecto a la otra. Si las caras de la fisura son ásperas e irregulares, dicho desplazamiento va acompañado por la separación de las caras de la fisura. En estado último, esta separación es suficiente para llevar a la armadura que atraviesa la fisura hasta su punto de fluencia. La armadura suministra una fuerza de sujeción igual a Avf . fy a través de las caras de la fisura, y el corte aplicado es entonces resistido por la fricción que se produce entre las caras de la fisura, por la resistencia al corte de las protuberancias (producto de la rugosidad) existentes en dichas caras, y por la acción de pasador de la armadura que cruza la fisura.

La aplicación satisfactoria del artículo 11.7. depende de la elección adecuada de la ubicación de la supuesta fisura (ver las referencias 11.18. y 11.35.). La relación entre la resistencia a la transferencia del corte y la armadura que atraviesa el plano de corte se puede expresar de varias formas. Las expresiones (11-25) y (11-26) especificadas en el artículo 11.7.4. fueron desarrolladas en base al modelo de corte por


Cap. 11 -163

fricción, que ofrece una predicción conservadora de la resistencia a la transferencia de corte. En las referencias 11.16., 11.32., 11.33. se pueden consultar otras relaciones que brindan una estimación más exacta de la resistencia a la transferencia de corte, las que se pueden utilizar en el marco de las prescripciones dadas por el artículo 11.7.3. Por ejemplo, cuando la armadura de corte por fricción es perpendicular al plano de corte, la resistencia al corte Vn se debe determinar con la siguiente expresión (ver las referencias 11.37. y 11.38):

V n = 0 ,8 Avf f y + Ac K 1 siendo:

Ac K1

el área de la sección de hormigón que resiste la transferencia del corte, en mm². el factor que depende de la densidad del hormigón a utilizar:

K1 = 2,8 MPa K1 = 1,7 MPa K1 = 1,4 MPa

para hormigón normal. para hormigón liviano con arena de peso normal. para hormigón con todos sus componentes livianos.

El valor de K1 se aplica tanto a los hormigones colocados en forma monolítica como a los hormigones colocados sobre hormigón endurecido con una superficie rugosa, como se define en el artículo 11.7.9. del Reglamento.

En esta expresión de Vn , el primer término representa la contribución de la fricción a la resistencia por transferencia del corte (0,8 representa el coeficiente de fricción). El segundo término representa la suma de: 1) la resistencia al corte por las rugosidades (protuberancias) en las caras de las fisuras, 2) la acción de pasador (trabazón) que ejerce la armadura que atraviesa la fisura. Cuando la armadura de corte por fricción esté inclinada con respecto al plano de corte, de manera que la fuerza de corte origine tracción en dicha armadura, la resistencia al corte Vn, se debe determinar con la siguiente expresión:

V n = Avf f y (0 ,8 sen α f + cos α f

)

+ Ac K 1 sen 2 α f

siendo:

αf

el ángulo comprendido entre la armadura de corte por fricción y el plano de corte (0 < αf < 90°).


Com. Cap. 11 - 164

Cuando se utilice el método de corte por fricción modificado, los términos (Avf fy /Ac) ó (Avf fy sen αf /Ac) deben ser mayores que 1,4 MPa para que las expresiones dadas tengan validez. C 11.7.4. Método para la determinación del corte por fricción C 11.7.4.1. El área necesaria de armadura para la transferencia del corte se determina por medio de la siguiente expresión:

Avf =

Vu φ fy u

El límite superior especificado para la resistencia al corte también se debe verificar. C 11.7.4.2. Cuando la armadura de corte por fricción Avf está inclinada con respecto al plano de corte, de manera tal que la componente de la fuerza de corte, paralela a la armadura, tiende a producir tracción en la armadura, como se ilustra en la Figura 11.7.4.2.a) parte del corte es resistido por la componente paralela al plano de corte de la fuerza de tracción en la armadura (ver la referencia 11.38).

La expresión (11-26) se debe utilizar sólo cuando la componente de la fuerza de corte paralela a la armadura produzca tracción en la armadura, tal como se ilustra en la Figura 11.7.4.2.a). Cuando αf es mayor de 90° , el movimiento relativo de las superficies tiende a comprimir la barra y la expresión (11-26) deja de tener validez. C 11.7.4.3. En el método para determinar corte por fricción se supone que toda la resistencia al corte se debe a la fricción entre las caras de las fisuras. Por lo tanto es necesario utilizar valores artificialmente altos del coeficiente de fricción en las expresiones de corte por fricción, de manera tal que la resistencia al corte determinada concuerde con los resultados de los ensayos. En el caso del hormigón colocado sobre un hormigón endurecido cuya superficie no presenta rugosidades, de acuerdo con el artículo 11.7.9., la resistencia al corte se asigna principalmente a la acción de pasador (trabazón) de la armadura, indicando los resultados de los ensayos desarrollados en la referencia 11.39 que en estos casos resulta apropiado adoptar un valor reducido de µ = 0,6 λ . El valor de µ especificado en el Reglamento para un hormigón colocado sobre placas o perfiles de acero estructural está asociado al diseño de las uniones entre elementos de hormigón prefabricado o entre elementos compuestos de acero estructural y elementos de hormigón estructural. La armadura de transferencia del corte puede estar constituida tanto por barras o alambres de armadura como por conectores de corte, incluso por soldadura “in situ” de placas de acero después de colocado el hormigón. El diseño de los conectores de corte para resistir la acción compuesta de una losa de hormigón y una viga de acero no está considerado en este Reglamento, razón por la cual


Cap. 11 -165

se recomienda realizar el mencionado diseño de acuerdo con los lineamientos establecidos en la referencia 11.40. C 11.7.5. El límite superior fijado para la resistencia al corte se especifica porque las expresiones (11-25) y (11-26) no son conservadoras cuando Vn supera dicho valor. C 11.7.7. Cuando un esfuerzo resultante de tracción actúa a través de un plano de corte, se debe disponer la armadura necesaria para absorber dicha tracción, armadura que debe ser adicional a aquella dispuesta para la transferencia del corte. La tracción se puede originar por restricción de las deformaciones debidas a las variaciones de temperatura, fluencia lenta y contracción. Los esfuerzos de tracción han originado fallas, particularmente en los apoyos de las vigas cuando un momento actúa sobre un plano de corte, las tensiones de tracción por flexión y las tensiones de compresión por flexión están en equilibrio, no existiendo ningún cambio en el esfuerzo de compresión resultante Avf fy que actúa a través del plano de corte, razón por la cual tampoco hay cambios en la resistencia a la transferencia del corte. Por lo tanto, no es necesario disponer armadura adicional para resistir los esfuerzos de tracción por flexión, a menos que la armadura de tracción por flexión requerida supere la cantidad de armadura por transferencia de corte determinada en la zona de tracción por flexión (ver la referencia 11.4.1. en la cual se describe como se han demostrado estos conceptos en forma experimental). También se ha demostrado en forma experimental, de acuerdo con la referencia 11.36. que, cuando un esfuerzo de compresión resultante actúa a través de un plano de corte, la resistencia a la transferencia de corte es función de la suma del esfuerzo de compresión resultante y del esfuerzo Avf fy en la armadura de corte por fricción. En el dimensionamiento se puede aprovechar la existencia de un esfuerzo de compresión a través del plano de corte, para reducir la cantidad de armadura de corte por fricción, sólo cuando se tenga la certeza absoluta de que el esfuerzo de compresión es permanente. C 11.7.8. Cuando no hay ningún momento actuando a través del plano de corte, la armadura se deberá distribuir de manera uniforme a lo largo del plano de corte con el fin de minimizar los anchos de las fisuras.

Cuando un momento actúa a través del plano de corte, la armadura se deberá distribuir de manera uniforme a lo largo del plano de corte con el fin de minimizar los anchos de las fisuras. Cuando un momento actúa a través del plano de corte, se recomienda distribuir la armadura de transferencia del corte de manera que la mayor parte se ubique en la zona de tracción por flexión. Dado que la armadura de corte por fricción actúa en tracción se debe disponer un anclaje de tracción total en ambos lados del plano de corte.


Com. Cap. 11 - 166

Además, el anclaje de la armadura de corte por fricción se debe vincular (enlazar) con la armadura principal, de lo contrario se puede presentar una fisura potencial entre la armadura de corte por fricción y la estructuras de hormigón. Este requerimiento se aplica en forma particular a los pasadores de corte con cabezas soldadas que se utilizan con insertos de acero para materializar las uniones tanto de elementos de hormigón prefabricado como de hormigón colocado in –situ. El anclaje se puede desarrollar por adherencia, por anclaje mecánico soldado, o mediante pasadores roscados e insertos de tornillos. Las limitaciones de espacio a menudo exigen la utilización de anclajes mecánicos soldados. Para el anclaje de los pasadores de corte con cabezas soldadas en el hormigón se recomienda consultar la referencia 11.18.

C 11.8. VIGAS DE GRAN ALTURA C 11.8.1. El comportamiento de una viga de gran altura se describe en las referencias 11.5. y 11.38. En el caso de las vigas de gran altura que soportan cargas gravitatorias, este artículo se podrá utilizar únicamente si las cargas están aplicadas en la parte superior de la viga y a su vez la viga está apoyada en su cara inferior.

Si las cargas se aplican a los lados o en la parte inferior de estos elementos, el dimensionamiento por corte se debe realizar como si se tratara de vigas ordinarias. La armadura longitudinal de las vigas de gran altura se debe prolongar hasta los apoyos y se debe anclar en forma adecuada mediante empotramiento, ganchos, o soldadura de dispositivos especiales. No se recomienda la utilización de barras dobladas. C 11.8.2. Las vigas de gran altura se pueden dimensionar utilizando los modelos de bielas, independientemente de la forma en que estén cargadas y apoyadas. El artículo 10.7.1. permite utilizar análisis no lineales de tensiones para el dimensionamiento de vigas de gran altura, análisis que deben considerar los efectos de la fisuración sobre la distribución de las tensiones. C 11.8.3. Hasta la edición 1999 del Código ACI 318, se especificaba un valor máximo de resistencia al corte por deslizamiento. Sin embargo una reelaboración y examinación de los resultados de ensayos sugirió que ese límite de resistencia se había deducido de ensayos en los cuales las vigas fallaron debido al aplastamiento de las zonas de apoyo. Esta posibilidad está específicamente considerada en el proceso de dimensionamiento establecido en el Reglamento. C 11.8.4. y C 11.8.5. Las cantidades relativas de armadura de corte horizontal y vertical han sido intercambiadas con respecto a las exigidas por el Código ACI 318 hasta su edición 1999, debido a que los resultados de los ensayos que se describen en las referencias 11.42, 11.43 y 11.44 han demostrado que la armadura de corte vertical es más efectiva que la armadura de corte horizontal. La máxima separación de las barras y alambres se ha reducido de 450 mm a 300 mm dado que esta armadura es la responsable de restringir el ancho de las fisuras.


Cap. 11 -167

C 11.9. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA MÉNSULAS CORTAS Las ménsulas cortas son estructuras en voladizo que tienen una relación entre la luz de corte y la altura menor o igual que 1 y que tienden a actuar más como reticulados simples o vigas de gran altura, que como aquellos elementos sujetos a flexión, dimensionados a corte de acuerdo con el artículo 11.3. La ménsula corta que se ilustra en la Figura 11.9.1. del Reglamento, puede fallar por corte a lo largo de la superficie de contacto (interfase) entre la columna y la ménsula, ya sea por fluencia de la armadura traccionada, por aplastamiento o compresión diametral de compresión, como por la falla localizada ya sea del apoyo por aplastamiento o por corte, bajo la placa de apoyo cargada. Estos modos de falla se analizan con mayor detalle en la referencia 11.1. y la simbología utilizada en el artículo 11.9. se ilustra en la Figura 11.9.2. C 11.9.1. El Reglamento especifica en los artículos 11.9.3. y 11.9.4. un límite superior igual a 1, para la relación a/d por dos motivos: 1) para relaciones luz de corte / altura cuyo valor supera la unidad (a/d > 1), las fisuras diagonales de tracción están menos inclinadas y no resulta apropiado utilizar estribos horizontales como se establece en el artículo 11.9.4., 2) este método de diseño ha sido validado en forma experimental, sólo para valores de a/d menores o iguales que 1 (a/d ≤ 1). El Reglamento especifica también un límite superior para Nuc porque este método de diseño ha sido validado en forma experimental sólo para valores de Nuc ≤ Vu , incluyendo el valor Nuc = 0. C 11.9.2. El Reglamento especifica una altura mínima en el borde exterior del área de apoyo con el fin de evitar que ocurra una falla prematura, debida a la eventual formación de una fisura importante de tracción diagonal, que se propague desde abajo del área de apoyo hacia la cara exterior inclinada de la ménsula corta. En la referencia 11.45 de describen las fallas de este tipo que se han observado en las ménsulas cortas con alturas en el exterior del área de apoyo menores que las especificadas en esta sección del Reglamento. C 11.9.3.1. El comportamiento de las ménsulas cortas es predominantemente controlado por el corte, por lo que para todas las condiciones de dimensionamiento se especifica un único valor de φ = 0,75. C 11.9.3.2.2. Los ensayos descriptos en la referencia 11.46 han demostrado que la máxima resistencia al corte de las ménsulas cortas construidas con hormigones con todos sus componentes “livianos” (menor densidad que la normal) es función tanto de la relación a/d como del valor f’c . Como no se dispone de datos para ménsulas cortas construidas con hormigón liviano conteniendo arena de peso normal, se ha decidido aplicar las mismas limitaciones tanto a


Com. Cap. 11 - 168

las ménsulas cortas construidas con hormigones livianos como a aquellas construidas con hormigones livianos conteniendo arena de peso normal. C 11.9.3.3. La armadura necesaria para resistir los momentos se puede determinar aplicando la teoría clásica de flexión. El momento mayorado se debe determinar sumando los momentos alrededor de la armadura de flexión en la cara del apoyo. C 11.9.3.4. Dado que la magnitud de las fuerzas horizontales que actúan sobre las ménsulas cortas no se puede determinar habitualmente con mucha precisión, el Reglamento especifica un valor de Nm que se debe considerar siempre como sobrecarga a los fines de determinar el coeficiente de mayoración de las acciones a utilizar. C 11.9.3.5. Los resultados de los ensayos descriptos en la referencia 11.46 indican que la cantidad total de armadura (As + Ah) que debe cruzar la proyección vertical de la cara del apoyo debe ser la que resulte mayor entre: a) la suma de Avf , determinada de acuerdo con el artículo 11.9.3.2., y de An determinada de acuerdo con el artículo 11.9.3.4. b) la suma de 1,5 veces el valor de Af , determinado de acuerdo con el artículo 11.9.3.3., y el valor de An determinado de acuerdo con el artículo 11.9.3.4. Cuando es determinante la condición a) se debe disponer como armadura principal de A tracción el valor As = (2 Avf / 3 + An ) y el valor restante vf se debe disponer como 3 2 d , adyacente estribos cerrados paralelos a As , distribuidos dentro de una distancia 3 2  a As . El artículo 11.9.4. satisface esta condición al exigir un valor de Ah = 0 ,5  Avf  . 3  Cuando es determinante la condición b), se debe disponer como armadura principal de A tracción el valor As = (Af + An) y el valor restante f se debe disponer como estribos 2 2 cerrados paralelos a As y distribuidos dentro de una distancia d , adyacente a As . El 3 artículo 11.9.4. satisface también esta exigencia. C 11.9.4. Los estribos cerrados paralelos a la armadura principal de tracción se necesitan para prevenir y evitar una falla prematura de la ménsula corta por tracción diagonal. El área necesaria de estribos cerrados Ah = 0,5 (As – An) proporciona las cantidades apropiadas de estribos como se describe en el comentario al artículo 11.9.3.5. C 11.9.5. El Reglamento especifica una cantidad mínima de armadura para evitar la posibilidad de una falla súbita, en caso que la ménsula corta se fisure bajo la acción del momento de flexión y de la fuerza externa de tracción Nuc . C 11.9.6. Dado que la componente horizontal de la biela inclinada de compresión del hormigón (ver la Figura 11.9.1.) se transfiere a la armadura principal de tracción en el lugar Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 11 -169

en el que se ubica la carga vertical, la armadura As es solicitada esencialmente de manera uniforme, desde la cara del apoyo hasta el punto en el que se aplica la carga vertical. Por lo tanto As se debe anclar en su extremo exterior y en la columna de apoyo, de manera tal que sea capaz de desarrollar su tensión de fluencia desde la cara del apoyo hasta la carga vertical. Para obtener un anclaje satisfactorio en el extremo exterior se deben doblar las barras o alambres que constituyen As en forma de bucle horizontal como se especifica en el artículo 11.9.6.b) o se debe soldar a las barras o alambres As una barra de igual diámetro o un perfil metálico de tamaño adecuado.

Las soldaduras se deben diseñar para desarrollar la resistencia a la fluencia de la armadura As . En la Figura C 11.9.6. se muestra un detalle de la soldadura utilizada con éxito en los ensayos de ménsulas que se describen en la referencia 11.45.

Figura C 11.9.6. Detalles de la soldadura utilizada en los ensayos que se describen en la referencia 11.45. La armadura As se debe anclar dentro de la columna de apoyo de acuerdo con las especificaciones del Capítulo 12. Además se recomienda leer los comentarios adicionales con respecto a los anclajes extremos del artículo C 12.10.6. C 11.9.7. La restricción con respecto a la ubicación del área de apoyo se establece con el fin de asegurar el desarrollo de la tensión de fluencia de la armadura As , cerca de la carga. Cuando se diseñan ménsulas para resistir fuerzas horizontales, la placa de apoyo se debe soldar a la armadura de tracción As .


Com. Cap. 11 - 170

C 11.10. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA TABIQUES C 11.10.1. El análisis del corte en el plano de un tabique es muy importante, principalmente para tabiques de corte con una relación altura / longitud pequeña. El diseño de los tabiques altos, en particular aquellos tabiques con una armadura uniformemente distribuida, estarán probablemente controlados por consideraciones de flexión. C 11.10.3. Aunque la relación ancho/espesor de un tabique de corte es menor que la misma relación en vigas comunes, los ensayos descriptos en la referencia 11.47, realizados sobre este tipo de tabiques con un espesor igual a lw /25, han indicado que se 5 pueden obtener tensiones últimas de corte mayores que f' c . 6 C 11.10.5. y C 11.10.6. Las expresiones (11-29) y (11-30) se deben utilizar para determinar la resistencia a la fisuración inclinada en cualquier sección a través de un tabique de corte. La expresión (11-29) considera la existencia de una tensión principal de tracción, 1 aproximadamente igual a f ' c , en el baricentro de la sección transversal del tabique 3 de corte. La expresión (11-30) considera, en forma aproximada, la existencia de una tensión de 1 tracción por flexión igual a f ' c , en una sección ubicada a una distancia lw /2 por 2 arriba de la sección que se está considerando. A medida que el término:

 Mu l   − w  2   Vu disminuye, la expresión (11-29) controlará la situación antes de que esta expresión llegue a ser negativa. Una vez que la expresión resulta negativa se debe utilizar la expresión (11-29). C 11.10.7. Los valores de Vc determinados con las expresiones (11-29) y (11-30) en una sección ubicada a una distancia lw /2 ó hw /2 (la que sea menor) por arriba de la base, se deben aplicar a la mencionada sección y a todas las secciones ubicadas entre ella y la base. Sin embargo, el esfuerzo de corte mayorado máximo, Vu , en cualquier sección, incluyendo la base del tabique, está limitado al valor φ Vn , de acuerdo con el artículo 11.10.3. C 11.10.9. Determinación de la armadura de corte para tabiques

Todos los tabiques deben disponer de armadura de corte, tanto vertical como horizontal.


Cap. 11 -171

Para los tabiques de baja altura, los ensayos descriptos en la referencia 11.48 indican que la armadura de corte horizontal pasa a ser menos efectiva mientras la armadura vertical se transforma en más efectiva. Este cambio en el grado de efectividad de la armadura horizontal con respecto a la armadura vertical está contemplado en la expresión (11-34). Cuando se verifica que hw /lw ≤ 0,5 la cantidad de armadura vertical es igual a la cantidad de armadura horizontal. Cuando se verifica que hw /lw > 0,5 , sólo se debe colocar una cantidad mínima de armadura vertical (0,0025 s1 . h). La expresión (11-31) se desarrolla en función de la resistencia al corte, Vs , proporcionada por la armadura de corte horizontal para su aplicación directa en las expresiones (11-1) y (11-2).

También se debe determinar y colocar la armadura de corte vertical de acuerdo con las especificaciones del artículo 11.10.9.4. y dentro de las limitaciones que impone el artículo 11.10.9.5. para la separación entre las barras y alambres.

C 11.11 TRANSMISIÓN DE LOS MOMENTOS A LAS COLUMNAS C 11.11.1. Los ensayos descriptos en la referencia 11.49 han demostrado que la zona de la unión de nudo viga-columna, en el interior de un edificio no necesita armadura de corte siempre que dicha unión se confine en los cuatro lados por vigas cuya altura sea aproximadamente igual. Sin embargo, las uniones sin confinamiento lateral, tales como las uniones existentes en el exterior de los edificios, necesitan armadura de corte para prevenir el deterioro debido a la fisuración por corte. En las zonas sísmicas es necesario que los nudos resistan varias inversiones de cargas a nivel de la capacidad a flexión de las vigas adyacentes, razón por la cual se debe aplicar el Reglamento Argentino INPRES-CIRSOC 103-Parte II “Construcciones sismorresistentes de Hormigón Armado” (edición 2000).

C 11.12. DISPOSICIONES ESPECIALES PARA LOSAS Y ZAPATAS Para la aplicación del artículo 11.12 se debe diferenciar claramente entre el comportamiento de una losa larga y angosta, o el de una zapata, actuando como viga, del comportamiento de una losa o zapata sujeta a esfuerzos en dos direcciones, cuando la falla puede ocurrir por punzonamiento a lo largo del perímetro de una pirámide o cono truncado, situado alrededor de una carga concentrada o superficie de reacción. C 11.12.1.2. La sección crítica para el corte en losas sujetas a flexión en dos direcciones sigue el perímetro del borde de la superficie de carga o superficie cargada (ver la referencia 11.3).


Com. Cap. 11 - 172

La tensión de corte que actúa en la sección crítica debido a las cargas mayoradas, es una función del valor f ' c y de la relación entre la dimensión lateral de la columna y el espesor efectivo de la losa. Para facilitar la determinación se puede utilizar una expresión mucho más simple que resulta de suponer una sección seudocrítica, ubicada a una distancia d/2 a partir de la periferia de la carga concentrada. Cuando se realiza esta consideración, la resistencia al corte es “casi” independiente de la relación entre el tamaño de la columna y el espesor de la losa. Para las columnas rectangulares, esta sección crítica originalmente se definió por medio de líneas paralelas ubicadas a una distancia d/2 de los bordes de la superficie de carga o superficie cargada. El artículo 11.12.13. permite la utilización de una sección crítica rectangular. Para las losas de espesor uniforme es suficiente verificar el corte en una sección. Para las losas con espesor variable, como sucede en el caso de los bordes de los ábacos, es necesario verificar el corte en varias secciones. Para las columnas de borde, en las cuales la losa se prolonga en voladizo más allá de la columna, el perímetro crítico puede estar formado tanto por tres como por cuatro lados.

Figura C 11.12.1.2. Áreas tributarias y secciones críticas para corte en zapatas


Cap. 11 -173

C 11.12.2.1. Para las columnas cuadradas, el valor de la tensión de corte debida a las cargas últimas, en las losas sometidas a flexión en dos direcciones, se limita a un valor 1 igual a f' c . 3 No obstante, los resultados de los ensayos descriptos en la referencia 11.51. indican que 1 el valor de f ' c no es conservador cuando la relación βc entre las longitudes de los 3 lados mayor y menor de una columna rectangular, o de una superficie de carga (o superficie cargada) es mayor que 2 o sea (βc > 2).

Comportamiento en dos direcciones

Comportamiento en una dirección o como viga

Figura C 11.12.2.1.a). Resistencia al corte del hormigón en zapatas. En estos casos, la tensión de corte real en la sección crítica, durante la falla por 1 punzonamiento, varía desde un valor máximo aproximado de f ' c , alrededor de las 3 1 esquinas de las columnas o de la superficie cargada, hasta un valor de f ' c , o menor, 6 a lo largo de los lados.


Com. Cap. 11 - 174

Otros ensayos, como los descriptos en la referencia 11.52 indican que el valor Vc disminuye a medida que aumenta el valor de la relación bo /d. Las expresiones (11-33) y (11-34) se desarrollaron con el fin de considerar estos dos efectos. Las palabras “interior”, “de borde”, o “de esquina” utilizadas en el artículo 11.12.2.1.b) se refieren a las secciones críticas con 4, 3 ó 2 lados respectivamente. Para aquellas formas distintas a la rectangular, el valor βc se debe determinar como la relación entre la mayor longitud total de la superficie cargada efectiva y la mayor dimensión total de la misma superficie cargada efectiva, medida en forma perpendicular a a aquella, tal como se ilustra en la Figura C 11.12.2.b) donde se adopta β c = , para una b superficie en forma de “L”. La superficie cargada efectiva es aquella superficie que encierra totalmente a la superficie cargada real y para la cual el perímetro es mínimo.

Figura 11.12.2.b). Valores de βc para un área de carga no rectangular. C 11.12.2.2. Para las losas y zapatas pretensadas, el Reglamento especifica una forma modificada de las expresiones (11-33) y (11-36) para la determinación de la resistencia al corte cuando la losa está solicitada en dos direcciones. Las investigaciones realizadas, y descriptas en las referencias 11.53 y 11.54., demuestran que la resistencia al corte de las losas pretensadas en dos direcciones, alrededor de las columnas interiores se puede determinar, en forma conservadora, por medio de la expresión (11-36).


Cap. 11 -175

Este mecanismo de falla difiere del que se indica en la expresión (11-33), que corresponde a una falla por punzonamiento de la zona de compresión del hormigón alrededor del perímetro de la superficie cargada. En consecuencia, el término βc no forma parte de la expresión (11-36). Los valores de cálculo de f’c y fpc están limitados debido al escaso número de resultados de ensayos disponibles con valores más altos. En la determinación del valor de fpc se deben tener en cuenta las pérdidas de pretensado debidas a las restricciones de la losa por la presencia de tabiques de corte y otros elementos estructurales. En una losa pretensada con cables distribuidos, el término Vp en la expresión (11-36) contribuye sólo en pequeña medida a la resistencia al corte, razón por la cual se puede adoptar, en forma conservadora, Vp = 0. Cuando se incluye el valor de Vp, se debe especificar el perfil longitudinal de los cables que se han supuesto en el diseño. Para un apoyo de columna exterior, donde la distancia desde el borde exterior de la columna al borde de la losa, es menor que 4 veces el espesor de la losa, el pretensado no es completamente efectivo alrededor del perímetro total bo de la sección crítica. Por lo tanto la resistencia al corte en este caso se considera, en forma conservadora, igual que para una losa no pretensada. C 11.12.3. Las investigaciones que se describen en las referencias 11.55, 11.56, 11.57, 11.58 y 11.59, han demostrado que la armadura de corte constituida por barras o alambres anclados en forma correcta y por estribos de una o múltiples ramas, o por estribos cerrados, puede aumentar la resistencia al corte por punzonamiento de las losas. Los límites para la separación de la armadura, indicados en el artículo 11.12.3.3., corresponden a un detallado de la armadura de corte que ha probado ser muy efectiva en losas. Los artículos 12.13.2. y 12.13.3. contienen especificaciones para el anclaje de la armadura de corte del tipo de la de estribos, que también se deben aplicar a las barras o alambres utilizados como armadura de corte en las losas.

El Reglamento considera fundamental que esta armadura de corte se vincule (se enganche) con la armadura principal tanto en la parte superior como en la parte inferior de la losa como se ilustra en las Figuras 11.12.3. a) a c). En las losas con una altura menor o igual que 250 mm puede resultar difícil anclar la armadura de corte, de acuerdo con las prescripciones del artículo 12.13. En la referencia 11.59 se describen experiencias que han resultado exitosas utilizando armadura de corte constituida por barras verticales ancladas en forma mecánica a cada extremo, por medio de una placa o de una cabeza capaces de desarrollar la tensión de fluencia de las barras. (pasadores con cabeza soldada). En la referencia 7.19 se explica que a menudo se utiliza armadura de corte especial en los apoyos de las placas planas y algunas veces también en los de


Com. Cap. 11 - 176

las losas planas. Esta armadura puede tener diversas configuraciones; algunos de los tipos más comunes se ilustran en la Figura 13.17. de la citada referencia. Los conectores de corte que aparecen en (a) y (c) constan de perfiles estándares de acero estructural embebidos en la losa y que se prolongan más allá de las columnas; éstos ayudan a aumentar el perímetro efectivo bo de la sección crítica de corte, y pueden contribuir a la resistencia a flexión negativa de la losa. La armadura mostrada en (a) es particularmente adecuada para columnas de hormigón; consta de longitudes cortas de vigas en forma de I o de vigas de ala ancha, cortadas y soldadas en los puntos de intersección de modo que los brazos sean continuos a través de la columna. La armadura negativa normal en la losa pasa sobre la parte superior del perfil estructural, mientras que las barras inferiores se interrumpen justo contra los conectores. Las barras de la columna pasan verticalmente por las esquinas sin interferencia. La efectividad de este tipo de conectores de corte se ha documentado muy bien mediante ensayos en los laboratorios de la Portland Cement Association. La disposición de los canales mostrada en (c) es muy similar en su funcionamiento, pero está adaptada para utilizarse con columnas de acero. La distribución de barras dobladas en (b) es apropiada para aplicarse en columnas de hormigón. Las barras se doblan generalmente a 45° a través de la fisura potencial de tensión diagonal y se prolongan a lo largo de la parte inferior de la losa una distancia suficiente para desarrollar su resistencia por adherencia. El collar con aletas de (d) está diseñado principalmente para ser utilizado en construcción de losas izadas y consta de una placa plana inferior con elementos verticales de rigidización; puede incorporar los agujeros para las barras de izaje y se emplea por lo general en forma conjunta con cojinetes de corte soldados directamente a las superficies de la columna por debajo del collar para transferir la reacción vertical. Otro tipo de armadura de corte se ilustra en la variante (e) donde se utilizan estribos verticales junto con barras horizontales suplementarias que salen radialmente de los apoyos en dos direcciones perpendiculares, para conformar las llamadas vigas integrales que se encuentran totalmente dentro del espesor de la losa; estas vigas actúan de la misma manera general que los conectores de corte de las Figuras (a) y (c). Un anclaje adecuado para los estribos es difícil en losas con espesores menores de aproximadamente 25 mm. En todos los casos deben utilizarse estribos en forma de aros cerrados con una barra horizontal de diámetro grande en cada punto de doblez, y los estribos deben terminar en un gancho estándar. Un desarrollo reciente consiste en utilizar como armadura espigos de corte (pasadores de corte) que presenta en la Figura (f). Éstos constan de un cuerpo de acero de cabeza grande soldado a bandas de acero. Durante la construcción, las bandas se apoyan en asientos de alambre para mantener el recubrimiento de hormigón requerido en la parte inferior de la losa por debajo de la banda, y el recubrimiento usual se mantiene sobre la parte superior de la cabeza del pasador. Gracias al anclaje efectivo suministrado por la cabeza del pasador y por la banda de acero, estos dispositivos son más eficientes, según los ensayos, que la armadura con barras dobladas o el ejemplo de viga integral. Además, se pueden colocar con mayor facilidad y menos interferencias con las otras armaduras si se los compara con otros tipos de tipos de armadura de corte.


Cap. 11 -177

(e)

(f)

Figura 13.17. Armadura de corte para placas planas.


Com. Cap. 11 - 178

En una unión losa-columna, en la cual la transferencia de momentos es despreciable, la armadura de corte debe ser simétrica alrededor del baricentro de la sección crítica (ver la Figura 11.12.3.d). En las Figuras 11.12.3.d) y e) también se ilustran los valores límites establecidos para la separación de las barras y alambres, definidos en el artículo 11.12.3.3. En las columnas de borde, o en las uniones interiores, donde la transferencia de momento es significativa se recomienda la colocación de estribos cerrados con una distribución tan simétrica como sea posible. Aunque las tensiones de corte promedio en las caras AD y BC de la columna exterior de la Figura 11.12.3. e) son menores que en la cara AB, los estribos cerrados que se extienden desde las caras AD y BC proporcionan cierta capacidad torsional a lo largo del borde de la losa. C 11.12.4. En base a los resultados de ensayos descriptos en la referencia 11.60, se incluyen en el Reglamento procedimientos de cálculo para los conectores de corte constituidos por perfiles de acero estructural. Para un nudo de columna que transfiere momentos, el diseño de los conectores de corte se debe realizar de acuerdo con las indicaciones del artículo 11.12.3.6.3. Para el diseño de la armadura constituida por conectores de corte, en las uniones que transfieren corte debido a las cargas gravitatorias, se deben considerar tres criterios básicos: 1) se debe suministrar una resistencia mínima a flexión con el objeto de garantizar que se alcance la resistencia al corte de la losa antes que se supere la resistencia al corte del conector, 2) se debe limitar la tensión de corte en la losa, en el extremo del conector de corte, 3) una vez que estos dos primeros criterios se han verificado el diseñador o proyectista estructural puede reducir la armadura negativa de la losa, en forma proporcional a la contribución del momento flexor del conector de corte a la resistencia a la flexión en la sección de cálculo. C 11.12.4.5. y C 11.12.4.6. La distribución idealizada del corte que se supone a lo largo del brazo de un conector de corte, en una columna interior se ilustra en la Figura 11.12.4.5. El corte a lo largo de cada una de las ramas del conector se considera igual a:

α v Vc η siendo:

αv

la relación de rigidez entre el brazo del conector de corte y la sección de la losa compuesta que lo rodea. Se define en el artículo 11.12.4.5.


Cap. 11 -179

η

el número de brazos idénticos del conector de corte. Se define en el artículo 11.12.4.6.

Vc

la resistencia nominal al corte proporcionada por el hormigón. Se define en el artículo 11.12.2.1.

Sin embargo, el corte máximo en la cara de la columna se debe considerar igual al V total del corte considerado por rama u , menos el corte soportado en la columna

φη

por la zona de compresión del hormigón de la losa. Este último término se debe determinar con la expresión:

(Vc

/ η )(1 − α v )

de modo tal que se aproxime a cero para un conector de corte de gran rigidez y se V aproxime a u cuando se utiliza un conector de corte flexible.

φη

La expresión (11-37) surge entonces de la hipótesis de que el valor de φ Vc es aproximadamente la mitad del esfuerzo de corte mayorado Vu . En esta expresión, Mp es el momento plástico requerido en cada brazo del conector de corte para asegurar que se alcanza el esfuerzo de corte mayorado Vu en el instante en que se alcanza la resistencia a momento del conector de corte.

La longitud lv es la distancia desde el centro de la columna al punto en el cual ya no son necesarios los conectores de corte, y la distancia c1 /2 es la mitad de la dimensión de la columna en la dirección considerada. C 11.12.4.7. Los resultados de ensayos descriptos en la referencia 11.60 indican que las losas que contienen conectores de corte “subarmados”, fallan en una sección crítica ubicada en el extremo del conector de corte, con tensiones de corte menores o 1 f' c . iguales que 3 Aunque la utilización de los conectores de corte “sobrearmados” permitió elevar la 1 resistencia al corte hasta un valor equivalente, en forma aproximada, a f ' c , los 3 escasos resultados de ensayos disponibles sugieren que es conveniente realizar un diseño conservador.

1 f ' c en una 3 sección crítica supuesta, ubicada adentro del extremo del conector de corte.

Por consiguiente, la resistencia al corte se debe determinar como


Com. Cap. 11 - 180

La mencionada sección crítica se debe considerar ubicada a lo largo de los brazos del  3  c  de la distancia l v −  1   , desde la cara de la columna hasta el conector de corte, a 4  2   extremo del conector de corte. Sin embargo, esta sección crítica supuesta no necesita estar ubicada a una distancia menor que d/2 desde la cara de la columna. Ver la Figura 11.12.4.7. C 11.12.4.9. Cuando no se considere el pico de corte en la cara de la columna (corte máximo) y se suponga nuevamente que el valor de φ Vc es, en forma aproximada, la mitad de Vu , la contribución del momento del conector de corte, Mv , se puede determinar en forma conservadora, con la expresión (11-38), en la cual φ es el valor del factor de reducción de resistencia correspondiente a la flexión. C 11.12.4.10. Ver el comentario al artículo 11.12.6.3. C 11.12.5. Aberturas en losas Las recomendaciones para el diseño de las aberturas en losas (y en zapatas) se especifican en la referencia 11.3. En la Figura 11.12.5. se indica, con líneas punteadas, la ubicación de las partes efectivas de la sección crítica, cerca de las aberturas típicas y de los extremos libres. En la referencia 11.5.1. se describen las investigaciones adicionales que han permitido confirmar que estas recomendaciones son conservadoras. C 11.12.6. Transferencia de momentos en las uniones de losas y columnas C 11.12.6.1. En la referencia 11.49 se demuestra que cuando el momento se transfiere entre una columna y una losa, el 60% del momento se debe considerar transmitido por flexión a través del perímetro de la sección crítica, definida en el artículo 11.12.1.2., y el 40%, por excentricidad del corte con respecto al baricentro de la sección crítica. Para columnas rectangulares, se considera que la parte del momento transferido por corte aumenta a medida que aumenta el ancho de la cara de la sección crítica que resiste al momento, como se indica en la expresión (13-1). La mayor parte de los resultados presentados en la referencia 11.6.1. se han obtenido de ensayos realizados con columnas cuadradas, disponiéndose de escasa información para columnas circulares. En la Figura 13.6.2.5. se ilustran las secciones cuadradas equivalentes que tienen la misma superficie que algunas columnas no rectangulares. C 11.12.6.2. La distribución de tensiones para las columnas interiores y exteriores se considera tal como se ilustra en la Figura 11.12.6.2. El perímetro de la sección crítica, ABCD, se determina de acuerdo con el artículo 11.12.1.2. El esfuerzo de corte mayorado Vu y el momento no balanceado Mu se deben determinar con respecto al eje baricéntrico c-c de la sección crítica. Las tensiones de corte mayoradas máximas se pueden determinar con las siguientes expresiones:

v u ( AB ) =


γ M c Vu + v u AB Ac Jc

Cap. 11 -181

v u ( CD ) =

γ M c Vu + v u CD Ac Jc

siendo:

γv

la parte del momento no balanceado transmitido por excentricidad del corte en los nudos viga-columna. Se determina por medio de la expresión (11-39).

Ac

el área de hormigón de la sección crítica considerada. Para una columna interior, el valor de Ac se determina con la siguiente expresión:

Ac = 2 d (c1 + c2 + 2 d). Jc

propiedad análoga al momento de inercia polar de la sección crítica considerada. Para una columna interior, el valor de Jc se determina con la siguiente expresión:

Jc =

d ( c1 + d ) 3 ( c1 + d ) d 3 d ( c 2 + d )( c1 + d ) 2 + + 6 6 2

Para las columnas ubicadas en el borde, o en la esquina de una losa, se pueden desarrollar expresiones similares para Ac y Jc . De acuerdo con el artículo 13.5.3., la fracción del momento no balanceado entre la losa y la columna que no se transmite por excentricidad del corte, se debe transmitir por flexión. Un método conservador asigna la fracción transmitida por flexión al ancho efectivo de la losa, definido en el artículo 13.5.3.2. A menudo los diseñadores o proyectistas estructurales concentran la armadura de la franja de columna cerca de la columna con el fin de cubrir este momento no balanceado. Los resultados disponibles de los ensayos descriptos en la referencia 11.61. parecen indicar que esta práctica no aumenta la resistencia al corte, pero puede ser muy útil para aumentar la rigidez de la unión losa-columna. Los resultados de los ensayos descriptos en la referencia 11.6.2., indican que la capacidad de transferencia de momento de una losa pretensada a una unión con la columna se puede determinar con los procedimientos que se indican en los artículos 11.12.6. y 13.5.3. Cuando se utiliza armadura de corte, la sección crítica ubicada más allá de la armadura de corte presenta, en general, una forma poligonal, como se puede observar en las Figuras 11.12.3.d) y e). En la referencia 11.58 se especifican las expresiones que permiten determinar las tensiones de corte en tales secciones.


Com. Cap. 11 - 182

C 11.12.6.3. Los ensayos descriptos en la referencia 11.6.3. indican que las secciones críticas, definidas en los artículos 11.12.1.2.a) y 11.12.1.3., son apropiadas para la determinación de las tensiones de corte originadas por la transferencia de momentos aún cuando se utilicen conectores de corte. Por lo tanto, aunque las secciones críticas para el corte directo y para el corte debido a la transferencia de momento difieran, en las esquinas de la columna (donde la falla se inicia) dichas secciones críticas van a coincidir o a estar muy cerca. Dado que un conector de corte absorbe la mayor parte del corte a medida que los esfuerzos se aproximan a la columna, es un criterio conservador adoptar el esfuerzo máximo de corte como la suma de las dos componentes. El artículo 11.12.4.10. especifica que en las uniones con conectores de corte que transfieren momentos no balanceados, el momento Mp se debe transferir a la columna, lo que se puede realizar por medio de un apoyo adecuado dentro de la columna o por medio de un anclaje mecánico activo.


Cap. 11 -183

COMENTARIOS CAPÍTULO 12. LONGITUDES DE ANCLAJE Y DE EMPALME DE LA ARMADURA

El concepto de la longitud de anclaje se presentó por primera vez en el Código ACI 318edición 1971 del, con el fin de reemplazar la duplicidad de requisitos que existían para la adherencia por flexión y para la adherencia por anclaje vigentes hasta ese momento. La adopción de una resistencia promedio para la adherencia en la longitud total de anclaje de la armadura es un concepto más significativo, debido a que todos los ensayos de adherencia consideran una resistencia promedio para la adherencia sobre una determinada longitud embebida de la barra y que existen, cerca de las fisuras de flexión, grandes variaciones locales de la tensión de adherencia con valores muy difíciles de determinar (ver la referencia 12.1). En nuestro medio se ha optado por mantener el término “longitud de anclaje” en lugar de adoptar el término “longitud de desarrollo” que se utiliza en el ACI 318 y en varios países de América Latina. El concepto de longitud de anclaje se basa en la tensión de adherencia lograda en la longitud embebida de la barra o alambre. Las longitudes de anclaje especificadas se requieren, en gran medida, por la tendencia de las barras o alambres muy solicitados, a fisurar secciones relativamente delgadas del hormigón que las rodea y contiene. Una barra o alambre aislado, embebido en una masa de hormigón, no necesita una gran longitud de anclaje, sin embargo, una hilera de barras o alambres embebidos aún en un hormigón masivo, pueden crear un plano débil con fisuración y hendimiento longitudinal a lo largo del plano de dichas barras o alambres. En la práctica, el concepto de longitud de anclaje implica contar con longitudes o extensiones mínimas de las barras o alambres a partir de las secciones donde se producen las tensiones máximas en la armadura. Estas tensiones máximas generalmente ocurren en los puntos especificados en el artículo 12.10.2. La longitud de la barra o del alambre necesaria para anclar la armadura es función de la resistencia del hormigón al hendimiento y de su resistencia al arrancamiento. Cuando se utilizan barras o alambres de diámetros pequeños, con separaciones entre ellos mayores que los prescriptos por el Reglamento, pero con buenos recubrimientos, la falla se producirá por arrancamiento de la barra o alambre del hormigón. En cambio la falla por hendimiento se produce cuando el recubrimiento o la separación entre las barras o alambres, o su confinamiento es insuficiente, en cuyo caso la fractura del hormigón se extiende hasta el extremo de la barra o del alambre.


Cap. 12 - 185

En ambos casos el deslizamiento del acero que se genera se interpreta como un estado de falla por considerarse superada la resistencia de adherencia de la barra o del alambre, sin que la pieza haya desarrollado su capacidad portante. En este Capítulo no se utiliza el factor de reducción de resistencia φ en las expresiones que determinan la longitud de anclaje y la longitud de empalme, dado que las expresiones ya tienen incorporada una tolerancia que contempla la reducción de la resistencia.

C 12.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA).

C 12.1. ANCLAJE DE LA ARMADURA – REQUISITOS GENERALES Las barras o alambres de acero necesitan, a partir de la sección donde se produce la tensión máxima, una cierta longitud o algún dispositivo mecánico, a través de los cuales transmitir al hormigón los esfuerzos a los que están solicitados. Esta longitud de anclaje o el dispositivo de anclaje mecánico son necesarios a ambos lados de las secciones donde se producen las máximas tensiones. A menudo, la armadura continúa solicitada por tensiones elevadas en una longitud considerable más allá de la sección crítica, como por ejemplo cuando la armadura de momento negativo se prolonga a través de un apoyo hasta la mitad del tramo siguiente.

C 12.2. ANCLAJE DE LAS BARRAS SOLICITADOS A TRACCIÓN

Y

ALAMBRES

CONFORMADOS

En el artículo 12.2.3. se presenta la expresión (12-1) que es general para determinar la longitud de anclaje, la que se ha adoptado en base a la expresión correspondiente avalada por los estudios y ensayos descriptos en las referencias 12.2. y 12.3. En la expresión (12-1): c

es un factor que representa el menor valor entre el recubrimiento lateral, el recubrimiento sobre la barra o alambre (en ambos casos medido hasta el centro o eje de la barra o alambre), o la mitad de la separación entre los centros de las barras o alambres.

Ktr

es un factor que representa la contribución de la armadura de confinamiento, que atraviesa los planos potenciales de falla de tracción, por compresión diametral.

α

es el factor que contempla la ubicación de la armadura y que refleja los efectos adversos, para la adherencia, de la posición de la armadura superior durante la colocación del hormigón.


Com. Cap. 12 - 186

β

es un factor de revestimiento de la armadura que contempla el recubrimiento con epoxi, existiendo un valor limite para el producto α β.

γ

es un factor que considera el diámetro de la armadura y refleja el comportamiento más favorable de la armadura de menor diámetro.

λ

es un factor que contempla la menor resistencia a la tracción del hormigón liviano y la consiguiente reducción de la resistencia a la tracción por compresión diametral, que en el hormigón liviano aumenta la longitud de anclaje.

Además se establece un valor límite de 2,5 para el término

( c + K tr ) db

Cuando

( c + K tr ) ≤ 2 ,5 es probable que ocurran fallas de tracción por compresión diametral. Para db valores mayores que 2,5 se pueden presentar fallas por arrancamiento y es poco probable que un aumento del recubrimiento, o de la armadura transversal incremente la capacidad del anclaje. La expresión (12-1) permite que el Diseñador o Proyectista Estructural visualice los efectos de todas las variables que inciden y controlan la determinación de la longitud de anclaje y pueda decidir si elimina algunos términos de la expresión (12-1) siempre que dicha acción le permita obtener mayores longitudes de anclaje, las que resultarán más conservadoras. Los requisitos especificados en los artículos 12.2.2. y 12.2.3. presentan un doble enfoque, dado que el Diseñador o Proyectista Estructural puede determinar ld ya sea utilizando el  c + K tr   , siguiendo los lineamientos del artículo 12.2.3. siguiendo las valor real de    db  especificaciones del artículo 12.2.2., el cual

se basa en dos valores de

 c + K tr   d b 

   

prefijados. A continuación se describen ambos procedimientos: 1. El artículo 12.2.2. reconoce que existen numerosos ejemplos de prácticas constructivas que utilizan valores de separación y de recubrimiento, que dan como resultado conjuntamente con armadura constituida por estribos cerrados o abiertos, un  c + K tr   ≥ 1,5 . Los ejemplos típicos son la adopción de un recubrimiento valor de    db  libre mínimo igual a db conjuntamente con una separación libre mínima igual a 2 db o con una combinación de separación libre mínima igual a db y la disposición de un área mínima de estribos o estribos cerrados. Para estos casos frecuentes, la longitud de anclaje de las barras de mayor diámetro (db > 16 mm) se puede adoptar como:


Cap. 12 - 187

 3 fy α β λ   db ld =   5 f ' c  En el desarrollo del ACI 318-95, una comparación que se realizó con los requisitos exigidos en versiones anteriores y una revisión de los datos existentes en una base de datos de resultados experimentales (ver la referencia 12.2.) indicaron que para las barras y alambres conformados con diámetros db ≤ 16 mm, las longitudes de anclaje se podían reducir un 20% con un valor de γ = 0,80. Este procedimiento es la base de la columna del medio de la Tabla 12.2.2. Con un recubrimiento menor y en ausencia de un área mínima de estribos o estribos cerrados, los límites para la separación libre mínima, establecidos en el artículo 7.6.1., y los requerimientos mínimos para el recubrimiento del hormigón, establecidos en el artículo 7.7., conducen a valores mínimos de c = 1,0 db . Por lo tanto, para “otros casos”, similares al descripto en el  c + K tr   = 1 en la párrafo anterior, los valores se basan en la utilización del término    db  expresión (12-1). El Reglamento permite que el Diseñador o Proyectista Estructural construya en forma fácil expresiones simples y útiles. Por ejemplo, en todas las estructuras con hormigón de densidad normal, o sea λ = 1, con una armadura sin revestimiento de resina epoxi (β = 1), con las barras o alambres inferiores de la armadura de mayor diámetro db > 16 mm (α = 1), con un hormigón f’c = 30 MPa y una armadura fy = 420 MPa, la expresión para determinar ld , en el caso de barras o alambres con db > 16 mm, se reduce a:

3 ld =  5 

f' y f' c



α β λ  db  

 3 420 MPa ( 1,0 ) ( 1,0 ) ( 1,0 ) ld =  5 30 MPa 

 d  b 

ld = 46 db  9 ó ld =   10 

f' y f' c



α β λ db  

 9 420 MPa ( 1,0 ) ( 1,0 ) ( 1,0 ) ld =   10 30 MPa 

 d  b 

ld = 70 db


Com. Cap. 12 - 188

De este modo, el Diseñador o Proyectista Estructural sabe que, para estos casos frecuentes, puede adoptar ld = 46 db siempre que se disponga en la estructura un recubrimiento libre mínimo c igual a db conjuntamente con estribos o estribos cerrados mínimos, caso típico de las vigas, o separación libre entre barras o alambres ≥ 2 db, y recubrimiento libre ≥ db, caso típico de las losas. La penalización por la adopción de una separación menor de barras o alambres , o por la elección de un recubrimiento menor, exige que se adopte ld = 70 db . 2. La aplicación del artículo 12.2.3. permite utilizar numerosas combinaciones prácticas de recubrimiento lateral, de recubrimiento libre y de armadura constituida por estribos o por estribos cerrados para obtener longitudes de anclaje menores que las permitidas en el artículo 12.2.2. Por ejemplo, si se adoptan barras o alambres con db > 16 mm, con un recubrimiento libre mayor o igual que 2 db, con una separación libre mayor o igual que 4 db y se opta por no colocar armadura en forma de estribos o de estribos cerrados que contenga y rodee a las barras o alambres, entonces en la expresión para determinar ld tendremos  c + K tr   = 2 ,5 y por lo tanto: que adoptar    db 

 9 ld =   10 

 9 l d =   10

fy f' c

420 30

α β γ λ  db 2 ,5

1 2 ,5

 

  db  

l d = 28 d b C 12.2.4. El factor de ubicación de la armadura, α, considera la posición de la armadura en el hormigón recién colocado. En las referencias 12.4. y 12.5. se describen los resultados de las investigaciones realizadas que dieron lugar a que en la edición 1989 del Código ACI 318 el factor α se fijara en el valor 1,3. El valor del factor λ, para los hormigones constituidos por agregados livianos, se unificó para todos los tipos de agregados livianos a partir de la edición 1989 del Código ACI 318, adoptándose λ = 1,3. El artículo 12.2.4. permite utilizar un valor del factor λ más bajo cuando se especifique el valor de la resistencia a fisuración del hormigón liviano. Los estudios que se describen en las referencias 12.6., 12.7., y 12.8. sobre el anclaje de las barras revestidas con epoxi han demostrado que la resistencia a la adherencia se reduce debido a que el revestimiento evita la adherencia y la fricción necesaria entre la barra o alambre y el hormigón. Los factores dados en el Código ACI 318 reflejan el tipo de falla del anclaje que puede ocurrir. Cuando el recubrimiento o la separación entre las barras es pequeña, se puede producir una falla por hendimiento y la capacidad del anclaje


Cap. 12 - 189

o la resistencia a la adherencia se reducirá sustancialmente. Si el recubrimiento y la separación entre las barras es grande, se evitará la falla por hendimiento y el efecto del revestimiento epoxy sobre la resistencia del anclaje no será tan grande. Los estudios descriptos en la referencia 12.9., han demostrado que, a pesar de que el recubrimiento o la separación entre las barras puedan ser pequeños, la resistencia del anclaje se puede incrementar agregando acero transversal que cruce el plano potencial de hendimiento, restringiendo las fisuras que tenderían a producirse. Aún cuando no se han presentado hasta la fecha estudios sobre el efecto del acero transversal revestido, la colocación de armadura transversal debería mejorar la resistencia del anclaje de las barras revestidas con epoxy. Debido a que la adherencia de barras revestidas con epoxy ya está reducida por la pérdida de adherencia entre la barra y el hormigón, se establece un límite superior de 1,7 para el producto de los factores por armadura superior y por armadura revestida con epoxy (α β ≤ 1,7). La utilización de las barras de armadura revestidas con epoxy está siendo revisada a nivel internacional, razón por la cual se recomienda a los usuarios realizar todas las consultas pertinentes, y adoptar las precauciones necesarias hasta que en este Reglamento se puedan reflejar las nuevas conclusiones. (Ver las referencias 12.28. y 12.29.). Aunque no se establece ningún requisito sobre la armadura transversal a lo largo de la longitud de anclaje en tracción, ni sobre la longitud de empalme, las recientes investigaciones, que se describen en las referencias 12.10 y 12.11 indican que en los hormigones con resistencias a la compresión muy elevadas, se producen fallas frágiles en aquellos anclajes de las barras que presentan una armadura transversal inadecuada. En los ensayos de empalmes, realizados en Estados Unidos, de barras con db = 25,4 mm y db = 34,9 mm, en un hormigón con una resistencia a la compresión f’c de aproximadamente 105 MPa, se comprobó que la armadura transversal mejoró el comportamiento dúctil de los anclajes. C 12.2.5. Armadura en exceso El factor de reducción basado en el área de armadura no se debe utilizar en aquellos casos donde se requiera la longitud de anclaje para el total de fy . Por ejemplo, el factor por armadura en exceso, no se debe aplicar en los siguientes casos: para el anclaje de la armadura de momento positivo en los apoyos, de acuerdo con el artículo 12.11.2., para el anclaje de la armadura de momento positivo en los apoyos, de acuerdo con el artículo 12.11.2., para el anclaje de la armadura por contracción y temperatura, de acuerdo con el artículo 7.12.2.3., para el anclaje de la armadura determinada de acuerdo con los artículos 7.13. y 13.3.8.5.


Com. Cap. 12 - 190

C 12.3.

ANCLAJE DE LAS BARRAS Y DE LOS ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A COMPRESIÓN

El efecto debilitante de las fisuras de tracción por flexión en el anclaje, no se presenta en las barras y alambres solicitados a compresión, y habitualmente los apoyos extremos de las barras en el hormigón son útiles para transmitir parte de la carga. Por lo tanto, para compresión se han especificado longitudes de anclaje menores que para tracción. La longitud de anclaje se puede reducir un 25% si la armadura está contenida o envuelta por estribos cerrados o por zunchos. El Reglamento permite además una reducción de la longitud de anclaje si se dispone armadura en exceso.

C 12.4. ANCLAJE DE LOS PAQUETES DE BARRAS C 12.4.1. Cuando se disponen paquetes de tres o cuatro barras, es necesario aumentar la longitud de anclaje de las barras individuales. La longitud adicional es necesaria debido a que el agrupamiento hace más difícil generar resistencia por adherencia entre las barras, en el núcleo del paquete. El Diseñador o Proyectista Estructural también debe considerar las disposiciones del artículo 7.6.6.4. con respecto a los puntos de corte de las barras individuales de un paquete de barras, y el artículo 12.14.2.2. con respecto a los empalmes de los paquetes de barras. Los aumentos en la longitud de anclaje establecidos en el artículo 12.4., se deben aplicar en la determinación de las longitudes de empalme de los paquetes de barras de acuerdo con el artículo 12.14.2.2. El anclaje de los paquetes de barras por medio de un gancho normal en el paquete, no está contemplado en el artículo 12.5. C 12.4.2. Aunque los empalmes y las longitudes de anclaje de las barras en los paquetes, se basan en el diámetro de las barras individuales, incrementadas en un 20% ó 33% según corresponda en función del número de barras que componen el paquete, al determinar los factores especificados en artículo 12.2. es necesario utilizar un diámetro equivalente del paquete completo, deducido del área total de las barras, los cuales consideran el recubrimiento y la separación libre, y contemplan la tendencia del hormigón a fallar por hendimiento.

C 12.5. ANCLAJE DE LAS BARRAS O ALAMBRES TRACCIONADOS CON GANCHOS NORMALES Las disposiciones para el anclaje de las barras o alambres con ganchos fueron revisadas en forma exhaustiva en la edición 1983 del Código ACI 318. El estudio de las fallas que presentan las barras o alambres con ganchos, indica que el hendimiento del recubrimiento de hormigón en el plano del gancho es la causa principal de la falla y que el mencionado hendimiento se origina en la parte interior del gancho donde la concentración local de las tensiones es muy elevada. Por lo tanto, el anclaje del gancho es función directa del diámetro de las barras db , que determina la magnitud de las tensiones de compresión del hormigón en la cara interior del gancho.


Cap. 12 - 191

Este artículo sólo considera la utilización de ganchos normales, de acuerdo con el artículo 7.1., dado que la influencia de radios de doblado más grandes no se puede determinar aplicando este artículo 12.5. Las disposiciones dadas en el Reglamento para el anclaje de las barras o alambres con gancho determinan la longitud total embebida de la barra con gancho, como se ilustra en la Figura 12.5.1. La longitud de anclaje ldh se mide desde la sección crítica hasta el extremo exterior ( o borde) del gancho. La longitud de anclaje ldh , definida en el artículo 12.5.2. se puede reducir mediante la utilización de todos los factores de modificación aplicables, del artículo 12.5.3. A modo de ejemplo, si se verifican las condiciones tanto del artículo 12.5.3. a) como del 12.5.3.c), se pueden aplicar ambos factores. Los efectos de la resistencia a la fluencia de las barras o alambres, del exceso de armadura, de la presencia de hormigón liviano así como los factores que reflejan la resistencia al hendimiento proporcionado por el confinamiento del hormigón y los estribos o estribos cerrados transversales, surgen de las recomendaciones dadas en las referencias 12.2. y 12.3. Los ensayos que se describen en la referencia 12.12. indican que la disposición de estribos cerrados con poca separación, ubicados en la parte doblada de una barra o alambre terminado en gancho, o muy cerca de ella, constituyen la manera más efectiva de envolver las barras con ganchos. Constructivamente, esta recomendación no siempre es practicable. En la Figura 12.5.3. se ilustran los casos en los cuales se puede utilizar el factor de modificación propuesto en el artículo 12.5.3.b). La Figura 12.5.3.a) muestra la disposición de los estribos o estribos cerrados, ubicados en forma perpendicular a la barra que se debe anclar, separados a lo largo de la longitud de anclaje ldh del gancho. La Figura 12.5.3.b) muestra la disposición de los estribos o estribos cerrados, ubicados en forma paralela a la barra que se debe anclar, a lo largo de la longitud medida desde el doblez hasta la finalización de la barra. Esta configuración es típica de una unión vigacolumna. El factor por exceso de armadura, especificado en el artículo 12.5.3.d), sólo se debe aplicar cuando no se requiera en forma específica que la longitud de anclaje transfiera el total del valor de fy . El factor λ para hormigón liviano es una simplificación del procedimiento que se establecía en el artículo 12.2.3.3. del ACI 318, en el cual el incremento variaba desde 18% a 33%, dependiendo de la cantidad de agregado liviano utilizado. A diferencia del anclaje de las barras rectas, donde se distingue entre barras superiores e inferiores, en el caso de las barras dobladas no resulta sencillo establecer tal distinción. Se especifica un valor mínimo de ldh a fin de impedir la falla por arrancamiento directo en los casos en los cuales el gancho pudiera estar ubicado muy próximo a la sección crítica.

Los ganchos no se pueden considerar efectivos en compresión. A título informativo, se comenta que en la referencia 12.10. se describen ensayos que indican que la longitud de anclaje de las barras recubiertas con resinas epoxi y terminadas en gancho se debe incrementar un 20 % con el fin de considerar la reducción de la adherencia.


Com. Cap. 12 - 192

C 12.5.4. Los anclajes de las barras con ganchos son especialmente susceptibles a las fallas por hendimiento del hormigón, cuando los recubrimientos, tanto lateral (normal al plano del gancho) como superior o inferior (en el plano del gancho) son pequeños. (ver la Figura 12.5.4.) Cuando el recubrimiento de hormigón es mínimo, es esencial proporcionar una contención adecuada de las barras o alambres mediante la colocación de estribos o estribos cerrados, especialmente cuando se debe anclar la resistencia total de la barra o alambre con gancho, con dichos recubrimiento mínimos. Algunos casos típicos en los que los ganchos requieren estribos o estribos cerrados para su contención son: los extremos de las vigas simplemente apoyadas, el extremo libre de los voladizos, y los extremos de los elementos que concurren a un nudo y no se prolongan más allá del nudo. En cambio, cuando las tensiones determinadas en las barras o alambres son bajas, de manera que no es necesario el gancho para el anclaje, no será necesario disponer estribos o estribos cerrados. Las disposiciones del artículo 12.5.4. no se deben aplicar para el caso de las barras o alambres con gancho en los extremos de una losa con confinamiento proporcionado por la losa continua a ambos lados, normal al plano del gancho. C 12.5.5. Los ganchos no son efectivos para el anclaje de una barra comprimida y en consecuencia no se permite su utilización en estos casos.

C 12.6. ANCLAJE MECÁNICO C 12.6.1. El anclaje mecánico puede ser adecuado para transmitir al hormigón la tensión de los cables de pretensado, como de las barras o alambres. C 12.6.3. La longitud de anclaje total de una barra consiste en la suma de todas las partes que contribuyen a transferir esfuerzos al hormigón. Cuando un anclaje mecánico no es capaz de desarrollar la resistencia de diseño requerida de la armadura, se debe disponer una longitud embebida adicional de armadura entre el anclaje mecánico y la sección crítica.

C 12.7. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADAS A TRACCIÓN La Figura 12.7. muestra los requisitos del anclaje para las mallas de acero soldadas de alambres conformados con un alambre transversal dentro de la longitud de anclaje de manera que parte de la capacidad para transferir el esfuerzo se genera con los alambres transversales soldados y parte con la longitud del alambre conformado. Los cálculos de la longitud de anclaje se han simplificado a partir de las disposiciones que existían en versiones anteriores del Código ACI 318 para la longitud de anclaje de los alambres, presuponiendo que sólo un alambre transversal está contenido en la longitud de anclaje. Los factores establecidos en el artículo 12.7.2. se deben aplicar a la longitud de anclaje del alambre conformado determinada a partir del artículo 12.2., pero estableciendo un mínimo absoluto de 200 mm.


Cap. 12 - 193

La disposición explícita con respecto a que el factor para malla no se adopte mayor que 1,0, corrige una equivocación de ediciones anteriores del ACI. Los multiplicadores fueron deducidos a partir de las relaciones genéricas entre la malla de acero soldada de alambre conformado y los alambres conformados existentes en los valores de ldb del ACI 318, edición 1983. A título informativo se comenta que los ensayos realizados en Estados Unidos y descriptos en la referencia 12.14. indican que la malla soldada de alambre recubierta con epoxi tiene esencialmente las mismas resistencias de anclaje y empalme que la malla no recubierta, dado que el anclaje lo generan básicamente lo alambres transversales. Por lo tanto para las longitudes de anclaje y empalme de malla soldada con alambres transversales dentro de la longitud de anclaje o empalme, se usa un factor para recubrimiento epoxi de 1,0.

C 12.8. ANCLAJE DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS DE ALAMBRES LISOS SOLICITADAS A TRACCIÓN Los requisitos para el anclaje de las mallas de acero soldadas de alambres lisos se ilustran en la Figura 12.8., los que dependen principalmente de la ubicación de los alambres transversales. Para las mallas fabricadas con alambres de menor diámetro, se considera adecuado, para alcanzar a desarrollar la totalidad de la tensión de fluencia de los alambres anclados, disponer un anclaje constituido como mínimo, por 2 alambres transversales ubicados a 50 mm o más de la sección crítica. Sin embargo para mallas fabricadas con alambres de mayor diámetro, con pequeña separación, se requiere una longitud embebida más extensa, estableciendo el Reglamento para ellas una longitud de anclaje mínima.

C 12.9. ANCLAJE DE LOS CORDONES PARA PRETENSADO Los requisitos establecidos para el anclaje de los cordones para pretensado tienen como objetivo asegurar la integridad de la adherencia para que el elemento pueda desarrollar su capacidad resistente. Las disposiciones dadas en el Reglamento se basan en ensayos realizados sobre elementos de hormigón de densidad normal, con un recubrimiento mínimo de 50 mm. Estos ensayos pueden no ser representativos del comportamiento del cordón cuando se utiliza un hormigón de baja relación agua/materiales cementicios y muy bajo asentamiento. Los métodos de colocación del hormigón deben asegurar una buena consolidación, con el fin de lograr un hormigón compacto alrededor del cordón, con un contacto total entre el acero y el hormigón Al respecto, se recomienda adoptar precauciones especiales cuando se utilicen hormigones de bajo asentamiento y con baja relación agua/materiales cementicios. El primer término de la expresión (12-1) corresponde a la longitud de transferencia del cordón, es decir, la distancia en la cual el cordón debe estar adherido al hormigón a fin de desarrollar la fuerza de pretensado efectiva fse en el cordón.


Com. Cap. 12 - 194

El segundo término representa la longitud adicional en la cual el cordón debe estar adherido a fin de desarrollar una tensión fps en el cordón para la resistencia nominal del elemento. La adherencia del cordón es función de numerosos factores, incluyendo la configuración y la condición superficial del acero de pretensado, la tensión en el mencionado acero, el espesor del hormigón debajo del cordón y el método utilizado para transferir la fuerza del cordón al hormigón. Para las aplicaciones en que se opta por elementos adherentes, se deben utilizar procedimientos de aseguramiento de la calidad con el fin de confirmar que los cordones son capaces de desarrollar adherencia en forma apropiada, (ver las referencias 12.15 y 12.16. Un cordón con su superficie ligeramente oxidada puede tener una longitud de transferencia considerablemente menor que la de un cable limpio. La liberación gradual del cordón permita desarrollar una longitud de transferencia menor que si se realiza el corte brusco del mismo. Los requisitos especificados en el artículo 12.9. no se deben aplicar a alambres lisos ni a cordones anclados en sus extremos, dado que se puede suponer que la longitud para el alambre liso será considerablemente mayor debido a la ausencia de una trabazón mecánica. En el caso del alambre liso se puede originar una falla de adherencia en flexión al ocurrir el primer deslizamiento.

C 12.10. ANCLAJE DE GENERALES

LA

ARMADURA

DE

FLEXIÓN-REQUISITOS

C 12.10.2. En el ACI 318-2002, las secciones críticas para una viga continua típica, se indican en la Figura 12.10.2. con una “c” o una “x”. Para el caso de una carga distribuida uniforme es más adecuado que la armadura positiva que se prolonga dentro del apoyo se determine de acuerdo con las especificaciones del artículo 12.11.3, en lugar de adoptar la longitud de anclaje medida a partir del punto de momento máximo o de la sección donde se produce el corte de las barras. C 12.10.3. Los diagramas de momento que se utilizan en el cálculo, por lo general son aproximados y se pueden producir algunos desplazamientos en la posición de los momentos máximos, debido a diferencias con respecto a las cargas consideradas, asentamientos en los apoyos, a cargas laterales o por otras causas. Una fisura de tracción diagonal en un elemento solicitado a flexión sin estribos, puede modificar la ubicación de la tensión de tracción aproximadamente en una distancia d, en el sentido en que el momento tiende a cero. Cuando se colocan estribos, este efecto, aunque sigue estando presente, se manifiesta en menor medida. Para considerar las variaciones en la ubicación de los momentos flexores, el Reglamento especifica, con excepción de algunos casos puntuales, la prolongación de la armadura una distancia d ó 12 db más allá del punto en el que teóricamente ya no es necesaria para resistir la solicitación de flexión. En la Figura 12.10.2. se ilustran, los puntos de corte de las barras para cumplir con este requisito.


Cap. 12 - 195

Cuando se utilicen barras de diferentes diámetros, la prolongación se debe realizar de acuerdo con el diámetro de la barra que se esté cortando. Una barra que se continúa doblada hacia la cara opuesta de la viga se puede considerar efectiva, para satisfacer las especificaciones de este artículo, hasta el punto en el cual la barra cruza la mitad de la altura del elemento. C 12.10.4. En las zonas de tracción, donde se cortan o se doblan las barras o los alambres, se alcanzan las tensiones máximas en las barras restantes. En la Figura 12.10.2. se utiliza la letra x para indicar los puntos donde, al cortar parte de las barras, se produce la máxima tensión en las que continúan. Si las barras se interrumpen tal como lo permite el diagrama de momentos, estas tensiones máximas alcanzan el valor total de fy , lo que requiere una prolongación total de la longitud ld . Esta prolongación puede exceder la longitud requerida por flexión. C 12.10.5. Al existir evidencia con respecto a que cuando las barras o alambres se interrumpen en una zona traccionada, tal como se ilustra en la Figura 12.10.2., se produce disminución de la resistencia al corte y pérdida de ductilidad, el Reglamento no permite que la armadura requerida de flexión se interrumpa en zonas solicitadas a tracción, a menos que se verifiquen ciertas condiciones especiales. Además, cuando las barras o alambres terminan en las zonas traccionadas, las fisuras por flexión tienden a abrirse en forma anticipada. Si tanto la tensión en la armadura que continúa, como la resistencia al corte se aproximan a sus respectivos valores límite, las fisuras de tracción diagonal tenderán a desarrollarse prematuramente a partir de las fisuras de flexión. Es poco probable que las fisuras diagonales se originen donde el esfuerzo de corte es bajo (ver el artículo 12.10.5.1.). Las fisuras diagonales se pueden limitar disminuyendo la separación de los estribos (artículo 12.10.5.2.) o la tensión en el acero (artículo 12.10.5.3.). Estos requisitos no se deben aplicar a los empalmes de barras o alambres traccionados, que están cubiertos por el contenido de los artículos 12.2., 12.13.5. y 12.15. C 12.10.6. Las ménsulas cortas, los elementos de altura variable y otros elementos en los que la tensión en el acero fs no disminuye en forma lineal con la reducción del momento flexor, requieren una consideración especial para efectuar el anclaje de la armadura de flexión en forma adecuada. Para la ménsula que se muestra en la Figura 12.10.6., la tensión última en la armadura es casi constante y aproximadamente igual a fy , desde el borde del apoyo hasta el punto de aplicación de la carga. En este caso, la capacidad para desarrollar la tensión de la armadura depende en gran medida del anclaje en el extremo cargado. La referencia 12.1 sugiere que se ubique una barra transversal soldada, de igual diámetro, como medio de proporcionar un anclaje efectivo en el extremo.


Com. Cap. 12 - 196

La disposición de un gancho extremo en el plano vertical, con el diámetro del mandril de doblado mínimo, no resulta totalmente efectivo dado que en la esquina, en la proximidad de las cargas aplicadas existe esencialmente hormigón simple. Para el caso de las ménsulas anchas y para las cargas que no se apliquen en la proximidad de las esquinas, las barras o alambres con forma de U, en un plano horizontal, proporcionan ganchos extremos efectivos, resolviendo en forma satisfactoria el problema del anclaje en el extremo libre.

C 12.11. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO POSITIVO C 12.11.1. Una parte de la armadura determinada para momento positivo se debe prolongar hasta el apoyo con el fin de considerar tanto los cambios en las solicitaciones de flexión debido a las variaciones en la carga, como los asentamientos en los apoyos, las cargas laterales u otras causas. C 12.11.2. Cuando un elemento solicitado a flexión, forma parte del sistema principal que resiste las cargas laterales, la presencia de cargas mayores que las previstas en el diseño pueden provocar la inversión de momentos en el apoyo, razón por la cual el Reglamento establece que una parte de la armadura positiva se debe prolongar y anclar en forma adecuada en el interior del apoyo. Este anclaje se requiere para asegurar una respuesta dúctil de la estructura en caso que se presenten solicitaciones no previstas, tales como las originadas por explosiones o por sismos. En estos casos no es suficiente utilizar mayor cantidad de armadura con tensiones de trabajo reducidas. C 12.11.3. En los apoyos simples y en los puntos de inflexión, indicados como “P.I.” en la Figura 12.10.2., el diámetro de la armadura positiva debe ser lo suficientemente pequeño como para que la longitud de anclaje necesaria determinada para las barras, o alambres, ld , sea menor o igual que el valor (Mn/Vu) + la , o en condiciones favorables de apoyo, sea menor o igual que el valor a 1,3 (Mn/Vu) + la . La Figura C 12.11.3. a) ilustra la aplicación de esta disposición. En el punto de inflexión, P.I., el valor de la no necesita superar el largo efectivo de la barra, ld , medido a partir del punto de momento nulo.

Mn de la longitud disponible es una cantidad teórica, que por lo general no Vu está asociada con una sección de máxima solicitación.

La fracción

El valor Mn es la resistencia nominal a flexión de la sección transversal, sin el factor φ, y no el momento mayorado aplicado.

Mn corresponde a la longitud de anclaje de la barra o alambre de mayor Vu diámetro obtenida de la expresión de adherencia por flexión previamente utilizada V ∑o = , donde u es la tensión de adherencia y jd el brazo elástico. u jd La longitud


Cap. 12 - 197

A partir de la edición 1971 del Código ACI 318, este requisito se hizo menos estricto en comparación con las ediciones anteriores, considerando la longitud de anclaje disponible M en el extremo la e incluyendo un 30% de aumento para el valor n cuando los extremos Vu de la armadura estén confinados por una reacción de compresión. Como ejemplo, supongamos que se utiliza un determinado diámetro de la barra o alambre en un apoyo simple, de tal manera que ld, determinado de acuerdo con el artículo 12.2., es  12 f  y igual a  α β λ  d b . El valor del diámetro adoptado será aceptable si resulta  25  f' c   Mn menor que 1,3 + la . Vu El valor de la que se debe utilizar en los puntos de inflexión está limitado a la altura útil del elemento, d ó a 12 veces el diámetro de la barra (12 db), el que resulte mayor. La Figura 12.11.3.b) ilustra esta disposición en los puntos de inflexión. La condición de cumplir con una longitud máxima adicional, la , se incluye porque no existen datos de ensayos que demuestren que, en el extremo, una gran longitud de anclaje ld será totalmente efectiva para el caso de tener que anclar una barra, cuando exista una distancia pequeña entre el punto de inflexión y el de máximo tensión de flexión. C 12.11.4. La utilización de un modelo de bielas para el diseño de las vigas de gran altura sometidas a flexión, pone de manifiesto la existencia de esfuerzos de tracción significativos en la armadura, en correspondencia con la cara interna del apoyo. Esto requiere que la armadura de tracción sea continua o se ancle más allá del apoyo (ver la referencia 12.23).


Com. Cap. 12 - 198

Figura C 12.11.3. Criterio para determinar el tamaño máximo de la barra, de acuerdo con el artículo 12.11.3.


Cap. 12 - 199

C 12.12. ANCLAJE DE LA ARMADURA PARA MOMENTO NEGATIVO En la Figura 12.12 del Reglamento se ilustran dos formas de satisfacer los requisitos de anclaje de la armadura traccionada más allá de la cara interna del apoyo. Para el anclaje de la armadura por medio de ganchos, ver el artículo C 12.5. En el artículo 12.12.3. se tienen en cuenta los posibles corrimientos o desplazamientos del diagrama de momento en el punto de inflexión, tal como se explica en el artículo C 12.10.3. Este requisito puede superar al especificado en el artículo 12.10.3., en cuyo caso debe prevalecer la disposición más estricta.

C 12.13. ANCLAJE DE LA ARMADURA DEL ALMA C 12.13.1. Los estribos se deben ubicar lo más cerca posible de la cara de compresión del elemento, debido a que cerca de la carga última, las fisuras de tracción por flexión penetran profundamente. C 12.13.2. Los requisitos para anclaje de los estribos constituidos por barras o alambres conformados, se modificaron a partir de la edición 1989 del Código ACI 318, con el fin de simplificarlos. El anclaje recto se suprimió dado que el estribo con este diseño es difícil de mantener en su lugar durante la colocación del hormigón y la ausencia de un gancho puede hacer que el estribo resulte ineficiente, dado que atraviesa fisuras de corte cerca del extremo. C 12.13.2.1. Para las barras o alambres con db ≤ 16 mm, el anclaje del estribo se logra mediante un gancho normal, tal como se define en el artículo 7.1.3., el que se debe enganchar alrededor de una barra longitudinal. A título informativo se comenta que en la edición 1989 del Código ACI 318 se eliminó, para las barras y alambres con estos diámetros, la necesidad de una longitud recta embebida además del gancho, pero el artículo 12.3.1. exige que el estribo tenga la altura total del elemento descontando el recubrimiento. De igual modo, el Reglamento considera que los estribos de mayor diámetro (db ≥ 16 mm), con fy = 220 MPa, están suficientemente anclados disponiendo un gancho normal alrededor de la armadura longitudinal. C 12.13.2.2. Dado que nos es posible doblar en forma muy cerrada los estribos constituidos por barras con db > 16 mm, alrededor de una barra longitudinal, y considerando la tensión que se genera en una barra o alambre con fy > 220 MPa, el anclaje de los estribos depende tanto del gancho elegido como de la longitud de anclaje que se disponga. Una barra longitudinal ubicada dentro del gancho del estribo, limita el ancho de cualquier fisura de flexión, aún en la zona de tracción. Dado que tal estribo con gancho no puede fallar por hendimiento en el plano que lo contiene, la resistencia del gancho, tal como se especifica en el artículo 12.5.2., ha sido ajustada para considerar el recubrimiento y el confinamiento existente alrededor del gancho. Para estribos con fy = 220 MPa, la disposición de un gancho normal le proporciona suficiente anclaje, debiendo aplicarse para estas barras y alambres las disposiciones del artículo 12.13.2.1. Para barras y alambres con valores de resistencia mayores se debe verificar la longitud embebida. Para el anclaje de los estribos es preferible utilizar ganchos


Com. Cap. 12 - 200

con un ángulo de 135° ó 180°, pero se puede utilizar un gancho de 90° siempre que el extremo libre del gancho se prolongue 12 veces el diámetro de la barra, o sea 12 db ,como se especifica en el artículo 7.1.3. C 12.13.2.3. Los requisitos para el anclaje de los estribos constituidos por mallas de acero soldadas de alambres lisos, se ilustran en la Figura 12.13.2.3. C 12.13.2.4. La utilización de mallas de acero soldadas de alambres como armadura de corte, constituye una práctica habitual en Estados Unidos, en la industria de los elementos prefabricados tanto in-situ, como en planta, y en los elementos pretensados de hormigón. Las razones para aceptar los paneles de mallas de acero soldadas de alambres como armadura de corte se describen en la referencia 12.24. Las disposiciones para el anclaje de las mallas de acero soldadas de alambres de una sola rama en la cara sujeta a tracción, subrayan la necesidad de ubicar el alambre longitudinal a la misma altura que la armadura principal de hendimiento en el nivel de la armadura principal traccionada. La Figura 12.13.2.4. ilustra los requisitos de anclaje para las mallas de acero soldadas de alambre de una sola rama. Para el anclaje de este tipo de malla, el Reglamento permite la disposición de ganchos y de una longitud embebida, en las caras de compresión y de tracción de los elementos estructurales (artículos 12.13.2.1. y 12.13.2.3.) y sólo una longitud embebida en la cara de compresión (artículo 12.13.2.2.). El artículo 1213.2.4. presenta las disposiciones que se deben verificar para el anclaje de las mallas de acero soldadas de alambres, rectas y de una sola rama, en las cuales se utiliza el anclaje del alambre longitudinal con una adecuada longitud embebida en las caras de tracción y de compresión de los elementos estructurales. C 12.13.2.5. En las losas nervuradas se permite anclar una barra o alambre de pequeño diámetro, mediante un gancho normal que no se enganche alrededor de la armadura longitudinal, admitiendo que una barra o alambre en forma continua, constituya una serie de estribos de una sola rama en la nervadura o nervio. C 12.13.5. Las especificaciones dadas en este artículo del Reglamento para los empalmes de los estribos dobles en U, con el fin de constituir estribos cerrados, prevalecen sobre las especificaciones dadas en el artículo 12.15.

C 12.14. EMPALMES DE LA ARMADURA - REQUISITOS GENERALES Los empalmes se deben ubicar, cuando sea posible, lejos de los puntos de máxima tensión de tracción. Los requisitos que se especifican en el artículo 12.15 alientan esta práctica. C 12.14.2. Empalmes por yuxtaposición C 12.14.2.1. Debido a la carencia de datos experimentales adecuados sobre los empalmes de barras comprimidas y traccionadas con db ≥ 40 mm, se prohíbe el empalme de barras con estos diámetros, excepto en los casos descriptos en los artículos 12.16.2. y 15.8.2.3., para el caso de los empalmes solicitados a compresión con db ≥ 40 mm con otras barras de diámetros menores. C 12.14.2.2. El incremento de la longitud de empalme requerido para los paquetes de barras, se fundamenta en la reducción del perímetro expuesto o de contacto de dichas


Cap. 12 - 201

barras con el hormigón. Sólo las barras individuales se deben empalmar por yuxtaposición a lo largo de la longitud del paquete. El valor ld que se debe utilizar para determinar la longitud de los empalmes, especificada en los artículos 12.15.1. ó 12.16.1., es la correspondiente a la de una sola barra. En ningún caso se permite que dos paquetes de barras sean empalmados como si se tratara de barras individuales. C 12.14.2.3. Cuando en un empalme las barras o alambres no están en contacto y se ubican demasiado separados entre sí, se origina en ese espacio una sección no armada. Por esta razón y como precaución mínima se debe forzar a que la fisura potencial adopte una trayectoria en zigzag (pendiente 5 a 1). La separación máxima establecida de 150 mm se exige debido a que la mayoría de los datos de ensayos sobre el empalme de las barras conformadas se realizaron considerando esa separación. C 12.14.3. Empalmes mecánicos y soldados C 12.14.3.2. La tensión máxima en la armadura utilizada en este Reglamento para el diseño es la tensión de fluencia especificada. Con el fin de asegurar la suficiente resistencia en los empalmes, de manera que se pueda alcanzar la fluencia del acero en un elemento, evitando la rotura frágil, se ha adoptado un incremento del 25% de la tensión de fluencia especificada, fy , como un valor mínimo adecuado por seguridad y un valor máximo práctico por economía. C 12.14.3.3. Cuando se requiere la soldadura de los aceros que constituyen las armaduras, se deberán considerar tanto su soldabilidad como su compatibilidad con los métodos de soldadura (ver los artículos 3.6.1.5. y 3.6.1.6.). C 12.14.3.4. El empalme totalmente soldado está indicado principalmente para las barras de grandes diámetros (db > 16 mm) en los elementos principales. El requisito de resistencia a la tracción del 125% de la tensión de fluencia especificada para el acero, tiene por finalidad asegurar una soldadura sólida para transmitir esfuerzos de compresión. Se recomienda consultar el comentario al artículo 12.14.3.2. En la edición 1995 del Código ACI 318 se eliminó el requisito de que las barras sean unidas a tope dado que el documento de la referencia 12.28 especificaba que en aquellos lugares donde sea práctico los empalmes por contacto a tope son preferibles para las barras con dd ≥ 20 mm. C 12.14.3.5. Cuando se verifican los requisitos mínimos establecidos en el artículo 12.15.4., el Reglamento permite utilizar empalmes mecánicos o soldados de resistencia menor que el 125% de la tensión de fluencia especificada. Por consiguiente, bajo ciertas condiciones, se permiten los empalmes soldados de barras, con o sin material de aporte, así como la soldadura a placas de conexión y los empalmes por contacto (a tope).


Com. Cap. 12 - 202

C 12.15. EMPALMES DE BARRAS SOLICITADOS A TRACCIÓN

Y

ALAMBRES

CONFORMADOS

C 12.15.1. Los empalmes solicitados a tracción se clasifican como Tipo A o B, en los cuales la longitud de empalme es un múltiplo de la longitud de anclaje en tracción ld . La longitud de anclaje ld , utilizada para obtener la longitud de empalme, se basa en la tensión fy total porque las clasificaciones de los empalmes ya consideran cualquier exceso de armadura en la ubicación del empalme, razón por la cual no se debe utilizar el factor para tener en cuenta la existencia de mayor armadura que la necesaria , especificado en el artículo 12.2.5. Cuando en una misma sección, se empalman varias barras o alambres ubicados en el mismo plano, la separación libre es la mínima distancia libre entre los empalmes adyacentes. Para los empalmes en columnas con barras desalineadas, la Figura C 12.15.1.a) ilustra la separación libre que se debe utilizar. Para empalmes escalonados, la separación libre es la distancia mínima entre empalmes adyacentes que en la Figura C 12.15.1.b), se indica como distancia x. A partir de la edición 1989 del Código ACI 318 se produjeron varios cambios en la determinación de la longitud de anclaje de las barras o alambres, para arribar finalmente, a la adopción de dos niveles de longitudes de empalme para alentar a los Diseñadores o Proyectistas Estructurales a empalmar las barras y alambres en sus puntos de tensión mínima y a alternar los empalmes con el fin de mejorar su comportamiento en las secciones críticas.


Cap. 12 - 203

Figura C 12.15.1.

Separación libre mínima entre empalmes escalonados, ubicados en la misma sección (distancia x)

C 12.15.2. Los requisitos para los empalmes en las zonas traccionadas, especificados en el artículo 12.15.1., alientan la ubicación de los empalmes, lejos de las zonas solicitadas a grandes esfuerzos de tracción, a otras donde el acero dispuesto sea, como mínimo, 2 veces el área de la armadura necesaria por cálculo. La Tabla 12.15.2. muestra los requisitos para los empalmes tal y como se presentaban en las ediciones anteriores del Código ACI 318.


Com. Cap. 12 - 204

C 12.15.3. Un empalme mecánico o soldado, debe poder desarrollar, como mínimo, un 125% de la tensión de fluencia especificada cuando se encuentre ubicado en zonas donde la armadura soporta elevadas tensiones de tracción. Estos empalmes no necesitan estar escalonados, aunque es aconsejable disponer un escalonamiento cuando el área de la armadura provista resulte menor que el doble de la requerida por cálculo. C 12.15.4. Se recomienda consultar el comentario al artículo 12.14.3.5. El artículo 12.15.4. se refiere a la situación en la que se pueden utilizar los empalmes mecánicos o soldados de menor resistencia que el 125% de la tensión de fluencia especificada de la armadura. El Reglamento flexibiliza los requisitos cuando los empalmes están alternados y se dispone de armadura en exceso. El criterio de utilizar el doble de la fuerza de tracción determinada, se utiliza con el fin de incluir a aquellas secciones que contengan empalmes parciales en tracción, con diversos porcentajes del acero total continuo. El empalme parcial habitual en tracción es un cordón de soldadura entre las barras o entre una barra y una pieza de acero estructural. Al detallar este tipo de soldadura se debe especificar su longitud. Tales soldaduras se consideran como el producto de la longitud total soldada por el tamaño efectivo de la ranura o junta soldada que se establece en función del tamaño de la barra y por la tensión admisible de diseño permitida por la norma que sea de aplicación. En lugar del empalme mecánico o soldado de baja resistencia, el Reglamento permite utilizar un empalme mecánico o soldado completo, de acuerdo con los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4., sin el requisito del escalonamiento. C 12.15.5. Un tensor o elemento predominantemente traccionado tiene las siguientes características: dispone de un esfuerzo de tracción axial suficiente como para generar tracción en la sección transversal, dispone de un nivel de tensión en la armadura tal que todas las barras deben ser completamente efectivas. dispone de un recubrimiento de hormigón en todos sus lados. Algunos elementos estructurales típicos son los tensores en los arcos, las péndolas que transmiten la carga a una estructura de soporte superior, y los elementos principales de tracción en un reticulado. Cuando se deba determinar si un elemento se puede clasificar como elemento predominantemente traccionado, se debe prestar atención a la importancia, función, proporciones y condiciones de tensión en relación con las características que se describen en los primeros párrafos de este comentario. Por ejemplo, las armaduras de un gran tanque común circular, con muchas barras y empalmes bien escalonados y con suficiente separación entre sí, no se deben clasificar como un elemento predominantemente traccionado, lo que permite la utilización de empalmes Clase B.


Cap. 12 - 205

C 12.16. EMPALMES DE LAS BARRAS CONFORMADAS SOLICITADAS A COMPRESIÓN Las investigaciones realizadas en los Estados Unidos sobre la adherencia de las barras embebidas en el hormigón han sido realizadas principalmente con barras traccionadas. El comportamiento por adherencia de las barras comprimidas no se ve afectado por el problema de la fisuración originada por la tracción transversal que se genera, y por lo tanto, los empalmes de las armaduras comprimidas no requieren de disposiciones tan estrictas como las establecidas para los empalmes de las armaduras traccionadas. Los valores de longitudes mínimas para los empalmes en las columnas, originalmente inclinados en la edición 1956 del ACI 318, se han conservado en todas las ediciones posteriores, extendiéndose su aplicación a las barras comprimidas en las vigas y a los aceros de mayor resistencia. Desde la edición 1971 no se han realizado modificaciones a las especificaciones para los empalmes de las armaduras comprimidas. C 12.16.1. Básicamente, los requisitos para los empalmes de las barras comprimidas permanecen casi iguales desde la edición 1963 del Código ACI 318, aunque en la edición 1971 se le introdujeron modificaciones con el fin de diferenciar distintos tipos de confinamiento y de permitir diseños con armadura con una tensión de fluencia de hasta 520 MPa. A los fines del Reglamento se debe adoptar fy ≤ 500 MPa. Los ensayos descriptos en las referencias 12.1 y 12.25 han demostrado que la resistencia de los empalmes de las armaduras comprimidas, depende, en forma considerable, del apoyo en el extremo de la barra por consiguiente, no aumenta de manera proporcional cuando se duplica la longitud de dichos empalmes. Consecuentemente, para las barras con una tensión de fluencia fy > 420 MPa, se han incrementado de manera significativa las longitudes de los empalmes de las armaduras comprimidas, excepto cuando existe confinamiento por medio de zunchos, como en el caso de las columnas zunchadas, en las cuales el aumento es de un 10% en forma aproximada para un incremento en la tensión de fluencia desde 420 MPa hasta 520 MPa. C 12.16.2. La longitud del empalme se debe determinar en base al mayor valor entre: 1. la longitud del empalme de la barra comprimida de menor diámetro, o 2. la longitud de anclaje de la barra comprimida de mayor diámetro. Por lo general, los empalmes por yuxtaposición están prohibidos para barras con d b ≥ 40 mm no obstante lo cual, y sólo para compresión, se permite empalmarlas con barras db ≤ 32 mm. C 12.16.4. Empalmes por contacto a tope C 12.16.4.1. Las experiencias con empalmes por contacto a tope están relacionadas casi exclusivamente con las barras verticales en las columnas. Cuando las barras están significativamente inclinadas con respecto a la vertical, es necesario prestar especial atención para garantizar que se logre y se mantenga un contacto adecuado en los extremos donde se apoyan las barras.


Com. Cap. 12 - 206

C 12.16.4.2. Estas tolerancias se incluyeron en la edición 1971 del Código ACI 318, con el fin de considerar la práctica desarrollada en Estados Unidos, en base a los ensayos de elementos de tamaño natural con barras db > 57,20 mm. C 12.16.4.3. Esta limitación se incluyó también en la edición 1971, con el fin de garantizar una resistencia mínima de corte en las secciones con empalmes por contacto a tope.

C 12.17. REQUISITOS ESPECIALES PARA EMPALMES EN LAS COLUMNAS En las columnas sometidas a cargas axiales y de flexión, se pueden generar tensiones de tracción, en una cara de la columna, con excentricidades grandes o moderadas, tal como se ilustra en la Figura 12.17. Cuando se presentan dichas tensiones de tracción, en el artículo 12.17. se especifica que se deben utilizar empalmes de tracción, o en su defecto, se debe proporcionar una resistencia a la tracción adecuada. Además, se requiere de una capacidad mínima a la tracción en cada cara de las columnas, aún cuando el análisis indique que existen esfuerzos de compresión. En la edición 1989 del Código ACI 318, se aclara que un empalme de compresión tiene 1 una capacidad a la tracción, como mínimo, igual a f y , lo que simplifica los requisitos de 4 cálculo planteados en las ediciones anteriores. El empalme de las columnas debe satisfacer los requisitos establecidos para todas las combinaciones de cargas de la columna. En forma frecuente, la combinación básica de carga gravitatoria tendrá prioridad en el diseño de la columna misma, pero una combinación de carga que incluya viento o sismo pude generar mayores tensiones de tracción en algunas barras de las columnas, de manera tal que los empalmes de las columnas se deben diseñar considerando esta mayor tracción. C 12.17.2. Empalmes en las columnas C 12.17.2.1. A partir de la edición 1989 del Código ACI 318, se han simplificado las prescripciones para el caso de las barras de las columnas que están siempre comprimidas, considerando que un empalme de armaduras comprimidas tiene suficiente resistencia a la tracción como para excluir requisitos especiales. C 12.17.2.4. El Reglamento permite utilizar longitudes de empalme menores, siempre que el empalme esté encerrado en toda su longitud por un número mínimo de estribos. Las ramas de los estribos perpendiculares en cada dirección se deben determinar por separado y el requisito de que el área efectiva sea siempre mayor o igual que 0,0015 h s se debe verificar en cada dirección. Esta situación se ilustra en la Figura C 12.17.2. en la cual cuatro ramas son efectivas en una dirección y dos ramas lo son en la otra dirección. Esta situación es crítica en una dirección, en la cual normalmente se puede determinar por inspección.


Cap. 12 - 207

Figura C 12.17.2.4. Para la determinación del área efectiva se deben utilizar las ramas de los estribos que atraviesan el eje de flexión. En este ejemplo existen cuatro ramas de estribos efectivas. C 12.17.2.5. Las longitudes de los empalmes de las barras comprimidas se pueden disminuir siempre que toda la longitud del empalme esté confinada por zunchos, debido a la mayor resistencia al hendimiento que estos generan. Los zunchos deben verificar los requisitos de los artículo 7.10.4. y 10.9.3. C 12.17.3. Empalmes mecánicos o soldados en las columnas El Reglamento permite la utilización de los empalmes soldados o mecánicos en las columnas, siempre que los mismos estén diseñados como un empalme de soldadura completa o como un empalme mecánico total, capaces de desarrollar el 125% de fy , tal como lo exigen los artículos 12.14.3.2. ó 12.14.3.4. Habitualmente se ensaya la capacidad del empalme en tracción y se exige su resistencia completa para contemplar las elevadas cargas de compresión que posiblemente alcancen las armaduras de las columnas debido a los efectos de la fluencia lenta. Cuando se utilice un empalme mecánico que desarrolle una capacidad de transmisión menor que un empalme mecánico total, entonces el empalme deberá cumplir con todas las especificaciones dadas en los artículos 12.6.4. y 12.17.4. para los empalmes por contacto a tope. C 12.17.4. Empalmes por contacto a tope en columnas Los empalmes por contacto a tope utilizados para empalmar las barras de las columnas que están siempre comprimidas, deben tener una capacidad de resistir tensiones de tracción del 25% de la tensión de fluencia del área de acero dispuesto en cada cara de la columna, ya sea escalonando los empalmes por contacto a tope o agregando barras


Com. Cap. 12 - 208

adicionales a lo largo del empalme. Los empalmes por contacto a tope deben verificar las especificaciones del artículo 12.6.4.

C 12.18. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO SOLDADAS Y DE ALAMBRES CONFORMADOS SOLICITADOS A TRACCIÓN Las disposiciones especificadas para los empalmes de estas mallas se basan en los ensayos realizados en Estados Unidos y descriptos en la referencia 12.26. Los requisitos existentes en la edición 1971 del ACI 318 se simplificaron en el suplemento de la edición 1976 con el fin de incorporar tanto la suposición de que sólo un alambre transversal en cada panel de malla está yuxtapuesto en el empalme como la determinación de la longitud de empalme con el valor 1,3 ld . La longitud de anclaje ld , es la longitud que se determina con las especificaciones del artículo 12.7. sin considerar el valor mínimo establecido en 200 mm, que se debe aplicar a la totalidad de la longitud del empalme. Cuando dentro de la longitud de empalme no existan alambres transversales, se permite aplicar las disposiciones establecidas para el alambre conformado.

C 12.19. EMPALMES DE LAS MALLAS DE ACERO ALAMBRES LISOS SOLICITADOS A TRACCIÓN

SOLDADAS

DE

La resistencia de los empalmes de las mallas de acero soldadas de alambres lisos, depende fundamentalmente del anclaje obtenido por los alambres transversales y no de la longitud del alambre en el empalme. Por esta razón, se especifica el empalme en términos de la superposición de los alambres transversales y no en diámetros del alambre o en milímetros. El requisito de superposición adicional de 50 mm tiene el objeto de asegurar la superposición de los alambres transversales y contar con el espacio suficiente entre ellos para lograr una compactación satisfactoria del hormigón. Las investigaciones realizadas en Estados Unidos, que se describen en la referencia 12.27, han demostrado que se requiere una mayor longitud de empalme cuando se trata de una malla de acero soldada de alambres de diámetros grandes con poca separación, y como consecuencia, se especifican para estas mallas requisitos de longitud adicional del empalme, además de un mínimo adicional absoluto de 150 mm. La longitud de anclaje ld , es la longitud que se determina de acuerdo con las disposiciones del artículo 12.8., sin considerar el valor mínimo de 150 mm. Los requisitos para el empalme se ilustran en la Figura 12.19.


Cap. 12 - 209

PARTE 5 – SISTEMAS O ELEMENTOS ESTRUCTURALES COMENTARIOS CAPÍTULO 13 SISTEMAS DE LOSAS QUE TRABAJAN EN DOS DIRECCIONES

COMENTARIO GENERAL El Capítulo 13 del Código ACI-318, en el cual se ha basado esta nueva versión del Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón Armado, establece algunas diferencias conceptuales importantes a considerar en el diseño de losas para entrepisos, respecto de los usos y costumbres impuestos en el país derivados de la aplicación de las normas de origen alemán, que constituían la base de las versiones anteriores del CIRSOC 201. Las diferencias son de una importancia tal, que justifica el hecho de agregar este comentario general al comienzo del capítulo dedicado al diseño de losas armadas en dos direcciones o losas cruzadas, como se las denomina frecuentemente en nuestro medio. Las nuevas exigencias del diseño incluyen, aparte del diseño de las secciones resistentes de hormigón armado, nuevos criterios relacionados con los siguientes aspectos: 1. Los recubrimientos exigidos son mayores que los acostumbrados. 2. La evaluación de la rigidez de losas y la determinación de las solicitaciones, se deben realizar considerando la rigidez de las vigas en las que apoyan. 3. En el Reglamento se incluye la descripción de procedimientos simplificados de diseño que el proyectista puede utilizar o no, siempre que se cumplan determinadas condiciones que se especifican con detalle. A continuación se incluyen comentarios respecto de estas cuestiones 1. Recubrimientos de la armadura en losas En esta versión destinada a la discusión pública nacional, se ha optado por recomendar unos recubrimientos reducidos con respecto a los especificados en el ACI-318. Este aspecto del diseño y ejecución de estructuras de hormigón armado, se ha tratado en otros capítulos, por lo que no será comentado en este lugar. 2. La rigidez de los sistemas de losas El cálculo de solicitaciones en losas cruzadas se ha realizado, generalmente, considerando que las vigas de apoyo dispuestas en los bordes tenían rigidez a flexión infinita. Esta premisa, que se ajusta suficientemente a la realidad cuando las vigas tienen


Cap. 13 - 211

gran rigidez comparada con las losas que soportan, deja de ser válida cuando se utilizan vigas de escasa altura (conocidas como vigas “cinta”), o vigas de longitudes importantes y por lo tanto flexibles. La mejor calidad de los materiales, la exigencia de mayores espacios libres de columnas en los edificios y la necesidad de reducir al mínimo los espesores totales de los entrepisos, han llevado, en los últimos años, a diseños de estructuras osadas, con grandes luces y alturas de vigas reducidas. La consecuencia directa de este tipo de diseños es la obtención de estructuras que tienen una flexibilidad excesiva. En el caso particular de los sistemas de losas, esta configuración invalida los procedimientos de diseño estructural de losas cruzadas utilizados comúnmente, ya que con ellos, se obtienen entrepisos muy flexibles que llevan a la fisuración (y algunas veces al estallido) de la tabiquería cerámica de los edificios. Este nuevo Reglamento, introduce exigencias que guían al proyectista hacia la obtención de un diseño de sistemas de losas que proporcione la rigidez adecuada. En efecto, los requisitos de diseño para los sistemas de losas armadas en dos direcciones, de este nuevo Reglamento, asignan importancia a las deformaciones que se pueden esperar en el sistema, en función de las rigideces de los elementos: •

Si la relación de lados es mayor que 2, la losa se debe diseñar como armada en una sola dirección (ver los artículos 9.5.3.1 y 13.6.1.2), que coincide con la luz menor.

•

En el artículo 9.5.3.3 se establecen los límites para los espesores mínimos de losas cruzadas, y se puede observar que, en el presente Reglamento, estos espesores mínimos son función de las rigideces relativas de losa y vigas. (Ver el artículo 13.1.4).

3. Los procedimientos de diseño A continuación se transcribe el artículo 13.5.1. que expresa : “13.5.1. Los sistemas de losas se pueden diseñar mediante cualquier procedimiento que satisfaga las condiciones de equilibrio y compatibilidad geométrica, si se demuestra que la resistencia de diseño, en cada sección, es como mínimo, igual a la resistencia requerida por los artículos 9.2. y 9.3., y que se verifican todas las condiciones de servicio, incluyendo los valores límites establecidos para las flechas.” Es decir que, si se tienen en cuenta los problemas de deformaciones de las losas y sus vigas de apoyo, es posible aplicar cualquier procedimiento válido para el diseño de sistemas de losas. El Reglamento proporciona dos procedimientos de diseño que tienen diferente rango de aplicaciones, no obstante el artículo 13.5.1 deja libertad al proyectista que quiere hacer un diseño más ajustado.


Com. Cap. 13 - 212

C 13.0. SIMBOLOGÍA Los métodos de diseño que se presentan en el Capítulo 13 se basan en los análisis de los resultados de una serie extensa de ensayos que se describen en las referencias 13.1. y 13.7. y en el registro fundamentado, del comportamiento de varios sistemas de losas. Gran parte del Capítulo 13 está relacionado con la elección y la distribución de la armadura de flexión. Por lo tanto, es recomendable, antes de discutir las diversas reglas para el diseño, advertir al Diseñador o Proyectista Estructural, que la transmisión de la carga de la losa a las columnas por flexión, torsión y corte, es el problema fundamental referido a la seguridad de un sistema de losas. Los criterios de diseño por torsión y corte en losas, se presentan en el Capítulo 11. Las ayudas para el análisis y el diseño de los sistemas de losas armadas en dos direcciones se pueden consultar en la referencia 13.8. Estas ayudas permiten simplificar la aplicación tanto del Método de Diseño Directo como del Método del Pórtico Equivalente que se presentan en los artículos 13.6. y 13.7. Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA).

C 13.1. CAMPO DE VALIDEZ Los principios fundamentales de diseño, contenidos en el Capítulo 13, se aplican a todo sistema estructural plano sometido a cargas transversales. Sin embargo, algunas de las reglas específicas de diseño, así como los precedentes históricos, limitan los tipos de estructuras a los cuales se puede aplicar el Capítulo 13. En este artículo se describen las características generales de los sistemas de losas que es posible diseñar con las especificaciones de este Capítulo 13. Estos sistemas incluyen las losas convencionales con vigas en sus bordes o, eventualmente con bordes libres; los entrepisos sin vigas y las losas casetonadas. Se excluyen las losas armadas en una dirección, armadas deliberadamente para resistir esfuerzos de flexión en una sola dirección; y las losas apoyadas sobre el suelo, salvo el caso de aquellas que transmiten al terreno cargas verticales originadas en otras partes de la estructura. Los procedimientos expeditivos de diseño descriptos en el Capítulo 13 se aplican a losas con vigas, sólo cuando éstas se encuentran en los bordes de la losa o del panel de losa, y apoyan sobre columnas u otros apoyos, esencialmente fijos, ubicados en las esquinas de la losa o del panel de losa. Las losas armadas en dos direcciones, reforzadas con vigas en una dirección, o las losas nervuradas, en donde la losa y las vigas están soportadas por vigas principales en la otra dirección, se pueden diseñar de acuerdo con los requerimientos generales del Capítulo 13. Dichos diseños se deben fundamentar en análisis compatibles con la posición deformada de las vigas y vigas principales de apoyo. En las losas que se apoyan sobre tabiques portantes, los procedimientos expeditivos de diseño de este capítulo, consideran al tabiques como una viga infinitamente rígida. Por lo tanto, en cada tabique debe apoyar la longitud total de un borde de la losa (Ver el artículo


Cap. 13 - 213

13.2.3.). Las columnas tipo tabique, con una longitud menor que la de la losa, se pueden tratar como columnas.

C 13.2. DEFINICIONES C 13.2.3. Por definición, un panel de losa incluye todos los elementos solicitados a flexión comprendidos entre los ejes de las columnas, de manera que la franja de columna incluye a las vigas, si las hubiera. C 13.2.4. Las vigas de borde o las vigas interiores de las losas, que han sido hormigonadas juntamente con las losas, se deben considerar como secciones T, incluyendo partes de la losa como alas. En la Figura 13.2.4 se proporcionan ejemplos de las especificaciones de este artículo. A título informativo, se incorpora de la referencia 7.19. las definiciones de los distintos tipos de losas que se consideran en este Capítulo 13. “Las losas que apoyan sólo en dos lados opuestos, como en la Figura 12.1.a), donde la acción estructural de la losa es fundamentalmente en una dirección, puesto que transmite las cargas en la dirección perpendicular a la de las vigas de apoyo, se conocen como losas en una dirección. Se está en presencia de una losa en dos direcciones cuando existen vigas en los cuatro lados, como en la Figura 12.1.b), de modo tal que se obtiene una acción de losa en dos direcciones. Asimismo se pueden disponer vigas intermedias, como se muestra en la Figura 12.1.c). Si la relación entre la longitud y el ancho de un panel de losa es mayor que un valor alrededor de dos, la mayor parte de la carga se transmite en la dirección corta hacia las vigas de apoyo y se obtiene, en efecto, acción en una dirección, aunque se proporcionen apoyos en todos los lados. Un panel o paño de losa (ver definición en el artículo 13.2. del Reglamento CIRSOC 201) es aquel que está limitado por los ejes de las columnas, vigas o tabiques que existan en sus bordes. En algunos casos, las losas de hormigón se pueden apoyar directamente sobre columnas, como en la Figura 12.1.d), sin la utilización de vigas secundarias o principales. Estas losas se identifican como placas planas y se utilizan a menudo cuando las luces no son muy grandes y las cargas no son particularmente pesadas. La construcción del tipo losa plana, ilustrada en la Figura 12.1.e), tampoco incluye vigas pero incorpora una región con un sobreespesor de losa en la vecindad de la columna y emplea con frecuencia columnas con forma acampanada en la parte superior; ambos son mecanismos para reducir los esfuerzos generados por corte y flexión negativa alrededor de las columnas; por lo general se llaman paneles con ábacos o sobreespesores y capiteles de columna, respectivamente. En estrecha relación con la placa plana está la losa con viguetas en dos direcciones o losa reticular que ilustra la Figura 12.1.f). Con el fin de reducir la carga permanente de la construcción con losas macizas, se forman vacíos en un patrón rectilíneo mediante elementos livianos construidos en metal o en fibra de vidrio. Se obtiene así una construcción nervurada en dos direcciones. Por lo general los elementos para alivianar o aligerar la estructura se omiten


Com. Cap. 13 - 214

cerca de las columnas de manera que se forme una losa maciza para resistir mejor los momentos y esfuerzos de corte en estas áreas. Las losas de hormigón armado que se muestran en la Figura 12.1 se diseñan casi siempre para cargas que se suponen distribuidas de manera uniforme sobre la totalidad de uno de los paneles de la losa, limitadas por las vigas de apoyo o por los ejes entre centros de columnas. Las pequeñas cargas concentradas se pueden absorber mediante la acción en dos direcciones de la armadura (armadura a flexión en dos direcciones para sistemas de losa en dos direcciones, o armadura a flexión en una dirección más armadura de repartición transversal para sistemas en una dirección). Por lo general, las grandes cargas concentradas requieren vigas de apoyo. En el Capítulo 12 de la referencia 7.18 se analizan las losas apoyadas en los bordes en una o en dos direcciones, como las que ilustran las Figuras 12.1.a), b) y c). Los sistemas en dos direcciones sin vigas, como los expuestos en las Figuras 12.1.d), e) y f), al igual que las losas en dos direcciones apoyadas en los bordes (ver la Figura 12.1.b), se tratan en el Capítulo 13 de la referencia. En los capítulos 14 y 15 se introducen métodos especiales basados en el análisis límite para estados de sobrecarga, aplicables a todos los tipos de losas.


Cap. 13 - 215

(f) Losa Nervurada Figura 12.1. Tipo de losas estructurales.


Com. Cap. 13 - 216

Cuando las losas, en dos direcciones se apoyan sobre vigas relativamente delgadas y flexibles (Figura 12.1.b), o si las vigas en los ejes entre columnas se omiten del todo, como en el caso de las losas de tipo placa plana (Figura 12.1.d), las losas planas (Figura 12.1.e) o los sistemas de losas nervuradas en dos direcciones (Figura 12.1.f), se generan una serie de consideraciones adicionales a las anteriores. La Figura 13.1.a) ilustra una parte de un sistema de entrepiso donde un panel de losa rectangular está apoyado en vigas relativamente delgadas en los cuatro lados.

Figura 13.1. Losas en dos direcciones apoyadas sobre columnas: (a) losa en dos direcciones con vigas; b) losa en dos direcciones sin vigas. Las vigas están sostenidas a su vez por columnas en las intersecciones de sus ejes centrales. Si se aplica una carga superficial w ésta se comparte


Cap. 13 - 217

entre franjas imaginarias de losa lg en la dirección corta y lb en la dirección larga, como se explica en la sección 12.4 de la referencia 7.19.. La fracción de carga transmitida por las franjas largas lb es transferida a las vigas B1 que se extienden en la dirección corta del panel. La porción tomada por las vigas B1 más la que se transmite directamente en la dirección corta por las franjas de losa la totalizan el cien por ciento de la carga aplicada al panel. Asimismo, las franjas de losa en la dirección corta la entregan una parte de la carga a las vigas B2 en la dirección larga. Esta carga, más aquella tomada en forma directa en la dirección larga por la losa, constituyen el cien por ciento de la carga aplicada. Es un requisito claro de estática que, para una construcción apoyada sobre columnas, el ciento por ciento de la carga aplicada se debe transmitir en cada dirección, en forma conjunta por la losa y por sus vigas de apoyo (ver la referencia 13.1.). Una situación similar se obtiene en la losa de entrepiso del tipo placa plana que se muestra en la Figura 13.1.b). En este caso se omiten las vigas. Sin embargo, las franjas anchas de la losa centradas en los ejes entre columnas en cada dirección, cumplen la misma función que las vigas de la Figura 13.1.a); también para este caso, la totalidad de la carga se debe transmitir en cada dirección. La presencia de ábacos o de capiteles en la zona doblemente grisada cercana a las columnas (Figura 12.1.e) no modifica el anterior requisito de la estática”. El Capítulo 13 del Código ACI (y del Reglamento CIRSOC 201) trata de manera unificada todos los anteriores sistemas en dos direcciones. Sus disposiciones son aplicables a losas apoyadas sobre vigas, a losas planas y a placas planas, al igual que a losas nervuradas en dos direcciones. Aunque se permite el diseño “mediante cualquier procedimiento que satisfaga las condiciones de equilibrio y compatibilidad geométrica”, se hace referencia específica a dos métodos alternos: el semiempírico, método de diseño directo, y un análisis elástico aproximado, conocido como el método del pórtico equivalente. A los fines del diseño, en cualquiera de los dos casos, un panel de la losa corriente se divide en franjas de columna y en franjas centrales. Una franja de columna se define como una franja de losa con un ancho a cada lado del eje, entre centros de columnas, igual a un cuarto de la menor de las dimensiones del panel l1 y l2 . Esta franja incluye las vigas en los ejes de columna. En todos los casos, l1 se define como la luz en la dirección del análisis de los momentos y l2 como la luz en la dirección transversal. Las luces se miden hasta los ejes entre centros de columnas, excepto donde se indique de otra manera. Para el caso de construcción monolítica, las vigas incluyen la parte de la losa a cada lado de la viga, que se extiende una distancia igual a la proyección de la viga por encima o por debajo de la losa (la que sea mayor) pero que no exceda cuatro veces el espesor de la losa (ver la Figura 13.3.)”


Com. Cap. 13 - 218

Figura 13.3. Sección transversal de una losa y de la viga efectiva.

C13.3. ARMADURA DE LA LOSA C 13.3.2. El requisito de que la separación entre las barras o alambres que constituyen la armadura no sea mayor que 2 veces el espesor de la losa, se aplica únicamente a la armadura de losas macizas y no a losas nervuradas o casetonadas. Esta limitación está destinada a garantizar la seguridad de la losa, reducir la fisuración y prever la posible existencia de cargas concentradas en áreas pequeñas de la losa. (Ver el Comentario al artículo 10.6). C 13.3.3. – C 13.3.5. Los momentos flexores de las losas en la unión con las vigas de borde pueden estar sometidos a grandes variaciones. Si las vigas perimetrales se van a construir monolíticamente con los tabiques, la losa resultará empotrada. Si no existe un tabique completo, la losa podría trabajar como libremente apoyada dependiendo de la rigidez a torsión de la viga perimetral o del borde de la losa. Estos requisitos contemplan condiciones inciertas que se producirán normalmente en una estructura. C 13.3.8. Detalles de la armadura en las losas sin vigas A partir de la edición 1989 del Código ACI-318, se eliminaron las barras dobladas de la Figura 13.3.8., debido a que, actualmente, se utilizan cada vez menos las barras dobladas y resulta difícil colocarlas correctamente. No obstante, se permite colocar barras dobladas si se cumplen los requisitos del artículo 13.3.8.3. C 13.3.8.4. Para los momentos que resultan de combinaciones de cargas laterales y gravitatorias, las longitudes y prolongaciones mínimas de las barras de la Figura 13.3.8, pueden resultar insuficientes. C 13.3.8.5. Cuando un apoyo falle o sufra algún daño, la armadura inferior continua de la franja de columna proporcionará a la losa cierta capacidad residual para colgarse de los apoyos adyacentes. Las dos barras o alambres inferiores continuos de la franja de columna se han denominado “armadura de integridad”, y se proporcionan para dar a la losa alguna capacidad residual después de una falla local de corte por punzonamiento en un solo apoyo. Ver la referencia 13.9. En la edición 2002 del Código


Cap. 13 - 219

ACI 318, los empalmes mecánicos y soldados han sido reconocidos explícitamente como métodos alternativos para material los empalmes de las armaduras. C 13.3.8.6. Esta disposición fue incorporada al Código en 1992, a fin de requerir la misma armadura de “integridad” que para otras losas sin vigas en dos direcciones, ante el caso de falla de corte por punzonamiento en un apoyo. (Ver la Figura 13.3.8.6 para la ubicación de la armadura de integridad). En algunos casos, habrá suficiente espacio para que las barras inferiores adherentes puedan pasar bajo los conectores de corte y a través de la columna. Cuando este espacio sea insuficiente, las barras inferiores se pasarán a través de agujeros en los brazos de los conectores de corte o dentro del perímetro del collar de izaje. Los brazos de los conectores de corte se mantendrán tan abajo como sea posible, en la losa, para incrementar su efectividad.

C 13.4. ABERTURAS EN LOS SISTEMAS DE LOSAS Ver el comentario al artículo 11.12.5.

C 13.5. PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO C 13.5.1. Este artículo permite al Diseñador o Proyectista Estructural efectuar el diseño de acuerdo con los principios fundamentales de la mecánica estructural, siempre que pueda demostrar de manera explícita que se satisfacen todos los criterios de seguridad y de comportamiento en servicio. El diseño de la losa se puede realizar mediante el uso combinado de soluciones clásicas, basadas en un continuo elástico lineal, soluciones numéricas basadas en elementos discretos o análisis con el método de las líneas de fluencia; incluyendo en todos los casos la evaluación de las tensiones en las zonas de los apoyos, debidas al corte, la torsión y la flexión. El Diseñador o Proyectista Estructural debe considerar que el diseño de un sistema de losas implica algo más que su análisis y debe justificar, apoyado en su conocimiento de las cargas esperadas y en la confiabilidad de los esfuerzos y deformaciones calculados para la estructura, cualquier alteración en las dimensiones físicas de la losa respecto de la práctica habitual. C 13.5.1.1. Para el análisis expeditivo de sistemas de losas que trabajan en dos direcciones bajo cargas gravitatorias, se especifican dos métodos: el Método de Diseño Directo en, desarrollado en el artículo 13.6. y el Método del Pórtico Equivalente, en el artículo 13.7. Las disposiciones específicas de ambos métodos están limitadas, en su aplicación, a sistemas de pórticos en direcciones ortogonales solicitados por cargas exclusivamente gravitatorias. Ambos métodos se aplican a losas que trabajan en dos direcciones, ya sean con vigas en sus bordes o losas sin vigas (losas planas y placas planas). En ambos métodos, en la distribución de momentos en las secciones críticas de la losa, se reflejan los efectos de la reducción de rigidez de los elementos debido a la fisuración del hormigón y a la geometría de los apoyos. En la referencia 7.19. se expresa que: “...Aunque los sistemas de losas de hormigón armado en dos direcciones, que incluyen losas apoyadas en los bordes y losas y placas planas se deben


Com. Cap. 13 - 220

analizar y diseñar de acuerdo con las disposiciones del Capítulo 13, en muchos casos, sobre todo en aquellos sistemas que no cumplen los requisitos que permiten realizar el análisis por medio del Método de Diseño Directo, algunos Diseñadores o Proyectistas Estructurales continúan utilizando para el caso especial de losas armadas en dos direcciones, apoyadas en vigas de borde relativamente altas y rígidas, en los cuatro lados de cada uno de los paneles de losa, el método de diseño que proponía el Código ACI 318-63, desarrollado originalmente por Marcus e introducido en Estados Unidos por Rogers. Este método se encuadra perfectamente en las disposiciones del artículo 13.5.1.” C 13.5.1.2. Durante la vida útil de una estructura, las cargas aplicadas durante la construcción, las cargas normales de uso, las sobrecargas previstas y los cambios de volumen, producirán fisuración en la losa. La fisuración reduce la rigidez de las losas y aumenta la flexibilidad de la estructura frente a la acción de las cargas laterales. La fisuración de la losa se debe considerar en el cálculo de la rigidez, a fin de que los desplazamientos causados por el viento o el sismo, no resulten subestimados. El Diseñador o Proyectista Estructural puede modelar la estructura, para un análisis bajo la acción de cargas laterales, utilizando cualquier aproximación que demuestre satisfacer el equilibrio y la compatibilidad geométrica y que concuerde de manera razonable con los datos disponibles de ensayos. (ver las referencias 13.10. y 13.11.). El procedimiento elegido incluirá los efectos de la fisuración así como de otros parámetros tales como l2/l1, c1/l1, c2/c1. En la referencia 13.12., se resumen algunos de los métodos de diseño disponibles. Los procedimientos considerados aceptables, incluyen: los modelos de elementos finitos para placas en flexión, el modelo de la viga con ancho efectivo y el modelo del pórtico equivalente. En todos los casos, las rigideces de los elementos aporticados será reducidas para considerar la fisuración. Para losas no pretensadas, se considera apropiado reducir la rigidez a flexión de la placa a un valor entre un medio y un cuarto, para tener en cuenta la fisuración. En losas pretensadas, la rigidez es mayor que la correspondiente a la de losas fisuradas. Cuando el objetivo del análisis sea considerar los desplazamientos laterales o la amplificación de momentos, se adoptará el valor límite inferior de la rigidez a flexión de las placas. Cuando se realice un análisis para estudiar la interacción de una losa con otros elementos aporticados, tales como tabiques estructurales, podrá resultar apropiado considerar un rango de rigideces para la losa, de manera de evaluar la importancia relativa de la losa en dicha interacción. C 13.5.3. Este artículo se refiere fundamentalmente a los sistemas de losas sin vigas. Los ensayos y la experiencia han demostrado que, a menos que se adopten medidas especiales para resistir los esfuerzos debidos a torsión y corte, toda la armadura prevista para resistir la parte del momento transmitida por flexión a la columna, se debe colocar entre dos líneas situadas a una distancia igual a 1,5 veces el espesor de la losa o ábaco, (1,5 h), a cada lado de la columna. Las tensiones de corte calculadas en la losa, alrededor de la columna, deben cumplir con los requisitos del artículo 11.12.2. Para mayores detalles con respecto a la aplicación de este artículo, verlos comentarios a los artículos 11.12.1.2. y 11.12.2.1. C 13.5.3.3. Los procedimientos del ACI 318-89 no han sido modificados en las últimas ediciones, excepto que bajo ciertas condiciones, se permite al Diseñador o Proyectista


Cap. 13 - 221

Estructural, ajustar el valor del momento transmitido por corte, sin revisar la dimensión de los elementos. La evaluación de los ensayos disponibles, indica que es posible adoptar cierta flexibilidad en la distribución de los momentos no balanceados, transmitidos por corte y flexión, tanto en los apoyos exteriores como interiores. Los apoyos exteriores, interiores y de esquina, se refieren a las conexiones losa-columna para las cuales el perímetro crítico de columnas rectangulares, tiene 4, 3 ó 2 lados respectivamente. Los cambios en la edición de 1995 reconocen en cierta medida, las prácticas de diseño habituales, anteriores a la edición de 1971. (ver la referencia 1.13.). En los apoyos exteriores, en el caso de momentos no balanceados, alrededor de un eje paralelo al borde, se puede reducir la fracción del momento transmitida por excentricidad de corte, γv Mu, siempre que el corte mayorado en el apoyo (excluyendo el corte producido por la transferencia de momento) no exceda el 75 % de la capacidad al corte φVc , como se define en el artículo 11.12.2.1, para columnas de borde; ó 50 % en columnas de esquina. Los ensayos descriptos en las referencias 13.14. y 13.15., indican que, en dichos casos, no hay una interacción significativa entre el corte y el momento no balanceado en los apoyos exteriores. Nótese que a medida que γv Mu decrece, γf Mu aumenta. La evaluación de ensayos de apoyos interiores, indica que también es posible cierta flexibilidad en la distribución de los momentos no balanceados, por corte y flexión, pero con limitaciones más severas que en el caso de apoyos exteriores. En apoyos interiores, se permite incrementar, hasta en un 25 %, el momento no balanceados transmitido por flexión, siempre que el corte mayorado (excluyendo el corte producido por el momento transferido) en el apoyo interior, no exceda el 40 % de la capacidad al corte φVc, como se define en el artículo 11.12.2.1. Los ensayos de conexiones losa-columna, indican que se requiere un alto valor de ductilidad, debido a que la interacción entre el corte y el momento no balanceado es crítica. Cuando el corte mayorado es grande, la unión losa-columna no siempre puede brindar el anclaje a toda la armadura dispuesta en el ancho efectivo. Las modificaciones especificadas en el artículo 13.5.3.3., para las uniones losa-columna de borde, de esquina o interior, sólo se permiten cuando la cuantía de armadura (dispuesta dentro del ancho efectivo) requerida para desarrollar el momento no equilibrado γf Mu, no exceda 0,375 ρ . La utilización de la expresión (13-1), sin las modificaciones permitidas por el artículo 13.5.3.3, generalmente indica condiciones de sobre tensión en el nudo. Las disposiciones del artículo 13.5.3.3. intentan mejorar el comportamiento dúctil del nudo losa-columna. Cuando se produce una inversión de momento en las caras opuestas de un apoyo interior, tanto la armadura superior como la inferior deberán estar concentradas dentro del ancho efectivo. Se ha observado que resulta apropiado adoptar una relación de 2, entre la armadura superior y la inferior.

C 13.6. MÉTODO DE DISEÑO DIRECTO El método de diseño directo consiste en un conjunto de reglas para la distribución de momentos a las secciones de losa y de vigas para satisfacer simultáneamente los requisitos de seguridad y la mayoría de los requisitos de comportamiento en servicio. Su aplicación implica tres pasos fundamentales:


Com. Cap. 13 - 222

1.

Determinación del momento isostático mayorado total (artículo 13.6.2.).

2.

Distribución del momento isostático mayorado total a las secciones de momentos negativos y positivos (artículo 13.6.3.).

3.

Distribución de los momentos mayorados negativos y positivos entre las franjas de columnas e intermedia, y en las vigas, si existen (ver los artículos 13.6.4. a 13.6.6.). La distribución de momentos entre las franjas de columnas e intermedia se utiliza también en el método del pórtico equivalente (ver el artículo 13.7.).

C 13.6.1. Limitaciones El Método de Diseño Directo se desarrolló a partir de tres elementos: (1) los procedimientos teóricos para la determinación de momentos en losas con y sin vigas; (2) el requisito de disponer de procedimientos simples de diseño y construcción; y (3) los precedentes obtenidos del comportamiento de sistemas de losas. En consecuencia, los sistemas de losas que se vayan a diseñar con el Método de Diseño Directo, deben cumplir con las limitaciones indicadas en este artículo. C 13.6.1.1. La razón fundamental para la limitación establecida en este artículo, es la magnitud de los momentos negativos en el apoyo interior en una estructura que tenga sólo dos tramos continuos. Las reglas establecidas para el Método de Diseño Directo, suponen implícitamente que el sistema de losas no tiene la rotación restringida ni es discontinuo, en la primera sección interior de momento negativo. C 13.6.1.2. Si la relación entre las luces (luz mayor/luz menor) de una losa excede de 2, la losa resistirá el momento principalmente según la luz menor, como en una losa que trabaja en una sola dirección. C 13.6.1.3. Esta limitación se relaciona con la posibilidad de que existan momentos negativos en puntos que se encuentran más alejados del adoptado para terminar la armadura de momentos negativos, de acuerdo con lo especificado en la Figura 13.3.8. C 13.6.1.4. Las columnas se pueden apartar, dentro de ciertos límites especificados, de una cuadrícula rectangular. Como límite superior para este apartamiento, se establece una falta de alineamiento acumulativa total de un 20% de la longitud del vano. C 13.6.1.5. El Método de Diseño Directo tiene su fundamento en ensayos realizados con cargas gravitatorias uniformes y en las reacciones resultantes en las columnas, determinadas por la estática (ver la referencia 13.16.). Las cargas laterales (de viento, sísmicas, etc.) requieren un análisis del sistema como pórtico. Las losas de fundación que trabajan en forma invertida, diseñadas como losas que trabajan en dos direcciones (ver el artículo 15.10.), implican la aplicación de cargas conocidas por medio de las columnas. Por lo tanto, aún suponiendo que la reacción del suelo es uniforme, se requiere un análisis del sistema como pórtico. En la edición de 1995 del Código ACI-318, el límite de aplicabilidad del Método de Diseño Directo respecto a la relación entre sobrecarga y carga permanente, se redujo de 3 a 2. En la mayoría de los sistemas de losas, la relación entre la sobrecarga y la carga permanente resulta menor que 2, por lo que no suele ser necesario obtener envolventes para diferentes distribuciones de carga.


Cap. 13 - 223

C 13.6.1.6. A menos que se cumplan los requisitos establecidos para las rigideces, la distribución elástica de los momentos, se apartará significativamente de la prevista por el Método de Diseño Directo. C 13.6.1.7. La redistribución de momentos permitida por el artículo 8.4. no se debe aplicar cuando se utilizan los valores aproximados para los momentos de flexión, calculados con el Método de Diseño Directo. Sólo se permite una modificación del 10%, de acuerdo con el artículo 13.6.7. C 13.6.1.8. El Diseñador o Proyectista Estructural puede usar el Método de Diseño Directo, aún cuando la estructura no cumpla con las limitaciones de esta sección, siempre que se pueda demostrar, por medio del análisis, que la limitación particular no se aplica a esa estructura. Por ejemplo, en el caso de un sistema de losa que soporta una carga inmóvil (por ejemplo, un depósito de agua, en el cual se espera que la carga sobre todas las losas sea la misma), el Diseñador o Proyectista Estructural no necesita cumplir con las limitaciones establecidas para la sobrecarga en el artículo 13.6.1.5. C 13.6.2. Momento mayorado total para un tramo C 13.6.2.2. La expresión (13-3) se desprende directamente de la deducción de Nichol (ver la referencia 13.17.) con la suposición simplificada de que las reacciones están concentradas a lo largo de las caras del apoyo perpendicular al tramo considerado. En general, al Diseñador o Proyectista Estructural le resultará conveniente calcular los momentos isostáticos para dos mitades de losas adyacentes, lo cual incluye una franja de columnas con media franja intermedia a cada lado. C 13.6.2.5. Si un elemento de apoyo no tiene sección transversal rectangular o si los lados del rectángulo que constituyen sus caras, no son paralelos a los tramos, dicho elemento se tratará como un apoyo cuadrado que tenga la misma área, (ver la Figura 13.6.2.5.). C 13.6.3. Momentos mayorados negativos y positivos C 13.6.3.3. Los coeficientes de momento para un tramo extremo, se calculan a partir de las expresiones para la rigidez de la columna equivalente, obtenidas de las referencias 13.18., 13.19. y 13.20. Los coeficientes para un borde no restringido (articulado), se deberían utilizar, por ejemplo, cuando la losa estuviera simplemente apoyada sobre un tabique o muro de mampostería o tabique de hormigón. Los coeficientes correspondientes a un borde restringido (empotrado) serían aplicables cuando la losa se construyera monolíticamente con un tabique de hormigón que tuviera una rigidez a la flexión tan grande, comparada con la de la losa, que asegurase una muy pequeña rotación en la sección de vinculación entre losa y tabique. Para bordes que no se encuentren total o parcialmente empotrados , los coeficientes de la Tabla 13.6.3.3. se han establecido de manera que se encuentren cerca del límite superior del rango correspondiente a los momentos positivos y a los momentos negativos interiores. En consecuencia, los momentos negativos exteriores usualmente resultan más cercanos al límite inferior. La capacidad para momentos negativos en los tramos exteriores, en la mayoría de los sistemas de losas, estará regida por la armadura mínima necesaria para controlar la fisuración. Los coeficientes finales establecidos, se han ajustado de manera que la suma absoluta de los momentos positivos y los momentos negativos promedio sea igual a M0.


Com. Cap. 13 - 224

Para sistemas de losas que trabajan en dos direcciones, con vigas entre los apoyos en todos los lados (losas cruzadas convencionales), se aplican los coeficientes de momento de la columna (2). Para sistemas de losas sin vigas entre los apoyos interiores (losas sin vigas), se aplican los coeficientes de momento de las columnas (3) ó (4), sin viga de borde (perimetral) o con ella, respectivamente, según corresponda. En la edición de 1977 del ACI-318, se establecían factores de distribución en función de la relación de rigidez del apoyo exterior equivalente, para distribuir el momento isostático total M0 en los tramos extremos. Se puede utilizar este criterio, en lugar de los valores dados en el artículo 13.6.3.3. C 13.6.3.4. En el diseño del elemento de apoyo, se debe considerar la diferencia de momentos en la losa a cada lado de la columna u otro tipo de apoyo. Si se hace un análisis para distribuir los momentos no balanceados, la rigidez a la flexión se puede calcular considerando la sección total de hormigón de los elementos involucrados. C 13.6.3.5. Los momentos perpendiculares a la estructura de la losa y en el borde de ésta, se deben transmitir a las columnas o tabiques de apoyo. Se investigarán también los esfuerzos de torsión provocados por el momento asignado a la losa. C 13.6.4, C 13.6.5 y C 13.6.6. Momentos mayorados en las franjas de columna, vigas y franjas intermedias Las reglas suministradas para asignar momentos a las franjas de columnas, vigas y franjas intermedias, surgen de estudios en losas linealmente elásticas, con diferentes rigideces en las vigas (ver la referencia 13.21.), calibradas por coeficientes de momento que han demostrado su adecuación a través de la experiencia previa exitosa. Para establecer los momentos en la mitad de la franja de columna adyacente a un borde apoyado en un tabique, se puede suponer que ln, en la expresión (13-3), es igual a ln del tramo entre columnas, paralelo adyacente, y el tabique se puede considerar como una viga que tiene un momento de inercia Ib igual a infinito. C 13.6.4.2. El propósito del parámetro βt de rigidez a la torsión, es asignar todo el momento negativo exterior mayorado a la franja de columna y nada a la franja intermedia, a menos que la rigidez a la torsión de la viga, en relación con la rigidez a la flexión de la losa apoyada, sea elevada. En la definición de βt, el módulo de corte se ha adoptado como Ecb/2. Cuando se utilicen tabiques como apoyos a lo largo de los ejes de las columnas, los mismos se podrán considerar como vigas muy rígidas con un valor de α1 l2 / l1 mayor que la unidad. Cuando el apoyo exterior consista en un tabique perpendicular a la dirección en la que se determinen los momentos, βt se puede considerar igual a cero, si el tabique es de albañilería sin resistencia a la torsión, y βt se puede considerar como 2,5 para un tabique de hormigón con alta resistencia a la torsión, ejecutado monolíticamente con la losa. C 13.6.5. Momentos mayorados en vigas Las cargas asignadas directamente a las vigas, se deben adicionar a la carga permanente uniforme de la losa; a las cargas permanentes uniformes sobreimpuestas de la misma, tales como cielorraso, contrapiso, piso o cargas equivalentes a los tabiques que pudieran


Cap. 13 - 225

existir, así como a las sobrecargas uniformemente distribuidas; todas las cuales normalmente están incluidas en en el valor de wu, en la expresión (13-3). Las cargas aplicadas directamente a las vigas, incluyen a las cargas lineales provenientes de tabiques divisorios sobre (o a lo largo de) los de ejes de las vigas; las cargas concentradas, como los pilares dispuestos sobre las vigas, o cargas suspendidas directamente desde ellas; más las cargas permanentes (lineales) adicionales de las que sobresalen del espesor de la losa para configurar la viga. Con el propósito de asignar las cargas aplicadas directamente a las vigas, sólo se deben considerar las que están situadas dentro del ancho del alma de la viga. (El ancho efectivo de la viga se define en el artículo 13.2.4. y sólo se debe utilizar para calcular la resistencia y la rigidez relativa). Las cargas lineales y las cargas concentradas que actúan sobre la losa, en puntos alejados del alma de la viga, requieren una consideración especial a los efectos de determinar su distribución entre la losa y las vigas. C 13.6.8. Esfuerzo de corte mayorado en los sistemas de losas con vigas En la Figura 13.6.8, se ha sombreado el área tributaria a utilizar para calcular el corte en una viga interior. Si la rigidez de la viga (α1 l2 / l1) es menor que 1, el corte en la viga se puede obtener por interpolación lineal. Para estos casos, de vigas de rigidez reducida, las vigas aporticadas con las columnas, no tomarán todo el esfuerzo de corte aplicado a la columna. La parte restante del esfuerzo producirá un esfuerzo de corte en la losa, alrededor de la columna, que se debe verificar de la misma forma que para losas sin vigas, como se establece en el artículo 13.6.8.4. Los artículos 13.6.8.1 a 13.6.8.3, no se aplican al cálculo de los momentos torsores en las vigas. Estos momentos se deben calcular a partir de los momentos flexores que actúan a los costados de la viga. C 13.6.9. Momentos mayorados en las columnas y en los tabiques La expresión (13-4) se refiere a dos tramos adyacentes, uno de los cuales es mayor que el otro, con la carga permanente completa más la mitad de la sobrecarga actuando en el tramo mayor, y únicamente la carga permanente actuando en el tramo menor. El diseño y detallado de la armadura para transferir el momento desde la losa a la columna de borde es crítico, tanto para el comportamiento en servicio como para la seguridad de las losas sin vigas o losas sin viga de borde o para losas en voladizo. Es importante que los planos de diseño muestren en forma completa los detalles del proyecto como, por ejemplo, la concentración de armadura sobre la columna donde se tendrá una separación menor por la presencia de armadura adicional.

C 13.7. MÉTODO DEL PÓRTICO EQUIVALENTE El Método del Pórtico Equivalente implica la representación del sistema tridimensional de losa mediante una serie de pórticos bidimensionales, que se analizan para las cargas que actúan en su plano. Los momentos negativos y positivos así determinados, en las secciones críticas de diseño del pórtico, se distribuyen a las secciones de la losa, de acuerdo con los artículos 13.6.4., 13.6.5. y 13.6.6. El Método del Pórtico Equivalente está sustentado en los estudios descriptos en las referencias 13.18, 13.19 y 13.20. Muchos de los detalles sobre el Método del Pórtico Equivalente, que se incluyeron en la edición 1989 de los Comentarios al ACI-318, han sido suprimidos en las ediciones posteriores a 1995. Es posible encontrar varios sistemas computacionales para resolver sistemas de losas con el Método del Pórtico Equivalente. Incluso, la mayoría de


Com. Cap. 13 - 226

los textos de diseño de estructuras de hormigón armado incluyen detalles sobre el Método del Pórtico Equivalente. C 13.7.2. Definición del Método La aplicación del Método del Pórtico Equivalente al caso de una estructura regular, se ilustra en la Figura 13.7.2. El sistema tridimensional se divide en una serie de pórticos planos (pórticos equivalentes), centrados en los ejes de las columnas o de los apoyos, con cada pórtico abarcando la altura total de la estructura. El ancho de cada Pórtico Equivalente, está limitado por los ejes centrales de los panels de losas adyacentes. El análisis completo del sistema de losas de un edificio se realiza entonces, considerando una serie de Pórticos Equivalentes (interiores y exteriores) que se extienden longitudinal y transversalmente a toda la dimensión de la estructura. Cada Pórtico Equivalente consta de tres partes: 1) La franja de losa horizontal, que incluye cualquier viga que se extienda en la dirección del pórtico, 2) Las columnas u otros elementos verticales de apoyo, que se extiendan por arriba y por debajo de la losa; y 3) Los elementos de la estructura que permitan una transferencia de momentos entre los elementos horizontales y los verticales. C 13.7.3. Vigas-placa C 13.7.3.3. A los fines de este artículo un apoyo se define como una columna, capitel, cartela o tabique, mientras que una viga no está considerada como elemento de apoyo para el pórtico equivalente. C 13.7.4. Columnas La rigidez de las columnas se calcula considerando su longitud desde el plano medio de la losa superior hasta el plano medio de la losa inferior. El momento de inercia de la columna se calcula considerando su sección transversal, considerando el incremento de la rigidez proporcionado por el capitel, si lo hubiera. Cuando se realice un análisis de las vigas-placa en forma aislada del pórtico completo, bajo la acción de cargas gravitatorias, se utilizará el concepto de columna equivalente, que combina la rigidez de la viga-placa y el elemento torsional, en un único elemento compuesto. La flexibilidad de la columna se modificará para considerar la flexibilidad torsional de la unión losa-columna, lo cual reducirá su eficiencia para la transmisión de momentos. La columna equivalente se configura como una columna real que se extiende por arriba y por debajo de la viga-placa, más los elementos torsionales “agregados” a cada lado de la columna y que se extienden hasta el eje del panel adyacente, como se ilustra en la Figura 13.7.4. C 13.7.5. Elementos torsionales El cálculo de la rigidez de los elementos torsionales se fundamenta en varias hipótesis simplificativas. Si no existen vigas que formen pórtico con la columna, se supondrá, como viga efectiva, una fracción de la losa igual al ancho de la columna o Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Cap. 13 - 227

capitel. Si existen vigas que lleguen a la columna, se asumirá un comportamiento de viga T o viga L, con alas que se prolongan a cada lado de la viga una distancia igual a la proyección de la viga hacia arriba, o hacia abajo, de la losa, pero no mayor de cuatro veces el espesor de la losa. Además, se supondrá que no se produce ninguna rotación por efecto de la torsión en la viga, en el ancho abarcado por el apoyo. Las secciones de los elementos a ser utilizadas para calcular la rigidez torsional se definen en el artículo 13.7.5.1. En la edición de 1989 del Código ACI-318, la expresión (13-6) especificaba el coeficiente de rigidez Kt de los elementos torsionales. En ediciones posteriores, la expresión para el cálculo aproximado de Kt se ha trasladado a los comentarios, y la expresión para la constante torsional (que estaba en la expresión (13-7), en la edición de 1989), está ahora definida en la Simbología del artículo 13.0. Estudios realizados con análisis tridimensionales de diversas configuraciones de losas, permiten concluir que se puede obtener un valor razonable de la rigidez a la torsión, suponiendo una distribución de momento a lo largo del elemento solicitado a torsión, que varía linealmente desde un máximo en el centro de la columna, hasta cero a en la mitad de la losa. La distribución supuesta del momento unitario de torsión a lo largo de la línea de eje de columna se ilustra en la Figura 13.7.5.

Figura C 13.7.5. Distribución de momentos torsores a lo largo del eje A-A de la Figura 13.7.4. Una expresión aproximada para la rigidez del elemento torsional, basada en lo resultados de análisis tridimensionales de varias configuraciones de losas (Ver las referencias 13.18, 13.19 y 13.20) es:

Kt =

∑

9 E cs C  c l 2  1 − 2 l2 

   

En el artículo 13.0 se establece la expresión para determinar el valor de C .


Com. Cap. 13 - 228

C 13.7.6. Ubicación de la sobrecarga

El criterio de considerar únicamente tres cuartas partes de la sobrecarga mayorada total para la combinación de carga que produce el momento máximo, se basa en el hecho de que los momentos máximos positivos y negativos, debidos a la sobrecarga, no pueden ocurrir simultáneamente y que se puede producir esta redistribución de los momentos máximos, antes que se alcance la falla. Este procedimiento permite, en efecto, algunas sobre tensiones localizadas bajo la acción de la sobrecarga mayorada total, cuando ésta se distribuye en la forma prescrita; pero aún así, permite asegurar que la capacidad última del sistema de losas, después de la redistribución de momentos, no es menor que la requerida para soportar las sobrecargas y las cargas permanentes, mayoradas, en todas las losas. C 13.7.7. Momentos mayorados C 13.7.7.1. – C 13.7.7.3. Estos artículos permiten ajustar los momentos negativos mayorados en las caras de los apoyos. Este ajuste se modifica en los apoyos exteriores, para limitar las reducciones en el momento negativo exterior. La Figura 13.6.2.5 ilustra varios casos de apoyos rectangulares equivalentes, como ejemplo de los que se pueden utilizar para definir las caras de los apoyos cuando se diseñan losas con apoyos no rectangulares. C 13.7.7.4. Las ediciones previas del código ACI-318 incluían este artículo, que se fundamenta en el principio de que, si se prescriben dos métodos diferentes para obtener una respuesta en particular, el código no debe requerir un valor mayor que el menor valor aceptable. Debido a la experiencia, extensa y satisfactoria, obtenida con los diseños realizados con los momentos isostáticos mayorados, que no exceden de los proporcionados por la expresión (13-3), se considera que estos valores son satisfactorios para el diseño, cuando se cumplen las limitaciones aplicables.


Cap. 13 - 229

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 14. TABIQUES


C 14.1. CAMPO DE VALIDEZ El Capítulo 14 del Reglamento se aplica generalmente a tabiques portantes o sea a elementos que soportan cargas verticales. En cambio los tabiques o muros de contención en voladizo se diseñan de acuerdo con las disposiciones de diseño por flexión establecidas en el Capítulo 10. Los tabiques diseñados para resistir esfuerzos de corte, como los tabiques de corte, se deben diseñar de acuerdo con el Capítulo 14 y el artículo 11.10. según sea aplicable.

C 14.2. REQUISITOS GENERALES Los tabiques se deben diseñar para resistir todas las cargas a las que pudieran estar sometidos, incluyendo cargas axiales excéntricas y fuerzas horizontales. El diseño se debe realizar de acuerdo con el artículo 14.4., a menos que el tabique verifique las exigencias del artículo 14.5.1.

C 14.3. ARMADURA MÍNIMA Para tabiques que soportan fuerzas horizontales de corte en su plano, la armadura determinada de acuerdo con los artículos 11.10.9.2. y 11.10.9.4. puede exceder el valor de la armadura mínima especificada en el artículo 14.3.

C 14.5. MÉTODO DE DISEÑO EMPÍRICO El método de diseño empírico se aplica únicamente a los tabiques con sección transversal rectangular llena. Todos los tabiques con otras formas de sección transversal se deben diseñar de acuerdo con el artículo 14.4. Para determinar la excentricidad total e de la carga axial mayorada Pu, se deben considerar tanto las cargas excéntricas como las horizontales.


Cap. 14 - 231

El método de diseño empírico se puede utilizar cuando la carga resultante de considerar todas las cargas aplicables, se ubica dentro del tercio medio del espesor del tabique (excentricidad e ≤

h ) en todas las secciones a lo largo de la longitud del tabique no 6

deformado. El dimensionamiento se realizará considerando a Pu como una carga centrada. La carga axial mayorada Pu debe ser menor o igual que la resistencia axial de diseño φ Pnw obtenida a partir de la expresión (14-1); o sea Pu ≤ φ Pnw .

Figura C 14.5. Comparación entre el diseño empírico de tabiques según la expresión (14-1) y la propuesta del artículo 14.4 (tabiques diseñados como elementos en compresión)


Com. Cap. 14 - 232

La expresión utilizada para determinar la resistencia de tabiques se fundamenta en la suposición de un tabique con sus extremos superior e inferior fijos frente a desplazamientos horizontales y con empotramiento en un extremo, correspondiente a un factor de longitud efectiva k entre 0,8 y 0,9. Los valores de resistencia a cargas axiales, determinados a partir de la expresión original, no resultaron conservadores en comparación con los resultados obtenidos en los ensayos descriptos en la referencia 14.1. para tabiques articulados en ambos extremos, como ocurre en algunas aplicaciones, prefabricación, o tabiques izados, o cuando la parte superior del tabique no esté arriostrada de manera efectiva para evitar el desplazamiento, como ocurre con tabiques libres o en grandes estructuras donde pueden ocurrir deformaciones importantes de los diafragmas de cubierta debidas a la acción del viento o del sismo. En la referencia 14.12 se dan valores de la longitud efectiva vertical, k, para condiciones de borde habituales en los tabiques. La condición de extremo empotrado para un factor k = 0,8 implica la fijación del tabique a un elemento con una rigidez a la flexión EI/l, igual a la del tabique como mínimo. El término correspondiente a la esbeltez, en la expresión (14-1) da como resultado resistencias comparables con las obtenidas por aplicación del artículo 14.3. ó el 14.4., para elementos cargados en el tercio medio del espesor con diferentes condiciones de borde y de arriostramiento intermedio. Ver la Figura C 14.5. C 14.5.3. Espesor mínimo de tabiques diseñados por el método empírico Los requerimientos de espesor mínimo no necesitan aplicarse a tabiques diseñados de acuerdo al artículo 14.4.

C 14.8. DISEÑO ALTERNATIVO PARA TABIQUES ESBELTOS El artículo 14.8. está fundamentado en la referencia 14.3 y en investigaciones experimentales descriptas en la referencia 14.4. El procedimiento descripto en este artículo se presenta como una alternativa a las especificaciones dadas en el artículo 10.10. para el cálculo transversal de tabiques constituidos por paneles prefabricados, que están restringidos contra el volcamiento en su parte superior. El procedimiento, tal como se describe en la referencia 14.8 ha sido adaptado desde un cálculo clásico al método de diseño límite. Los paneles que tienen ventanas u otras aberturas de gran tamaño se consideran como paneles que no tienen una sección transversal constante en toda su altura, de manera tal que se deben diseñar considerando los efectos de tales aberturas. En las referencias 14.5. y 14.6. se tratan varios aspectos relativos al diseño de tabiques y edificios construidos con el sistema de tabiques izados, tipo tilt-up.


Cap. 14 - 233

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 15 ZAPATAS Y CABEZALES DE PILOTES

C 15.0 SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo, para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades, correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA).

C 15.1. CAMPO DE VALIDEZ Si bien las disposiciones del Capítulo 15 se aplican a zapatas de fundación aisladas en las que se apoyan columnas o tabiques aislados, la mayoría de los conceptos también se pueden aplicar, en general, a cabezales aislados, y a zapatas combinadas y a plateas de fundación que soporten varias columnas o tabiques, o a una combinación de ambas. (ver las referencias 15.1. y 15.2.) Cuando se opte por suponer una distribución lineal de tensiones en el terreno (para zapatas aisladas o combinadas, y losas de fundación), o esfuerzos de distribución lineal en los pilotes (para cabezales), la altura de las zapatas y cabezales se debe adoptar de manera tal que se asegure su comportamiento como cuerpo rígido. Por el contrario, en el caso de zapatas, plateas o cabezales flexibles, la distribución de tensiones en el terreno o de esfuerzos en los pilotes se debe determinar mediante un análisis que tenga en cuenta la interacción entre el elemento de fundación y el terreno. En el caso particular de superestructuras muy rígidas se debe considerar la interacción superestructura-fundaciónterreno para la determinación de dichas tensiones en el terreno o esfuerzos en los pilotes.

C 15.2. CARGAS Y REACCIONES Una vez que se ha determinado la presión admisible del suelo o la capacidad de carga admisible del pilote mediante los principios de la mecánica de suelos, y de acuerdo con los reglamentos aplicables, se debe establecer el tamaño del área de la base de la zapata sobre el suelo, o el número y distribución de los pilotes, a partir de las cargas no mayoradas (de servicio) como D, L, W, E, etc., para cualquier combinación de cargas que resulte determinante para el diseño. Las zapatas y los cabezales se deben diseñar para soportar las cargas mayoradas aplicadas y las reacciones inducidas, incluyendo cargas axiales, momentos y cortes que deben ser soportados por la base de la zapata o por el cabezal.


Cap. 15 - 235

El Reglamento establece que se deben transmitir a la zapata únicamente los momentos extremos determinados en la base de la columna (o pedestal); no es necesario considerar, en la transmisión de fuerzas y momentos a las zapatas y cabezales, el requisito mínimo de excentricidad por consideraciones de esbeltez indicado en el artículo 10.12.3.2. En aquellos casos en que se tengan que considerar cargas excéntricas o momentos, los valores de la máxima presión en el suelo, o de la máxima reacción en los pilotes, deben quedar comprendidos dentro de valores admisibles. De igual modo, las reacciones resultantes debidas a la combinación de cargas de servicio con los momentos y/o cortes provocados por las cargas de viento o sismo, no deben exceder los valores incrementados que pudieran ser permitidos por los Reglamentos u otros documentos específicos de aplicación. Para dimensionar una zapata o un cabezal de pilotes por resistencia, se debe determinar la presión de contacto del suelo o la reacción del pilote debida a las cargas “mayoradas” aplicadas (ver el artículo 8.1.1.) En el caso de una zapata aislada, cargada céntricamente, la reacción del suelo qs debida a las cargas mayoradas se determina mediante la siguiente expresión:

qs =

U Af

siendo: U

carga centrada mayorada que debe ser soportada por la zapata,.

Af

área de la base de la zapata, determinada mediante los principios indicados en los párrafos anteriores, utilizando las cargas no mayoradas y la presión admisible del suelo.

Se hace notar que qs es tan sólo una reacción calculada para la carga mayorada, que se utiliza para producir en la zapata, o en el cabezal, las mismas condiciones requeridas de resistencia, (en lo que respecta a flexión, corte y longitud de anclaje de la armadura), que en cualquier otro elemento estructural. En el caso de cargas excéntricas, los factores de carga pueden causar excentricidades y reacciones diferentes de las obtenidas con las cargas no mayoradas.

C 15.4. MOMENTOS EN ZAPATAS Y CABEZALES C 15.4.4. La armadura en la dirección menor de zapatas rectangulares se debe distribuir de manera de colocar el área de acero dada por la expresión (15-1) en una franja cuyo ancho sea igual a la longitud del lado menor de la zapata. Dicha franja debe ser centrada respecto del eje de la columna. La armadura restante, exigida en la dirección menor, se debe distribuir equitativamente sobre los dos segmentos fuera del ancho de dicha franja central, una mitad en cada segmento.


Com. Cap. 15 - 236

La distribución de armaduras indicada en el artículo 15.4.4. no es adecuada para el caso de cabezales, en los que la armadura se debe concentrar en coincidencia con la ubicación de las franjas en las que se encuentran los pilotes.

s

s s

Figura C 15.4.4. Distribución de la armadura para flexión.

C 15.5. ESFUERZO DE CORTE EN ZAPATAS Y CABEZALES C 15.5.1. y C 15.5.2. La resistencia al corte de las zapatas y cabezales se debe determinar para la más exigente de las condiciones establecidas en los artículos 11.12.1.1. ó 11.12.1.2. La ubicación de la sección crítica para el corte se determina a partir de la cara del elemento soportado (columna, tabique, pedestal o muro), salvo para el caso de elementos apoyados sobre placas base de acero. La determinación del corte exige que la presión de apoyo del terreno qs ,se obtenga a partir de las cargas mayoradas y que el diseño se desarrolle de acuerdo con las expresiones apropiadas del Capítulo 11. Cuando resulte necesario, se puede investigar, de acuerdo con el artículo 11.12.1.2., el corte alrededor de los pilotes individuales. Si en la determinación del corte los perímetros se superponen, el perímetro crítico modificado bo se debe determinar como aquella fracción de la envolvente más pequeña de los perímetros para corte individuales, que en realidad resistirá el corte crítico para el grupo considerado. En la figura C 15.5.3. se ilustra una situación como la descripta. C 15.5.3. Los cabezales escalonados, por estar apoyados sobre pilotes con distinto nivel superior se pueden diseñar utilizando modelos de bielas tridimensionales que verifiquen


Cap. 15 - 237

las condiciones del Apéndice A. (Ver la referencia 15.3.). La resistencia efectiva a la compresión del hormigón debe ser la indicada en el artículo A.3.2.5. b) ya que en los cabezales de pilotes generalmente no resulta factible proveer armadura de confinamiento que verifique los artículos A.3.3.1. y A.3.3.2. C 15.5.4. Cuando los pilotes estén ubicados dentro de las secciones críticas, a una distancia d ó d/2 a partir del borde de la columna, para la determinación del corte en una o dos direcciones respectivamente, se debe considerar un límite superior para la resistencia al corte en la sección adyacente a la cara de la columna. La referencia 15.4. ofrece una guía para esta situación.

d = altura útil del cabezal

Figura C 15.5.4.

Perímetro crítico para superposición

corte

modificado

cuando hay

C 15.8. TRANSMISIÓN DE ESFUERZOS EN LA BASE DE COLUMNAS, TABIQUES, O PEDESTALES ARMADOS En el artículo 15.8. se establecen los requisitos específicos para la transmisión de los esfuerzos desde una columna, tabique o pedestal (elemento apoyado) hacia un zapata, cabezal o pedestal (elemento de apoyo). La transmisión de los esfuerzos se debe efectuar mediante apoyo sobre el hormigón (sólo para fuerzas de compresión) y mediante armadura (para fuerzas de tracción o de compresión). La armadura puede estar constituida por barras de armadura en espera, pernos de anclaje o conectores mecánicos adecuados. Las condiciones establecidas en el artículo 15.8.4. se aplican tanto a la construcción “in situ” como a la construcción con elementos prefabricados. En el artículo 15.8.2. se establecen condiciones adicionales para la construcción “in situ”. En el artículo 15.8.3. se establecen condiciones adicionales para la construcción con elementos prefabricados.


Com. Cap. 15 - 238

C 15.8.1.1. Las tensiones de compresión se pueden transmitir a la zapata, cabezal o pedestal de apoyo por medio del aplastamiento en el hormigón. Para el diseño por resistencia, las presiones admisibles de apoyo, en el área realmente cargada, serán iguales a 0,85 φ f’c , cuando el área realmente cargada sea igual al área sobre la cual se apoya. En el caso general en que una columna se apoye en una zapata o cabezal de área mayor que la columna, se debe verificar la resistencia al aplastamiento en la base de la columna y en la parte superior de la zapata o cabezal. Se debe verificar la resistencia en la sección inferior de la columna, puesto que la armadura de la columna no se puede considerar efectiva cerca de la base de la columna, dado que la fuerza en la armadura no se transmite hasta una cierta distancia sobre la base, a no ser que se dispongan barras de empalme o que la armadura de la columna se prolongue dentro de la zapata. La tensión de aplastamiento admitida para la columna normalmente es 0,85 φ f’c . La tensión admisible de apoyo en la zapata o cabezal se puede incrementar de acuerdo con el artículo 10.17. y será en la mayoría de los casos 2 veces 0,85 φ f’c (siendo φ = 0,70). La fuerza de compresión, que supere a aquella desarrollada por la resistencia admisible del hormigón de la base de la columna, o de la parte superior de la zapata o cabezal, debe ser absorbida mediante barras de empalme en espera o barras longitudinales de la columna prolongadas en la fundación. C 15.8.1.2. Todas las fuerzas de tracción, ya sean originadas por momentos, o cualquier otra razón, se debe transmitir a la zapata, cabezal o pedestal de apoyo, en forma total, mediante armaduras o conectores mecánicos adecuados. Por lo general, los conectores mecánicos sólo se emplean en estructuras con elementos prefabricados. C 15.8.1.3. Cuando los momentos calculados se transmiten de la columna a la zapata, por lo general el hormigón en la zona de compresión de la columna, estará sometido a tensiones de 0,85 f’c bajo la acción de cargas mayoradas y, como resultado de ello, toda la armadura debe ser prolongada (ó empalmada) dentro de la zapata o cabezal. C 15.8.1.4. El método de corte por fricción que se expone en el artículo 11.7., se puede utilizar para verificar la transferencia de fuerzas horizontales a la zapata, cabezal o pedestal de apoyo. Las llaves de corte se pueden utilizar siempre que la armadura que cruce la junta (armadura pasante) satisfaga las especificaciones de los artículos 15.8.2.1., 15.8.3.1. y los requisitos de corte por fricción del artículo 11.7. En estructuras con elementos prefabricados, la resistencia a las fuerzas horizontales se puede proporcionar mediante corte por fricción, llaves de corte, o dispositivos mecánicos. C 15.8.2.1. y C 15.8.2.2. Entre los elementos apoyados y los elementos de apoyo se exige una cantidad mínima de armadura pasante con el fin de asegurar un comportamiento dúctil. En el Reglamento no se exige que todas las barras de una columna se prolonguen y se anclen en la zapata o cabezal, sino que una cantidad de armadura con un área 0,005 veces el área de la columna, o un área igual de barras en espera adecuadamente empalmadas, se debe prolongar dentro de la zapata o cabezal con un anclaje apropiado. Esta armadura se exige para proporcionar cierto grado de integridad estructural tanto durante la etapa de construcción como durante la vida útil de la estructura.


Cap. 15 - 239

C 15.8.2.3. En este artículo están permitidos, en forma específica, los empalmes de barras con diámetros db = 32 mm y db = 40 mm solicitadas a compresión con barras de empalme en espera provenientes de las zapatas o cabezales. Las barras de empalme deben ser de diámetro ≤ db 32 mm. La longitud de empalme de dichas barras debe cumplir con el más exigente de los dos criterios que a continuación se exponen: a) ser capaz de transmitir el esfuerzo a las barras de diámetros db = 32 mm y db = 40 mm b) transmitir completamente el esfuerzo de las barras en espera por empalme Esta disposición constituye una excepción al artículo 12.14.2.1., donde se prohíbe el empalme de barras de gran diámetro con db > 32 mm. Esta excepción surge como resultado de muchos años de experiencia satisfactoria empalmando barras de gran diámetro de columnas con barras de menor diámetro en espera, en zapatas. La razón de la restricción para el tamaño de la barra de empalme, se debe al problema de la longitud de anclaje de las barras de gran diámetro, y está dirigido a admitir el uso de barras de empalme de tamaño reducido, con lo que probablemente se obtienen ahorros en la altura de las zapatas. En el artículo 12.16.2. se permite una excepción similar para empalmes de compresión entre barras de diámetros diferentes. C 15.8.3.1. y C 15.8.3.2. En el artículo 15.8.2.1. se exige para columnas ejecutadas “in situ” un área mínima de armadura igual a 0,005 Ag pasante a través de la superficie de contacto columna-zapata con el fin de proporcionar cierto grado de integridad estructural. Para columnas prefabricadas, esta exigencia expresa en términos de una fuerza equivalente de tracción que debe ser transmitida a través de la junta, As fy = 1,5 Ag (ver el artículo 16.5.1.3.a)). La resistencia mínima a la tracción requerida para uniones entre tabiques prefabricados y zapatas (ver el artículo 16.5.1.3. b)) es algo menor que la exigida para columnas, ya que cualquier sobrecarga se distribuiría lateralmente y una falla súbita sería menos probable. Dado que los valores de resistencia a la tracción establecidos en el artículo 16.5.1.3. se han elegido en forma arbitraria, no es necesario incluir un factor de reducción de resistencia φ en estos cálculos.

C 15.10. ZAPATAS COMBINADAS Y PLATEAS C 15.10.1. El Reglamento permite utilizar cualquier hipótesis razonable para la determinación de la distribución de presiones en el terreno o reacciones en los pilotes, siempre que las mismas estén de acuerdo con el tipo de estructura y con las propiedades del suelo y que cumplan con los principios establecidos en mecánica de suelos (ver el artículo 15.1.). De igual manera para zapatas aisladas (ver el artículo 15.2.2.) el área de la base o la disposición de los pilotes para zapatas combinadas y plateas se debe determinar utilizando las fuerzas sin mayorar y/o los momentos transmitidos por la zapata al suelo, considerando las presiones admisibles del suelo, así como las reacciones de los pilotes. Los métodos de diseño con cargas mayoradas y factores de reducción de resistencia φ se pueden aplicar a las zapatas combinadas y a las plateas, independientemente de la distribución de presiones en el suelo. En la referencia 15.1. se dan recomendaciones detalladas para el diseño de zapatas combinadas y losas de fundación. (Ver también la referencia 15.2).


Com. Cap. 15 - 240

COMENTARIOS AL CAPITULO 16. ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN PREFABRICADO


C 16.1. CAMPO DE VALIDEZ C 16.1.1. Este Capítulo se aplica a las estructuras de hormigón prefabricado que se definen en el Anexo al Capítulo 1. En el Capítulo 16 se tratan aquellos aspectos que diferencian el diseño y la construcción de los elementos de hormigón prefabricado, de aquellos que se aplican a los elementos estructurales de hormigón in-situ. Por esta razón, en este Capítulo no se reiteran aquellas prescripciones contenidas en el Reglamento para los elementos estructurales de hormigón in-situ que también son de aplicación para los elementos prefabricados, metodología que se extiende a los temas tratados en el Capítulo 17 y en el Capítulo 18. En las referencias 16.1. a 16.7. inclusive, se pueden consultar recomendaciones más detalladas con respecto al hormigón prefabricado. La construcción de hormigón conocida como tipo “tilt-up” corresponde a una forma de hormigón prefabricado que se considera en forma específica en la referencia 16.8.

C 16.2. REQUISITOS GENERALES C 16.2.1. Las tensiones desarrolladas en los elementos prefabricados, durante el período que transcurre entre el momento del hormigonado y la vinculación final de todos los elementos, pueden ser mayores que las tensiones determinadas para la carga de servicio. Dado que los procedimientos de manipulación pueden causar deformaciones no deseables, se debe prestar particular atención a los métodos adoptados para el almacenamiento, transporte y montaje de los elementos prefabricados, de manera tal que el comportamiento a nivel de las cargas de servicio y la resistencia para las cargas mayoradas cumpla con las especificaciones de este Reglamento. C 16.2.2. El comportamiento estructural de los elementos prefabricados puede diferir en forma sustancial del comportamiento de los elementos similares hormigonados in-situ, razón por la cual se debe prestar especial atención al diseño de las uniones con el fin de minimizar los efectos de transmitir las fuerzas que se podrían originar por fluencia lenta,


Cap. 16 - 241

contracción, variaciones de temperatura, deformaciones diferenciales, y la acción del viento y del sismo.

elásticas,

asentamientos

C 16.2.3. El diseño de los elementos prefabricados y de sus uniones es particularmente sensible tanto a las tolerancias en las dimensiones como a su ubicación en la estructura. Con el fin de evitar o prevenir malos entendidos, las tolerancias adoptadas en el diseño estructural deben ser especificadas en los documentos contractuales. El diseñador o proyectista estructural debe especificar el valor de las tolerancias en el diseño, siendo muy importante especificar cualquier desviación o modificación con respecto a los valores aceptados por el Reglamento. Las tolerancias establecidas en el artículo 7.5. se consideran valores mínimos aceptables para las armaduras ubicadas en los elementos de hormigón prefabricado. El diseñador o proyectista estructural puede consultar las referencias 16.9., 16.10. y 16.11. como una guía para la adopción de valores de tolerancias aceptadas internacionalmente, hasta tanto el CIRSOC redacte el documento específico. La referencia 16.12. constituye también una guía adicional. C 16.2.4. Las exigencias adicionales que plantee el proyecto o el diseño se pueden incluir tanto en los documentos contractuales como en los planos de obra, dependiendo de la asignación de responsabilidades en el proceso de diseño.

C 16.3. DISTRIBUCIÓN DE ESFUERZOS ENTRE LOS ELEMENTOS C 16.3.1. Las cargas concentradas lineales pueden ser distribuidas entre los elementos siempre que tengan la suficiente rigidez torsional, y que el corte pueda ser transmitido a través de las juntas. Los elementos torsionalmente rígidos, como losas huecas o losas macizas tienen propiedades de distribución de cargas más favorables que los elementos torsionalmente flexibles como las dobles T con alas delgadas. La distribución real de la carga depende de muchos factores, los que se exponen en detalle en las referencias 16.13 a 16.19 inclusive. La presencia de grandes aberturas puede provocar cambios significativos en la distribución de los esfuerzos. C 16.3.2. Los esfuerzos en el plano provienen básicamente de la acción de diafragma en las cubiertas y entrepisos, originando tracción o compresión en los cordones, y corte en el cuerpo del diafragma. Con el fin de absorber los esfuerzos de tracción se debe colocar una conexión continua de acero, o armadura de acero, o ambas a la vez, utilizando empalmes por yuxtaposición, empalmes soldados, ó mecánicos, ó conectores mecánicos, mientras que los esfuerzos de compresión y de corte se pueden absorber con la sección neta de hormigón. Con el fin de garantizar la continuidad del acero a través de una unión, se pueden utilizar pernos, placas soldadas, conectores de corte u otros dispositivos de acero. Los esfuerzos de tracción en las uniones se deben transmitir a la armadura principal de los elementos. Los esfuerzos en el plano de los tabiques prefabricados provienen básicamente de las reacciones del diafragma y de las cargas horizontales externas.


Com. Cap. 16 - 242

Los detalles de diseño de la unión deben considerar los esfuerzos y deformaciones debidas a la fluencia lenta, la contracción y las variaciones de temperatura, deben ser elegidos de manera tal de garantizar el reacomodamiento originado por las variaciones de volumen y por las rotaciones provocados por los gradientes de temperatura y las flechas a largo plazo. Cuando estos efectos se encuentren restringidos, tanto los elementos como sus uniones se deben diseñar para proporcionar una adecuada resistencia y ductilidad.

C 16.4. DISEÑO DE LOS ELEMENTOS C 16.4.1. En los elementos prefabricados de hormigón pretensado, con un ancho máximo de 4 m, como losas huecas, losas macizas, o losas nervuradas, habitualmente no se necesita colocar armadura transversal para soportar las tensiones por contracción y temperatura en la menor dirección. Este criterio también es aplicable a las losas de cubierta y entrepiso no pretensadas. El valor del ancho se ha limitado a 4 m porque por encima de dicho valor se pueden alcanzar tensiones de contracción y temperatura de una magnitud tal que se requiera armadura transversal. Además, la mayor parte del proceso de contracción se produce antes de que los elementos sean fijados a la estructura. Una vez ubicados en ella, los elementos no están, en forma habitual vinculados en sentido transversal, tan rígidamente como en el hormigón monolítico, de manera tal que las tensiones por restricción transversal debidas a la contracción y a las variaciones de temperatura se reducen significativamente. Esta excepción no se debe aplicar a los elementos tipo T o I con alas delgadas y anchas. C 16.4.2. El valor del área mínima de la armadura para tabiques que establece este artículo (en lugar de adoptarse los valores mínimos establecidos en el artículo 14.3.) surgen de la práctica profesional y la experiencia de muchos años en Estados Unidos, donde se los ha utilizado sin mayores problemas, a partir de las recomendaciones dadas en las referencias 16.4. y 16.20. Las especificaciones que permiten tanto un valor menor de armadura mínima como un mayor valor de separación entre las barras o alambres, parten de reconocer que los paneles de tabiques prefabricados tienen muy pocas restricciones en sus bordes durante las primeras etapas de curado y, por lo tanto, desarrollan menores tensiones por contracción que otros tabiques comparables que se han hormigonado in-situ.

C 16.5. INTEGRIDAD ESTRUCTURAL C 16.5.1. Las especificaciones generales del artículo 7.13.3. se deben aplicar a toda estructura prefabricada. Los artículos 16.5.1. y 16.5.2. establecen condiciones mínimas para verificar las exigencias del artículo 7.13.3., las que no tienen la intención de dejar sin efecto la aplicación de otras disposiciones del Reglamento para el diseño de estructuras prefabricadas de hormigón.


Cap. 16 - 243

La integridad global de una estructura puede ser mejorada en forma sustancial con sólo introducir pequeñas modificaciones en la cantidad, ubicación y detalle de la armadura del elemento y de las uniones. C 16.5.5.1. Los elementos individuales pueden ser vinculados a un sistema resistente a cargas horizontales por métodos alternativos. Por ejemplo, una viga perimetral resistente se puede vincular a un diafragma (parte del sistema resistente a cargas horizontales). La integridad estructural se puede obtener vinculando la viga perimetral a todos los elementos que constituyen el diafragma, o a parte de ellos. En forma alternativa, la viga perimetral se puede vincular sólo a sus columnas de apoyo, las que a su vez se deben vincular al diafragma. C 16.5.1.2. En forma general, los diafragmas se deben incluir como parte del sistema resistente a cargas horizontales. Los estribos cerrados exigidos en el artículo 16.5.1.2. son los mínimos requeridos para unir los elementos a los diafragmas de entrepiso o cubierta. El esfuerzo en el estribo cerrado es equivalente al valor de la carga de servicio de 3 kN por metro lineal establecida en la referencia 1.16. C 16.5.1.3. Las uniones en las bases y en las juntas horizontales de columnas y paneles de tabiques prefabricados, se deben diseñar para transmitir todas las fuerzas y momentos de diseño. La cantidad mínima de estribos cerrados que se exige en el artículo 16.5.1.3. no se debe sumar a estos requisitos de diseño. La práctica habitual es colocar estribos en forma simétrica con respecto al eje central del panel del tabique y siempre que sea posible, ubicarlos dentro de los cuartos exteriores del ancho del panel. C 16.5.1.4. En caso que una viga sufra algún tipo de daño, es importante que el desplazamiento de sus elementos de apoyo se minimice, de manera tal que los otros elementos no pierdan su capacidad de soportar cargas. Esta situación explica la razón por la cual el Reglamento aconseja no utilizar detalles de unión que se basen sólo en la fricción originada por las cargas gravitatorias. Una excepción podrían ser las unidades de estructuras modulares pesadas, donde la resistencia al volcamiento o al deslizamiento en cualquier dirección, siempre tiene un factor de seguridad muy importante. La aceptación de estos sistemas debe verificar las especificaciones del artículo 1.1.4. C 16.5.2. Las especificaciones con respecto a la cantidad de estribos mínimos que se exigen por razones de integridad estructural en las estructuras con tabiques portantes, (designadas con frecuencia como estructuras de grandes paneles) están pensadas con el fin de proporcionar un apoyo colgante como catenaria, en el caso de pérdida del apoyo de un tabique portante, como lo demuestra la referencia 16.21. Los esfuerzos inducidos por las cargas, los cambios de temperatura, la fluencia lenta y la acción del viento y del sismo pueden requerir una mayor cantidad de esfuerzos en los estribos. Esta es la intención de que las especificaciones generales para hormigón prefabricado establecidas en el artículo 16.5.1. se apliquen sólo a estructuras con tabiques portantes con menos de tres pisos de altura.


Com. Cap. 16 - 244

Los estribos mínimos en estructuras de tres o más pisos de altura, indicados en los artículos 16.5.2.1., 16.5.2.2., 16.5.2.3., 16.5.24. y 16.5.2.5., se especifican por razones de integridad estructural (ver la figura C 16.5.2.). Estas disposiciones reconocen como antecedente las recomendaciones dadas en la referencia 16.22. para el diseño de edificios de tabiques portantes prefabricados de hormigón. La capacidad del estribo está basada en la tensión de fluencia especificada fy .

Figura C 16.5.2.

Ejemplo de disposición típica de estribos cerrados de tracción en estructuras de grandes paneles.

C 16.5.2.1. Los estribos cerrados longitudinales pueden sobresalir de las losas y ser empalmados, soldados, o vinculados mecánicamente, o pueden estar incorporados en las juntas con lechada, con una longitud y recubrimiento suficiente para desarrollar el esfuerzo requerido. La longitud de adherencia para el acero de pretensado sin tesar debe ser tal que permita desarrollar la tensión de fluencia (ver la referencia 16.23.). La ubicación de los estribos cerrados en los tabiques, dispuestos razonablemente cerca del plano del sistema de entrepiso o cubierta es poco frecuente. C 16.5.2.3. Los estribos cerrados transversales pueden estar separados en forma uniforme, ya sea embutidos en los paneles o en una lechada de cemento, o pueden estar concentrados en los tabiques portantes transversales. C 16.5.2.4. Los estribos cerrados perimetrales no se deben sumar a los estribos cerrados longitudinales y transversales exigidos por el Reglamento.


Cap. 16 - 245

C 16.6. DISEÑO DE LAS UNIONES Y DE LOS APOYOS C 16.6.1. El Reglamento permite utilizar varios métodos para vincular los elementos estructurales, los que están pensados para transferir los esfuerzos tanto en el plano del elemento como en sentido perpendicular al mismo. C 16.6.1.2. Los distintos componentes de una unión, como por ejemplo pernos, soldadura, placas, insertos, etc., presentan diferentes propiedades que pueden afectar el comportamiento global de la unión. C 16.6.2.1. Cuando se produzcan esfuerzos de tracción en el plano del apoyo, puede ser necesario reducir la tensión admisible de aplastamiento o disponer armadura de confinamiento, o ambas cosas a la vez. La referencia 16.4. ofrece una guía al respecto. C 16.6.2.2. Este artículo establece diferencia entre la longitud del apoyo y la longitud del extremo de un elemento prefabricado que está sobre el apoyo (ver la figura 16.6.2.). Las placas de apoyo distribuyen las cargas y las reacciones concentradas sobre el área de contacto, y permiten movimientos limitados horizontales y rotacionales necesarios para disminuir las tensiones. Con el fin de prevenir el descascaramiento en las zonas de contacto fuertemente cargadas, las placas de apoyo no se deben prolongar hasta el borde del apoyo, a menos que el mismo esté armado especialmente. Los bordes pueden ser armados con placas de acero ancladas o con perfiles ángulos. El artículo 11.9.7. establece las especificaciones que deben cumplir las zonas de contacto en las ménsulas cortas. C 16.6.2.3. Cuando el sistema esté estáticamente determinado, no será necesario prolongar la armadura para momento flexor positivo más allá del extremo del elemento prefabricado. Sin embargo será necesario considerar las tolerancias para evitar que el elemento se apoye sobre hormigón simple si se ha interrumpido la armadura.

C 16.7. ELEMENTOS INCORPORADOS AL HORMIGÓN DESPUÉS DE SU COLOCACIÓN C 16.7.1. El artículo 16.7.1. constituye una excepción a las prescripciones del artículo 7.5.1. Muchos productos prefabricados son ejecutados en forma tal que es muy difícil, y hasta a veces imposible, colocar la armadura que sobresale del elemento estructural antes de la colocación del hormigón. La experiencia demuestra que tanto los estribos para corte horizontal como los insertos pueden ser colocados mientras el hormigón se encuentra en estado plástico, siempre que se adopten las precauciones necesarias. Esta excepción no se debe aplicar a la armadura que está completamente embebida ni a los elementos de acero que deben ser enganchados o fijados a ella.


Com. Cap. 16 - 246

C 16.9. MANIPULACIÓN C 16.9.1. El Reglamento exige un comportamiento aceptable bajo las cargas mayoradas, y una adecuada resistencia bajo las cargas mayoradas. Sin embargo, las cargas de manipulación no deberían producir tensiones, deformaciones especificas, fisuración, o flechas permanentes, inconsistentes con las prescripciones de este Reglamento. Un elemento prefabricado no debiera ser objetado o cuestionado sólo por una fisuración o un descascaramiento menor siempre que la resistencia y la durabilidad no sean afectadas. A tal fin en los informes de las referencias 16.24. y 16.25 sobre fabricación y transporte de elementos prefabricados, se pueden consultar las guías para la evaluación de las fisuras que se pueden presentar en los mismos. C 16.9.2. Todas las uniones temporarias que se deban realizar durante la etapa de montaje, como así también los arriostramientos y apuntalamientos transitorios, al igual que la secuencia en que deben ser retirados, se deben indicar en los planos de obra y en los planos de montaje.

C 16.10. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE LAS ESTRUCTURAS PREFABRICADAS Para la evaluación de la resistencia de las estructuras prefabricadas se debe aplicar el Capítulo 20.


Cap. 16 - 247

COMENTARIOS AL CAPITULO 17. ELEMENTOS DE HORMIGÓN CONSTRUIDOS EN ETAPAS, SOLICITADOS A FLEXIÓN


C 17.1. CAMPO DE VALIDEZ C 17.1.1. El Capítulo 17 pretende abarcar todos los tipos de elementos construidos en etapas, solicitados a flexión. En algunos casos, cuando se trata de elementos integralmente hormigonados en obra, puede ser necesario diseñar la superficie de contacto entre dos capas de hormigón, de la misma forma que se realiza para elementos construidos en etapas. En este Capítulo no se tratan los elementos estructurales compuestos de hormigón y de acero en forma de perfiles, los que serán motivo de un conjunto de Reglamentos CIRSOC e INPRES-CIRSOC específico (Construcciones Mixtas de Acero y Hormigón).

C 17.2. REQUISITOS GENERALES C 17.2.4. Los ensayos descriptos en la bibliografía, indican que la resistencia de un elemento construido en etapas es la misma, ya sea que se mantenga apuntalado o no el primer elemento hormigonado, durante la colocación y el curado del hormigón del segundo elemento. C 17.2.6. El grado de fisuración permitido depende de factores tales como el ambiente, la estética y el uso. Además, no se debe alterar la acción compuesta del elemento. C 17.2.7. La carga prematura de los elementos prefabricados puede causar flechas excesivas debido a la fluencia lenta y a la contracción, situación que sucede especialmente a edad temprana cuando el contenido de humedad es alto y la resistencia baja. Para prevenir la deformación excesiva por deslizamiento, es esencial que la transmisión del corte en la superficie de contacto se realice por adherencia directa. Un pasador de corte es un factor de seguridad mecánico adicional, pero no actúa hasta que se manifiesta cierto grado de deslizamiento.


Cap. 17 - 249

C 17.3. APUNTALAMIENTO Las disposiciones del artículo 9.5.5. cubren los requisitos relativos a deformaciones de elementos apuntalados y sin apuntalar.

C 17.5. RESISTENCIA AL CORTE HORIZONTAL C 17.5.1. La transmisión total del corte horizontal entre las partes que constituyen los elementos construidos en etapas se debe garantizar por medio de la resistencia al corte horizontal en las superficies de contacto, o mediante estribos anclados adecuadamente, o una combinación de ambos métodos. C 17.5.2. La resistencia al corte horizontal nominal Vnh , se aplica cuando el diseño se basa en los factores de mayoración de carga y minoración de resistencias (factores φ) dados en el Capítulo 9. Los elementos pretensados utilizados en estructuras construidas en etapas, pueden tener variaciones de la posición en altura de la armadura de tracción a lo largo de la longitud del elemento por efectos de la posición, o la eliminación escalonada, de los cables. Debido a esta variación, la definición de d, que se utiliza en el Capítulo 11 para determinar la resistencia al corte vertical, es adecuada también para determinar la resistencia al corte horizontal. C 17 5.2.3. Los valores admitidos para las resistencias al corte horizontal y la fijación en 5 mm del valor necesario para contar con rugosidad intencional, se basan en los ensayos indicados en las referencias 17.2. a 17.4. inclusive. C 17.5.3.1. La distribución de la tensión de corte horizontal en un elemento construido en etapas, a lo largo de la superficie de contacto, refleja la distribución del corte a lo largo del elemento. La falla por corte horizontal se inicia en el lugar donde la tensión de corte horizontal es máxima y se propaga a las regiones de menores tensiones. Debido a que el deslizamiento que se corresponde con la resistencia máxima al corte horizontal en la superficie de contacto entre hormigones, es pequeño, la redistribución longitudinal de la resistencia al corte horizontal es muy limitada. Por lo tanto, la separación de los estribos a lo largo de la superficie de contacto, debería ser tal que proporcione una resistencia al corte horizontal distribuida, en forma aproximadamente igual, a la distribución del corte que actúa en el elemento. C 17.5.4. Para mantener el contacto entre dichas superficies se exige un anclaje adecuado para los estribos que se prolonguen a través de las superficies de contacto.

C 17.6. ESTRIBOS PARA CORTE HORIZONTAL La separación máxima y el área mínima se basan en los datos de ensayos descriptos en las referencias 17.2 a 17.6. inclusive.


Com. Cap. 17 - 250

COMENTARIOS AL CAPITULO 18. HORMIGÓN PRETENSADO

C 18.0. SIMBOLOGÍA La fuerza de pretensado mayorada Psu es el producto entre el factor de carga (igual a 1,2 de acuerdo con el artículo 9.2.5.) y la fuerza de pretensado máxima admisible. A partir de las especificaciones dadas en el artículo 18.5.1. es habitual sobretesar hasta un valor igual a 0,94 fpy pero no mayor que 0,80 fpu , lo que se permite sólo por períodos cortos de tiempo. Psu = (1,2) (0,80) fpu Aps = 0,96 fpu Aps

C 18.1. CAMPO DE VALIDEZ Las prescripciones del Capítulo 18 fueron desarrolladas, en un principio, para aquellos elementos estructurales, tales como las losas, vigas y columnas que se utilizan en forma habitual en los edificios. Sin embargo, muchas de estas prescripciones se pueden aplicar a otros tipos de construcciones tales como depósitos a presión, pavimentos, tuberías, y durmientes. Para aquellos casos que no se mencionan en forma explícita en el Reglamento, la aplicación de las prescripciones contenidas en este Capítulo se dejan a criterio del Diseñador o Proyectista Estructural. C 18.1.3. Algunos artículos del Reglamento no son aplicables al diseño de estructuras de hormigón pretensado por razones especificas que se detallan a continuación: •

artículo 7.6.5.: el contenido de este artículo no se aplica al hormigón pretensado porque las exigencias para la armadura adherente y los cables no adherentes de los elementos hormigonados in situ se establecen en los artículos 18.9. y 18.12.

•

artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4.: las prescripciones empíricas dadas en estos artículos para las vigas T se desarrollaron para elementos de hormigón armado no pretensado, de manera que su aplicación a elementos pretensados originaría la exclusión de numerosos productos pretensados estándares que actualmente están siendo utilizados en forma satisfactoria. Por lo tanto, la experiencia permite introducir variantes. Al excluir los artículos mencionados, el Reglamento no incluye requisitos especiales para vigas T de hormigón pretensado, de manera que la determinación del ancho efectivo del ala se deja a criterio del Diseñador o Proyectista Estructural.


Cap. 18 - 251

Cuando sea posible se deben utilizar los anchos de ala indicados en los artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4. a menos que la experiencia haya demostrado que las variaciones son seguras y satisfactorias. En el análisis elástico y en las consideraciones de diseño no siempre se considera como criterio más seguro la utilización del ancho máximo del ala permitido por el artículo 8.10.2. En los artículos 8.10.1. y 8.10.5. se establecen prescripciones generales para las vigas T, que también son de aplicación a elementos de hormigón pretensado. Las limitaciones impuestas a la separación de la armadura en las losas se ha desarrollado en base a los espesores del ala, que en el caso de las alas de espesor variable se puede adoptar como el valor de su espesor promedio. •

artículo 8.11: los límites empíricos especificados para los entrepisos nervurados convencionales de hormigón armado se establecieron en base al exitoso comportamiento demostrado por las losas nervuradas en las cuales se utilizaron sistemas de encofrados estándares para este tipo de losas. (ver el Comentario al artículo 8.11. Para las construcciones con losas nervuradas pretensadas se debe recurrir a la experiencia y al buen criterio, pudiendo ser utilizado como guía el contenido del artículo 8.11.

•

artículos 10.5., 10.9.1. y 10.9.2.: para el hormigón pretensado, las limitaciones establecidas para la armadura en los artículos mencionados se deben reemplazar por las limitaciones dadas en los artículos 18.8.3., 18.9. y 18.11.2.

•

artículo 10.6.: este artículo no se aplica en forma completa a los elementos pretensados, sino que sólo se aplican los artículos 10.6.4. y 10.6.7. mencionados en el artículo 18.4.4. con respecto a los elementos pretensados solicitados a flexión Clase C.

•

Capítulo 13: el diseño de las losas de hormigón pretensado continuas exige reconocer los momentos secundarios inducidos por el perfil curvo de los cables de pretensado. Además, los cambios volumétricos debidos a la fuerza de pretensado pueden originar sobre la estructura, cargas adicionales que no están cubiertas en forma adecuada por el contenido del Capítulo 13. Debido a estas propiedades especiales asociadas con el pretensado, muchos de los procedimientos de diseño especificados en el Capítulo 13 no son apropiados para las estructuras de hormigón pretensado, debiendo ser reemplazados por las especificaciones del artículo 18.12.

•

artículos 14.5. y 14.6.: las prescripciones dadas para el diseño de tabiques en los artículos 14.5. y 14.6 son en gran medida de carácter empírico, habiéndose utilizado consideraciones que no fueron pensadas para ser aplicadas al hormigón pretensado.


Com. Cap. 18 - 252

C 18.2. REQUISITOS GENERALES C 18.2.1. y C 18.2.2. La práctica habitual en el diseño de estructuras de hormigón pretensado ha sido considerar en el diseño todas las etapas de carga que pudieran resultar significativas. Las tres etapas principales son: 1)

etapa de introducción o transferencia del pretensado: cuando la fuerza de tracción en el acero de pretensado se transfiere al hormigón y los niveles de tensión pueden ser altos con respecto a la resistencia del mismo.

2)

etapa de carga de servicio: esta etapa se produce después de que hayan ocurrido los cambios volumétricos diferidos o a largo plazo.

3)

etapa de carga mayorada: esta etapa se produce cuando se comprueba la resistencia del elemento.

Pueden existir otras etapas de carga que exijan investigación, como por ejemplo cuando la carga de fisuración es importante puede ser necesario realizar un estudio específico, o cuando el estado de carga por manipuleo y transporte pueda resultar crítico. La etapa de carga de servicio se refiere a la aplicación de las cargas definidas en el Reglamento CIRSOC 101-2002 “Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y sobre otras Estructuras” (sin factores de carga), tales como las cargas permanentes y las sobrecargas, mientras que la etapa de carga mayorada se refiere a las cargas multiplicadas por los factores de carga correspondientes dados en el artículo 9.3. El artículo 18.3.2. establece hipótesis que se pueden utilizar para la investigación en la etapa de carga de servicio después de la transmisión de la fuerza de pretensado. C 18.2.5. Este artículo se refiere al tipo de postesado en el cual el acero de pretensado se encuentra en contacto, en forma intermitente, con una vaina sobredimensionada, debiendo adoptarse las precauciones necesarias para evitar el pandeo lateral de estos elementos. Cuando el acero de pretensado esté en contacto completo con el elemento a ser pretensado, cuando el acero no adherente encapsulado sea mayor que el acero de pretensado (pero no excesivamente mayor) no será posible que se produzca el pandeo del elemento bajo la acción de la fuerza de pretensado a ser introducida. C 18.2.6. Al considerar la sección de las vainas como huecas, se deben incluir entre las secciones críticas, aquellas que tengan elementos de acoplamiento que pueden ser de mayor diámetro que la vaina que contiene al acero de pretensado. Asimismo, en algunos casos, la trompeta o pieza de transición del conducto al anclaje, puede ser de un tamaño tal que genere una sección crítica. En caso de que no fuera posible considerar en el diseño la reducción del área por los huecos de las vainas, las propiedades de la sección se pueden determinar para la sección total. En los elementos pretesados, y en los elementos postesados después de la inyección de la pasta o mortero de cemento, la determinación de las propiedades de la sección se


Cap. 18 - 253

puede realizar en base a las secciones efectivas utilizando las áreas transformadas del acero de pretensado adherente y las secciones totales, o en el caso de la armadura no tesa, las secciones netas.

C 18.3. HIPÓTESIS DE DISEÑO En los artículos 18.3.3. a 18.3.5. se han introducido modificaciones con respecto a la edición 1999 del Código ACI 318, con el fin de permitir una transición continua entre los requisitos para el diseño en condiciones de servicio dados para los elementos no pretensados y los dados para los elementos pretensados en forma total. Esta actualización incluye la incorporación de criterios de comportamiento relacionados con la fisuración y la flecha, consistentes con los criterios de comportamiento dados para el hormigón armado no pretensado. C 18.3.3. Este artículo define tres clases de comportamiento de los elementos pretensados solicitados a flexión, considerando que los elementos Clase U se comportan como elementos no fisurados, mientras que los elementos Clase C se comportan como fisurados. El comportamiento de los elementos Clase T se asume como ubicado en la zona de transición entre el comportamiento de los no fisurados y los fisurados. Las exigencias para el diseño en condiciones de servicio para cada clase de elementos se resumen en la Tabla 18.3.3, en la que se han incorporado también las exigencias para los elementos no pretensados. Esta clasificación de elementos se aplica a elementos pretensados solicitados a flexión tanto adherentes como no adherentes, pero los sistemas de losas pretensadas armadas en dos direcciones se deben diseñar como elementos Clase U. La zona de tracción precomprimida se define como aquella parte de la sección transversal del elemento en la que se produce tracción por flexión bajo la acción de las cargas permanentes y las sobrecargas. El hormigón pretensado se diseña, en forma habitual, de manera tal que la fuerza de pretensado comprima esta zona, reduciendo en forma efectiva la magnitud de la tracción. C 18.3.4. En la referencia 18.1 se presenta un método para determinar las tensiones en una sección fisurada. C 18.3.5. En la referencia 18.2 se presenta información sobre la determinación de las deformaciones por flexión en los elementos fisurados.

C 18.4. REQUISITOS PARA LAS CONDICIONES DE SERVICIO. ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN Las tensiones admisibles en el hormigón permiten controlar el comportamiento en servicio pero no garantizar una resistencia estructural adecuada, la que se debe verificar con otras exigencias especificadas en el Reglamento.


Com. Cap. 18 - 254

C 18.4.1. Las tensiones en el hormigón en esta etapa son ocasionados por la fuerza del acero de pretensado en el momento de la transferencia, reducidas por las pérdidas debidas al acortamiento elástico del hormigón, a la relajación del acero de pretensado, al asentamiento del anclaje y a las tensiones debidas al peso del elemento. En general, los efectos de la fluencia lenta y de la contracción no se incluyen en esta etapa. Estas tensiones se aplican tanto al hormigón pretesado como al postesado, con las modificaciones adecuadas para las pérdidas durante la transferencia. C 18.4.1 b) y c). Las tensiones límites de tracción fijadas en los valores

1 4

f ' ci

y

1 f ' ci se refieren a las tensiones de tracción que se producen fuera de la zona 2 traccionada precomprimida. Cuando las tensiones de tracción superan los valores admisibles, se puede determinar la fuerza total en la zona de tensiones de tracción para dimensionar la armadura en base a esta fuerza con una tensión de 0,6 . fy pero menor o igual que 200 MPa. Los efectos de la fluencia lenta y la contracción comienzan a reducir la tensión de tracción casi inmediatamente; no obstante lo cual algo de tracción permanece en esta área después de que han ocurrido todas las pérdidas del pretensado. C 18.4.2. a) y b). El límite para la tensión de compresión se estableció de manera conservadora en 0,45 f’c , con el fin de disminuir la probabilidad de falla de los elementos de hormigón pretensado debido a las cargas repetidas. La fijación de este límite pareció razonable con el fin de impedir deformaciones excesivas por fluencia lenta. Para valores de la tensión más elevados, las deformaciones por fluencia lenta tienden a aumentar en forma más rápida a medida que aumenta la tensión aplicada. La modificación del valor de la tensión admisible en la edición 1995 del Código ACI 318 se realizó con el fin de reconocer que los ensayos de fatiga realizados sobre vigas de hormigón pretensado habían demostrado que la falla del hormigón no constituye el criterio determinante que controla el diseño. En las ediciones anteriores, la existencia de un límite único para la tensión de compresión penalizaba los diseños con sobrecargas transitorias mayores comparadas con la carga permanente y la sobrecarga de larga duración. Por lo tanto el nuevo límite de 0,60 f’c permite un incremento de 1/3 de la tensión admisible de compresión para los elementos solicitados por cargas transitorias. La sobrecarga de larga duración, se define como la parte de la sobrecarga de servicio que permanecerá aplicada durante un período suficiente como para provocar flechas, dependientes del tiempo, que sean significativas. Por lo tanto, cuando las cargas permanentes y las sobrecargas de larga duración constituyen un porcentaje elevado de la carga de servicio total, el límite de 0,45 f’c dado en el artículo 18.4.2. a) puede resultar determinante y controlar el diseño. Por otra parte, cuando una gran parte de la carga de servicio total está constituida por una sobrecarga de servicio transitoria o temporal, el límite incrementado que se especifica en el artículo 18.4.2.b) puede controlar el diseño. El límite para la tensión de compresión establecido en 0,45 . f’c para pretensado más las cargas sostenidas, o de larga duración, continuará controlando el comportamiento a largo plazo de los elementos pretensados.


Cap. 18 - 255

C 18.4.3. El espíritu de este artículo se fundamenta en el hecho de no impedir el desarrollo de nuevos productos, materiales y técnicas para la construcción de estructuras de hormigón pretensado, que pudieran estar incluidos dentro del campo de validez de este Reglamento, pero que no verifican los límites fijados para las tensiones. Los nuevos métodos de diseño, los nuevos materiales y los nuevos usos de éstos deben pasar por un período de desarrollo antes de ser específicamente incluidos en un Reglamento. Por consiguiente, la utilización de nuevos sistemas o materiales podría quedar excluida de no disponerse de mecanismos adecuados para obtener su aceptación (ver el artículo 1.1.4.). C 18.4.4. Las exigencias con respecto a la separación de los elementos pretensados con una tensión de tracción calculada mayor que el valor f ' c se incorporan por primera vez en la edición 2002 del Código ACI 318. Para las condiciones que existen en los ambientes corrosivos (agua de mar, atmósferas industriales corrosivas o gas cloacal, etc., o sea ambientes Q1 , Q2 y Q3 de la Tabla 2.2., ) se debe utilizar un recubrimiento mayor que el especificado en el artículo 7.7.2. y se deben reducir las tensiones de tracción del hormigón a fin de eliminar la posibilidad de fisuración bajo las cargas de servicio. El profesional responsable debe utilizar su juicio profesional para determinar el porcentaje de aumento del recubrimiento y decidir si es necesario reducir las tensiones de tracción. C 18.4.4.1. Para seleccionar el valor de cc que se debe utilizar en la determinación de los valores de separación sólo es necesario considerar la armadura traccionada más cercana a la cara traccionada. Cuando se utiliza acero de pretensado, como por ejemplo cordones, que presentan características de adherencia menos efectivas que las del acero conformado se debe utilizar un factor de efectividad igual a 2/3. Para los elementos postesados diseñados como elementos fisurados, en forma general, puede resultar beneficioso limitar la fisuración mediante la utilización de acero conformado, para lo cual se pueden utilizar, en forma directa, las especificaciones dadas en el artículo 10.6. La armadura adherente exigida en este Reglamento para otros requisitos también se puede utilizar como armadura para el control o la limitación de la fisuración. C 18.4.4.2. El valor de la tensión de descompresión fdc se debe adoptar igual al valor del pretensado efectivo fse . C 18.4.4.3. La limitación máxima de 250 MPa establecida para el valor de ∆ fps y la excepción fijada para los elementos con un valor de ∆ fps ≤ 140 MPa tienen por finalidad continuar manteniendo en el Código ACI 318-202 exigencias similares a las que se establecían en las ediciones anteriores.


Com. Cap. 18 - 256

C 18.4.4.4. Para verificar los requisitos de este artículo se puede utilizar tanto el área de acero de las armaduras, como la de los cables adherentes, o una combinación de ambos.

C 18.5. TENSIONES ADMISIBLES EN EL ACERO DE PRETENSADO El Reglamento no hace distinción entre las tensiones temporarias y las tensiones efectivas en el acero de pretensado, estableciendo sólo un límite para la tensión del acero de pretensado porque su tensión inicial (inmediatamente después de la transferencia) puede prevalecer durante un tiempo considerable, aún incluso después de que la estructura haya sido puesta en servicio. Esta tensión debe tener, por lo tanto, un coeficiente de seguridad adecuado en condiciones de servicio, y no se debe considerar como una tensión temporal. Cualquier disminución subsecuente de la tensión en el acero de pretensado, debida a las pérdidas, sólo puede mejorar las condiciones, de la estructura, razón por la cual, en el Reglamento no se establece ningún límite para esta disminución de la tensión. C 18.5.1. A partir de la edición 1983 del Código ACI 318, se revisaron las tensiones admisibles en el acero de pretensado con el fin de reconocer el mayor límite de fluencia de los alambres y cordones de baja relajación (BR). Para este tipo de aceros de pretensado es más apropiado especificar las tensiones admisibles en función del límite de fluencia especificado, en lugar de la resistencia a la tracción mínima especificada. Para alambres y cordones de baja relajación con fpy = 0,90 fpu , los valores límites de 0,94 fpy y 0,82 fpy son equivalentes a 0,85 fpu y 0,74 fpu , respectivamente. En la revisión del Código ACI 318 que se realizó en 1986 y en 1989, la tensión máxima del gato, para los aceros de pretensado de baja relajación se redujo a 0,80 fpu con el fin de asegurar una mayor compatibilidad con el valor máximo de la tensión del acero de pretensado de 0,74 fpu inmediatamente después de la transferencia del pretensado. El mayor límite de fluencia del acero de pretensado de baja relajación no modifica la efectividad de los dispositivos de anclaje de los cables, de manera que la tensión admisible en los dispositivos de anclaje de postesado y en lo elementos de acople no se incrementa con respecto al valor permitido previamente de 0,70 fpu . Para el acero de pretensado que se utiliza habitualmente (alambres, cordones y barras) con un valor de fpy igual a 0,85 fpu , los valores límites fijados en 0,94 fpy y 0,82 fpy son equivalentes a los valores 0,80 fpu y 0,70 fpu respectivamente, que eran los valores permitidos en la edición 1977 del Código ACI 318. Para el caso de las barras de pretensado, con un valor de fpy igual a 0,80 fpu , los mismos valores límites son equivalentes a 0,75 fpu y 0,66 fpu respectivamente. Debido a las mayores tensiones iniciales admisibles del acero de pretensado, admitidas a partir de la edición 1983 del Código ACI 318, las tensiones finales pueden resultar mayores. El diseñador o proyectista estructural se debe preocupar por establecer


Cap. 18 - 257

un valor límite a las tensiones finales cuando la estructura esté sometida a condiciones corrosivas o a cargas repetidas.

C 18.6. PÉRDIDAS DE PRETENSADO C 18.6.1. En las referencias 18.3 a 18.6 se presentan métodos que permiten la determinación de las pérdidas de pretensado. En la referencia 18.6 se desarrollan recomendaciones que permiten determinar, con cierta facilidad, estimaciones razonablemente precisas de las pérdidas de pretensado, las que incluyen la consideración del nivel inicial de tensión (0,70 fpu o mayor), tipo de acero, ya sea alambre y cordón de baja relajación, o barras condiciones de exposición y tipo de construcción (pretesada, postesada adherente o postesada no adherente). Las pérdidas reales, mayores o menores que los valores determinados, tienen poca influencia sobre la resistencia de diseño del elemento, pero afectan el comportamiento bajo las cargas de servicio (deformaciones por flexión, curvatura, cargas de fisuración, etc.) y a las uniones. Bajo la acción de las cargas de servicio, la sobreestimación de las pérdidas de pretensado puede ser tan perjudicial como la subestimación, dado que la sobreestimación puede producir una contraflecha excesiva, y movimientos horizontales. C 18.6.2. Pérdidas por fricción en los cables de postesado En la Tabla 18.6.2. se especifican valores que se pueden presentar en forma general y que sólo se deben utilizar como una guía dado la gran cantidad de tipos de vainas y conductos disponibles para contener al acero de pretensado. Cuando se utilicen conductos rígidos, el coeficiente por desviación o curvatura accidental K se puede considerar igual a cero (K = 0). Para los aceros de pretensado de gran diámetro dispuestos en conductos tipo semirígidos, el coeficiente K también se puede considerar igual a cero (K = 0). Los valores de los coeficientes de curvatura que se deben utilizar para los diferentes tipos particulares de acero de pretensado y para los distintos tipos de vainas se deben obtener de los fabricantes de los sistemas de pretensado. Una estimación irrealmente baja de las pérdidas por fricción puede originar contraflechas incorrectas en el elemento y un pretensado inadecuado. Una sobreestimación de la fricción puede dar como resultado una fuerza extra de pretensado si los valores estimados de la fricción no se obtienen en la obra, situación que podría conducir a contraflechas excesivas y a acortamientos del elemento mayores que los previstos. Si se determina que los valores de los coeficientes de fricción son menores que los adoptados en el diseño, la tensión en el cable se debe ajustar para proporcionar sólo aquella fuerza de pretensado exigida por el diseño en las partes críticas de la estructura.


Com. Cap. 18 - 258

Tabla C.18.6.2. Coeficientes de fricción para cables postesados a utilizar en las expresiones (18.1.) ó (18.2) Coeficiente de desviación o curvatura accidental

Coeficente de fricción por curvatura

K

µ

Cables de alambre

0,0033 – 0,0049

0,15 – 0,25

Barras de alta resistencia

0,0003 – 0,0020

0,08 – 0,30

Cordones de 7 alambres

0,0016 – 0,0066

0,15 – 0,25

Cables no adherentes Cables de alambre cubiertos con mastic Cordones de 7 alambres

0,0033 – 0,0066

0,05 – 0,15

0,0033 – 0,0066

0,05 – 0,15

Cables no adherentes Cables de alambre pre-engrasados Cordones de 7 alambres

0,0010 – 0,0066

0,05 – 0,15

0,0010 – 0,0066

0,05 – 0,15

Condición del cable

Cables inyectados en vainas metálicas

Tipo de acero de pretensado

C 18.6.2.3. Cuando tanto la seguridad como el comportamiento en servicio de una estructura puedan estar comprometidos, los límites aceptables para las fuerzas de tesado del acero de pretensado u otras exigencias limitantes, deben ser especificados o aprobados por el diseñador o proyectista estructural de acuerdo con las tensiones admisibles especificadas en los artículos 18.4. y 18.5.

C 18.7. RESISTENCIA A FLEXIÓN C 18.7.1. El momento resistente de diseño de los elementos pretensados solicitados a flexión se puede determinar utilizando las mismas expresiones de resistencia que para los elementos de hormigón armado convencional. La edición 1983 del Código ACI 318 suministraba las expresiones de resistencia para las secciones rectangulares y con alas, con armadura de tracción únicamente y con armadura de tracción y de compresión. Cuando parte del acero de pretensado está en la zona de compresión se debe utilizar un método basado en las condiciones de equilibrio y compatibilidad de las deformaciones bajo las cargas mayoradas. En otras secciones transversales, el momento resistente de diseño, φ Mn , se debe determinar mediante un método de análisis general basado en la compatibilidad de las tensiones y deformaciones, utilizando las propiedades tensión-deformación del acero de pretensado y las hipótesis de diseño especificadas en el artículo 10.2. C 18.7.2. La expresión (18-3) puede subestimar la resistencia de las vigas con altos porcentajes de armadura, de manera que para determinaciones más exactas de su resistencia se debe utilizar el método de compatibilidad de las deformaciones y equilibrio de las tensiones. La utilización de la expresión (18-3) es apropiada cuando toda la armadura de pretensado se encuentra ubicada en la zona de tracción; en cambio cuando parte de esa armadura pretensada está en la zona de compresión, se debe


Cap. 18 - 259

utilizar el método de compatibilizar las deformaciones y asegurar el equilibrio de las tensiones. Con la incorporación del término ω’ en la expresión (18-3) se considera el valor incrementado de fps que se obtiene cuando se dispone armadura de compresión en una viga con una importante cuantía de armadura. Cuando el valor del término

[ρ

p

. f pu / f ' c + ( d / d p ) ( ω − ω' )

] de la expresión (18-3) es

pequeño, la profundidad del eje neutro también es pequeña, por lo tanto la tensión en la armadura de compresión no alcanza su valor de fluencia y la expresión (18-3) se convierte en una expresión no conservativa. Esta es la razón por la que el término de la expresión (18-3)

  d  ρ p . f pu / f ' c +   dp

   ( ω − ω' )  ≥ 0 ,17   

no se debe adoptar menor que 0,17 cuando se considere la armadura de compresión en la determinación del valor de fps . Cuando la armadura de compresión no se considere al utilizar la expresión (18-3), o sea cuando se adopte el término ω’ = 0 , entonces el término

   d   ω   ρ p . f pu / f ' c +     dp  puede ser menor que 0,17 y por lo tanto se obtiene un valor mayor y correcto de fps . Cuando el valor de d’ es grande, la deformación en la armadura comprimida puede ser considerablemente menor que su deformación por fluencia. En este caso , la armadura de compresión no influye en el valor de fps de manera tan favorable como lo indica la expresión (18-3), razón por la cual dicha expresión está limitada a vigas en las que el valor de d’ es menor o igual que 0,15 dp , o sea (d’ ≤ 0,15 dp).

[

]

El término ρ p . f pu / f ' c + ( d / d p ) ( ω − ω' ) de la expresión (18-3), se puede escribir de la siguiente forma:

[ρ

p

]

. f pu / f ' c + As . f y / ( b . d p . f ' c ) − A' s . f y / ( b . d p . f ' c ) , que

resulta más conveniente en algunos casos, por ejemplo cuando hay armadura de tracción no tesa. La expresión (18-5) considera los resultados de ensayos realizados sobre elementos con cables no adherentes y relaciones luz/altura mayores que 35 (losas en una sola dirección, placas planas y losas planas). Ver la referencia 18.7. Estos ensayos indican que la expresión (18-4), utilizada en el pasado para todas las relaciones luz/altura, sobrestimaría el incremento de tensión en dichos elementos. Aunque estos mismos ensayos indican que el momento resistente de estos elementos de poca altura, diseñados por medio de la expresión (18-4), cumple con las exigencias de resistencia para la carga mayorada, este resultado muestra el efecto de los requisitos del Reglamento para armadura mínima, así como la limitación de la tensión de tracción del hormigón, que con frecuencia controla el valor de la fuerza de pretensado a provista. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Cap. 18 - 260

C 18.8. LÍMITES PARA LA ARMADURA DE LOS ELEMENTOS SOLICITADOS A FLEXIÓN C 18.8.1. Los valores límites de la deformación neta por tracción especificados en los artículos 10.3.3. y 10.34. para las secciones controladas por compresión y por tracción se aplican también a las secciones pretensadas. Estos requisitos reemplazan los límites de armadura máxima especificados en el código ACI 318-99. El límite de la deformación neta por tracción para las secciones controladas por tracción dados en el artículo 10.3.4. también se puede expresar en términos de ωp como se definía en la edición 1999 del Código ACI 318. El límite de la deformación neta por tracción de 0,005 corresponde a un valor de

ωp = 0,32 β1 para secciones rectangulares pretensadas.

C 18.8.2. Esta prescripción constituye una precaución contra el desarrollo de una falla brusca por flexión inmediatamente después de la fisuración. Un elemento sometido a flexión, diseñado de acuerdo con las especificaciones del Reglamento, exige una carga adicional considerable, por encima de la correspondiente a la fisuración, para alcanzar su resistencia a la flexión, de manera que una flecha considerable advertiría que el elemento está alcanzando su resistencia. Si la resistencia a la flexión se alcanzara poco después de la fisuración no se desarrollaría la flecha y no habría advertencia. C 18.8.3. Este artículo exige colocar armadura adherente cerca de la cara traccionada de los elementos pretensados solicitados a flexión con el propósito de controlar la fisuración bajo cargas de servicio o cargas mayores.

C 18.9. ARMADURA ADHERENTE MÍNIMA Este artículo especifica que en los elementos pretensados con cables no adherentes es necesario colocar armadura adherente con el propósito de asegurar, por un lado, que el elemento, al alcanzar su resistencia última, se comporte como un elemento flexionado en lugar de hacerlo como un arco atirantado, y por otro lado, para controlar la fisuración bajo las cargas de servicio cuando las tensiones de tracción superan el valor del módulo de rotura del hormigón. La colocación de una cantidad mínima de armadura adherente, tal como se especifica en el artículo 18.9. contribuye a garantizar un comportamiento adecuado del elemento estructural. Las investigaciones han demostrado que los elementos postesados no adherentes, no tienen gran capacidad para disipar energía bajo cargas sísmicas severas, pues la respuesta del elemento es principalmente elástica. Por esta razón, se debe suponer que los elementos estructurales postesados no adherentes, armados de acuerdo con las prescripciones de este artículo, únicamente soportan cargas verticales y actúan como diafragmas horizontales entre elementos disipadores de energía, bajo la acción de cargas sísmicas de la magnitud definida en el Reglamento INPRES-CIRSOC 103 Parte II. Las secciones mínimas de armadura adherente exigidas por las expresiones (18-6) y (18-8)


Cap. 18 - 261

son áreas mínimas absolutas e independientes de la calidad del acero o del limite de fluencia de diseño. C 18.9.2. La especificación con respecto a la colocación de una armadura adherente mínima en todos los elementos, con excepción de los sistemas de losas planas armadas en dos direcciones, se fundamenta en investigaciones que compararon el comportamiento de vigas postesadas adherentes y no adherentes, (ver la referencia 18.14). En base a estas investigaciones también se aconseja aplicar las especificaciones dadas en el artículo 18.9.2. a los sistemas de losas armadas en una dirección. C 18.9.3. El área de armadura adherente mínima, que se especifica para los sistemas de losas planas armadas en dos direcciones se fundamenta en los informes dados en las referencias 18.3 y 18.9. Las limitadas investigaciones disponibles sobre losas planas armadas en dos direcciones con ábacos (ver la referencia 18.16) indican que el comportamiento de estos sistemas es similar al de las placas planas. En la referencia 18.15 se aclara que el artículo 18.9.3. se debe aplicar a sistemas de losas planas armadas en dos direcciones. C 18.9.3.1. Para cargas y luces normales, los ensayos de placas planas resumidos en el informe de la referencia 18.3 y la experiencia acumulada con la utilización del Código ACI en Estados unidos indican un comportamiento satisfactorio sin armadura adherente en las áreas descriptas en el artículo 18.9.3.1. C 18.9.3.2. En las zonas de momento positivo, en las cuales las tensiones de tracción 1 1 están comprendidas entre los valores f' c y f ' c , se exige la colocación de un 6 2 área mínima de armadura adherente, dimensionada de acuerdo con la expresión (18-7). La fuerza de tracción Nc se debe determinar para las cargas de servicio sobre la base de una sección homogénea no fisurada. C 18.9.3.3. Las investigaciones realizadas sobre sistemas de losas planas armadas en dos direcciones, postesadas, no adherentes y que se describen en las referencias 18.1, 18.3, 18.9 y 18.10, demuestran que la armadura adherente en las zonas de momento negativo dimensionada en base al 0,075 % del área de la sección transversal de la franja de losa correspondiente a una viga, proporciona una ductilidad suficiente y reduce tanto la separación como las aberturas de las fisuras. Con el fin de considerar los diferentes tramos tributarios adyacentes, la expresión ( 18 - 8) en base al pórtico equivalente como se define en el artículo y en la Figura 13.7.2. Para los paneles de losas rectangulares, la expresión (18-8) se considera conservativa, al estar basada en la mayor sección transversal de las dos franjas losa-viga perteneciente a los dos pórticos equivalentes que se intersectan en la columna. Esta situación garantiza que en ambas direcciones se va a colocar el mínimo porcentaje de armadura recomendado por las investigaciones. La concentración de esta armadura, en la parte superior de la losa, directamente sobre la columna e inmediatamente adyacente a ella se considera muy importante.


Com. Cap. 18 - 262

Las investigaciones también demuestran que en los lugares donde se presentan tensiones bajas de tracción para las cargas de servicio, se obtiene un comportamiento satisfactorio a nivel de las cargas mayoradas, sin armadura adherente. Sin embargo, el Reglamento exige una armadura adherente mínima, independientemente de los niveles de tensiones para la carga de servicio, con el propósito de contribuir a mejorar la ductilidad y la continuidad por flexión, al igual que para limitar el ancho de las fisuras y su separación debido a los excesos de cargas, temperatura o contracción. Las investigaciones realizadas sobre las uniones entre placas planas postesadas y columnas se describen en las referencias 18.11, 18.12, 18.13, 18.14 y 18.15. C 18.9.4. La armadura adherente debe estar convenientemente anclada para que desarrolle su capacidad cuando actúa la carga mayorada. Las prescripciones dadas en el Capítulo 12 garantizan que la armadura adherente que se exige para la resistencia a flexión bajo las cargas mayoradas, de acuerdo con el artículo 18.7.3., o para las condiciones de tensión de tracción para cargas de servicio, de acuerdo con el artículo 18.9.3.2., se ancle de manera adecuada con el fin de que se desarrollen las fuerzas de tracción o de compresión. Para la armadura adherente, exigida en los artículos 18.9.2. ó 18.9.3.3., pero que no colabora en el desarrollo de la resistencia a flexión de acuerdo con el artículo 18.7.3., se permite utilizar las longitudes de anclaje mínimas. Las investigaciones presentadas en la referencia 18.1, sobre vigas continuas, demuestran que estas longitudes mínimas brindan un comportamiento adecuado bajo las condiciones de carga de servicio y de cargas mayoradas.

C 18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS C 18.10.3. Para estructuras estáticamente indeterminadas, los momentos debidos a las reacciones inducidas por las fuerzas de pretensado, en general designados como secundarios, son importantes tanto en los estados elásticos como en los inelásticos. Cuando se producen rótulas y una redistribución total de momentos para crear una estructura estáticamente determinada, los momentos secundarios desaparecen. Sin embargo, las deformaciones elásticas producidas por un cable no concordante, modifican la cantidad de rotación inelástica necesaria para obtener una cierta cantidad de redistribución de momentos. Por el contrario, para una viga con una capacidad de rotación inelástica dada, la cantidad en la cual el momento en el apoyo se puede variar, se modifica en una cantidad igual al momento secundario en el apoyo debido al pretensado. De esta manera, el Reglamento prescribe que los momentos secundarios se deben incluir al determinar los momentos de diseño.


Cap. 18 - 263

Para determinar los momentos a utilizar en el diseño, el orden de los cálculos debe ser el siguiente: a) determinar los momentos debidos a las cargas permanentes y a las sobrecargas, b) modificarlos sumando algebraicamente los momentos secundarios, c) redistribuir según el criterio establecido. Un momento secundario positivo en el apoyo, producido por un cable con la concavidad de su curvatura hacia abajo, obtenido a partir de un perfil concordante, reducirá por lo tanto, los momentos negativos cerca de los apoyos y aumentará los momentos positivos en las zonas cercanas al centro del tramo. Un cable que tiene curvatura con la concavidad hacia arriba, tendrá el efecto contrario. C 18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en elementos pretensados continuos solicitados a flexión Las especificaciones dadas en el artículo 8.4. para la redistribución de los momentos negativos se deben aplicar también a los elementos pretensados. En la referencia 9.16 se desarrolla un estudio comparativo de los resultados de ensayo obtenidos con la versión anterior del artículo 18.10.4. del Código ACI 318-99. Para que los principios de redistribución de los momentos, establecidos en el artículo 18.10.4., se puedan aplicar a las vigas con cables no adherentes, es necesario que tales vigas contengan armadura adherente suficiente para asegurar que luego de la fisuración, continuarán actuando como vigas y no como una serie de arcos atirantados. Para cumplir este requisito se deben aplicar las especificaciones del artículo 18.9.

C 18.11. ELEMENTOS COMPRIMIDOS. AXIALES Y DE FLEXIÓN

COMBINACIÓN

DE

CARGAS

C 18.11.2. Límites de la armadura en elementos pretensados solicitados a compresión. C 18.11.2.3. La armadura mínima especificada en el artículo 14.3. para tabiques, no necesita ser aplicada a tabiques de hormigón pretensado, siempre que el pretensado promedio sea igual o mayor que 1,5 MPa y que se efectúe un análisis estructural completo para demostrar que se verifican la resistencia y la estabilidad con cuantías menores de armadura.

C 18.12. SISTEMAS DE LOSAS C 18.12.1. En los sistemas de losas pretensadas la utilización del método de análisis del pórtico equivalente (artículo 13.7.) o de procedimientos de diseño más precisos, es necesario para determinar momentos y esfuerzos de corte, tanto de servicio como mayorados,. El método de análisis del pórtico equivalente ha demostrado, en ensayos


Com. Cap. 18 - 264

de grandes modelos estructurales, que predice en forma satisfactoria los momentos y esfuerzos de corte mayorados en sistemas de losas pretensadas (ver las referencias 18.11, 18.12, 18.13, 18.17, 18.18 y 18.19). La mencionada investigación también demuestra que el análisis utilizando secciones prismáticas u otras aproximaciones de la rigidez, puede suministrar resultados erróneos del lado de la inseguridad. El artículo 13.7.7.4. no se deber aplicar a los sistemas de losas pretensadas, puesto que se refiere a losas armadas calculadas según el método de diseño directo y porque la redistribución de momentos para losas pretensadas se especifica en el artículo 18.10.4. De igual forma el artículo 13.7.7.5. no se debe aplicar a sistemas de losas pretensadas, porque la distribución de momentos entre franjas de columna y franjas intermedias, especificada en el mencionado artículo, se basa en ensayos de losas de hormigón armado. Los métodos simplificados que utilizan coeficientes promedio, no se deben aplicar a sistemas de losas de hormigón pretensado. C 18.12.2. Los resultados de los ensayos que se describen en las referencias 18.11, 18.12, 18.13, 18.17, 18.18 y 18.19 indican que el momento resistente y la resistencia al corte de las losas pretensadas, es controlada por la resistencia total del acero de pretensado y por la cantidad y ubicación de la armadura no tesa, más que por la distribución de los cables. C 18.12.3. En las losas planas pretensadas continuas, con más de dos tramos en cada dirección, la relación luz/espesor generalmente no debe exceder de 42 para entrepisos y de 48 para cubiertas. Estos límites se pueden incrementar a 48 y 52 respectivamente, cuando los cálculos demuestren que la flecha, la contraflecha, y la frecuencia y amplitud de las vibraciones tanto a corto como a largo plazo, no son objetables. La flecha y la contraflecha a corto y a largo plazo, se deben determinar y verificar en relación con los requisitos de comportamiento en servicio establecidos en función del uso específico de la estructura. La longitud máxima de una losa entre juntas de construcción, se limita generalmente a 30 ó 45 m a fin de minimizar el efecto del acortamiento de la losa y evitar pérdidas excesivas de pretensado debidas a la fricción. C 18.12.4. Este artículo proporciona una guía específica con respecto a la distribución de los cables permitiéndose la utilización de distribuciones de cables en una sola dirección dispuestos en bandas. Este método de distribución de cables brinda un comportamiento satisfactorio según lo han demostrado las investigaciones realizadas. C 18.12.5. Los medios adecuados para evitar o controlar la fisuración que pueden originar la presencia de aberturas en las losas incluyen: la adopción de radio de curvatura del cable suficientemente grande, la adopción de una separación adecuada de los cables con respecto a las esquinas de las aberturas, la prolongación de los cables rectos más allá de las esquinas de las aberturas, la colocación de armadura con forma de horquilla para transferir las fuerzas laterales al hormigón circundante.


Cap. 18 - 265

Para el caso de aberturas de mayor tamaño, cuando resulte necesario terminar algunos cables para “inhibición de las fisuras” que se ilustra en la Figura C 18.12.5.a), antes que la opción b) que se utiliza para mejorar la fisuración.

Figura 18.12.5.a) y b) Ubicación de los cables en presencia de aberturas en las losas. En algunos casos puede ser necesario aislar pequeñas secciones de losas adyacentes a las aberturas mediante juntas de losa, como se ilustra en la Figura C 18.12.5. c).

Figura C 18.12.5. c). Aislación de pequeñas secciones de losa, adyacentes a las aberturas, mediante la construcción de juntas de losa. Las secciones de losa aisladas se deben armar con armadura adherente convencional. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Cap. 18 - 266

Para grandes aberturas se debe siempre armar la parte superior e inferior de la abertura de losa con barras diagonales para el control de la fisuración que se inicia en las esquinas de las aberturas. En algunos casos es necesario colocar además, armadura estructural adicional alrededor del perímetro de la losa para distribuir algunas cargas aplicadas en la abertura de la losa. Las cargas en las aberturas se pueden normalmente distribuir mediante la disposición de cables y armadura adherente adicional alrededor del perímetro. Sin embargo existen algunas situaciones en las que se hace necesario disponer vigas adicionales para dirigir las cargas a los perímetros de las aberturas y realizar un análisis estructural para determinar cuáles de esas cargas pueden ser absorbidas por la utilización de cables y armadura adherente adicional y cuáles necesitan la presencia de una viga. Con el fin de minimizar los efectos de las aberturas sobre la capacidad para absorber corte de las losas en su unión con los tabiques o columnas, se recomienda ubicar las aberturas en la mitad de los tramos de las losas armadas en una dirección, o de las placas planas armadas en dos direcciones. Cuando las aberturas estén ubicadas en aquellos lugares donde pueden reducir la capacidad al corte de la losa, es esencial realizar un análisis más detallado de la capacidad de la configuración estructural real de la losa.

C 18.13. ZONAS DE ANCLAJE DE LOS CABLES POSTESADOS El contenido de este artículo fue completamente revisado en la edición 1999 del Código ACI 318 con el fin de compatibilizarlo con el contenido de la publicación de la referencia 18.20 y con las recomendaciones de la referencia 18.21 referidas a puentes, documentos que se deben consultar hasta que ser redacte el conjunto Reglamentario CIRSOC e INPRES-CIRSOC específico. En la edición 1999 y 2002 del Código ACI 318, se ha revisado el texto de este artículo con el fin de hacerlo, en general, compatible con las especificaciones detalladas para las zonas de anclaje de postesado de la referencia 18.20. En el caso de la evaluación y de los ensayos de aceptación para los dispositivos de anclaje, el Reglamento incorpora las disposiciones detalladas de la referencia 18.20 a través de la mención explícita de su origen. C 18.13.1. Zona de anclaje En base al principio de Saint Venant, la extensión de la zona de anclaje se puede estimar, en forma aproximada, como igual a la mayor dimensión de la sección transversal. Las zonas de anclaje local y general se definen e ilustran en la Figura 18.13.1.a). Cuando los dispositivos de anclaje, ubicados lejos del extremo del elemento (dispositivos intermedios), se tesan, se originan grandes tensiones de tracción localizadas detrás y adelante del dispositivo.


Cap. 18 - 267

Estas tensiones de tracción son inducidas por la incompatibilidad de las deformaciones entre la parte anterior y posterior del dispositivo de anclaje, que se identifican en la Figura 18.13.1. b) como el área sombreada, la que debe ser considerada en forma completa. C 18.13.2. Zonal local La zona local debe resistir las muy elevadas tensiones locales, introducidas por el dispositivo de anclaje, y las transfiere al resto de la zona de anclaje. El comportamiento de la zona local está fuertemente influido por las características específicas del dispositivo de anclaje y por su armadura de confinamiento, y menos por la geometría y la carga de toda la estructura. Algunas veces el diseño de la zona local no se puede completar hasta tanto no se define el tipo específico de dispositivo de anclaje que se va a utilizar. Cuando se utilicen dispositivos de anclaje especiales, el proveedor deberá suministrar tanto la información de los ensayos que demuestren que el dispositivo verifica las especificaciones de la referencia 18.20 (división II, artículo 10.3.2.3.) como toda la información sobre las condiciones de instalación y utilización del dispositivo. Las principales consideraciones para el diseño de la zonal local se refieren a los efectos de las elevadas presiones sobre la placa de apoyo y a la capacidad de la armadura de confinamiento provista, de incrementar la capacidad del hormigón para resistir las tensiones provenientes de la placa de apoyo. C 18.13.3. Zona general Dentro de la zona general, no es válida la hipótesis habitual de la teoría de vigas con respecto a que las secciones planas, permanecen planas. El diseño debe contemplar todas las áreas de tensiones de tracción que pueden ser originadas por el dispositivo de anclaje, incluyendo el desgarramiento (hendimiento), el descascaramiento y las fuerzas de tracción en el borde longitudinal, como se muestra en la Figura 18.13.1. c). También se deben verificar las tensiones de compresión que se producen inmediatamente delante del anclaje (como se muestra en la Figura 18.13.1. b). También se deben verificar las tensiones de compresión que se producen en el área inmediatamente por delante de la zona local, como se muestra en la Figura 18.13.1.b). Algunas veces no se puede determinar la armadura necesaria hasta tanto no se definan, en la etapa de ejecución de los planos constructivos, el tipo de cable y anclaje específico que se va a utilizar. Las responsabilidades inherentes al diseño y a la aprobación se deben establecer en forma clara tanto en los planos como en las especificaciones técnicas.


Com. Cap. 18 - 268

Los cambios bruscos de sección pueden originar una importante desviación en la trayectoria de las fuerzas, lo que puede incrementar las fuerzas de tracción, como se indica en la Figura 18.13.3. C 18.13.4. Resistencias nominales de los materiales Dado que el diseño de las zonas de anclaje está basado en un enfoque de resistencia, se deben esperar algunas deformaciones inelásticas del hormigón, situación que se refleja en el bajo valor de la resistencia nominal de compresión del hormigón sin confinar. Para el hormigón bien confinado se puede incrementar la resistencia efectiva del hormigón (ver la referencia 18.23). El valor nominal de la resistencia a tracción del acero de pretensado adherente está limitado al valor del límite de fluencia del acero de pretensado, dado que la expresión (183) puede no ser aplicable en condiciones sin flexión. El valor dado para el acero de pretensado no adherente se fundamente en los valores del artículo 18.7.2.b) y c) pero está, en cierta forma, limitado para estas aplicaciones sin flexión en una zona de pequeña longitud. Los resultados de ensayos, descriptos en la referencia 18.23, indican que la tensión de compresión introducida por el pretensado auxiliar, aplicado en forma perpendicular al eje de los cables principales, es efectiva para incrementar la capacidad de la zona de anclajes.

La inclusión del factor λ para hormigones livianos (que serán objeto de un Reglamento CIRSOC específico) demuestra su baja resistencia a la tracción, lo que constituye un factor indirecto para la limitación de las tensiones de compresión, al igual que la alta dispersión y fragilidad exhibida en las zonas de anclaje, en los ensayos realizados con algunos tipos de hormigones livianos. El diseñador o proyectista estructural debe especificar en los planos y especificaciones de la obra la resistencia del hormigón en el momento de aplicar el tesado. Con el fin de limitar la fisuración temprana por contracción, los cables monocordón son, algunas veces, tesados con resistencias del hormigón menores que 17,5 MPa, ya sea utilizando anclajes monocordón sobredimensionados, o tesando en etapas de 1/3 a 1/2 de los valores finales de la fuerza total en el cable. C 18.13.5. Métodos de diseño La lista de los métodos de diseño indicados en el artículo 18.13.5.1. incluye aquellos procedimientos para los cuales se han dado lineamientos relativamente específicos en las referencias 18.20 y 18.21. Estos procedimientos han demostrado ser conservativos en la predicción de la resistencia cuando se los compara con los resultados de ensayos (ver la referencia 18.23). La utilización de los modelos de bielas es especialmente útil para diseñar la zona general de anclaje (ver la referencia 18.23).


Cap. 18 - 269

En muchas aplicaciones de anclajes, donde una substancial masa de hormigón rodea a los anclajes, se pueden utilizar expresiones simplificadas excepto en los casos indicados en el artículo 18.13.5.2. En muchos casos, se pueden utilizar las expresiones simplificadas, basadas en las referencias 18.20 y 18.21. Los valores para la magnitud de la fuerza de desgarramiento (hendimiento o estallamiento), Tdesg. , y para la distancia de su baricentro a la mayor superficie de apoyo del anclaje, ddesg. , se pueden estimar mediante las expresiones (18-1) y 18-2) respectivamente. Los términos de las expresiones (18-1) y (18-2) se indican en la Figura 18.13.5. para una fuerza de pretensado con pequeña excentricidad. Cuando exista más de un cable, en la aplicación de las expresiones (C 18-1) y (C 18-2) se debe considerar la secuencia de tesado especificada.

a  Tdesg . = 0 ,25 ∑ Psu  1 −  h 

(C 18-1)

d desg . = 0 ,5 ( h − 2 e ) siendo:

Σ Psu

la sumatoria de la fuerza de pretensado mayorada total, para la secuencia de tesado considerada, en N.

a

la altura del dispositivo de anclaje o del grupo de dispositivos poco separados en la dirección considerada, en mm.

e

la excentricidad (considerada siempre positiva) del dispositivo de anclaje o del grupo de dispositivos poco separados en la dirección considerada, con respecto al baricentro de la sección, en mm.

h

la altura de la sección transversal en la dirección considerada, en mm.

Los dispositivos de anclaje se consideran poco separados, si la distancia entre sus centros no excede de 1,5 veces el ancho del dispositivo de anclaje en la dirección considerada. La fuerza de desgarramiento (hendimiento) para los cables en los cuales el baricentro está ubicado dentro del núcleo central de la sección, se puede estimar en un 2% de la fuerza del pretensado total mayorado, excepto para el caso de los dispositivos de anclaje múltiples con una separación entre centros mayor que 0,4 veces la altura de la sección. Para separaciones mayores o para los casos en que los baricentros de los cables se ubiquen fuera del núcleo, se requiere un análisis detallado.


Com. Cap. 18 - 270

En forma adicional, para el postesado de secciones delgadas, secciones con alas, secciones irregulares, o cuando los cables presentan una curvatura apreciable dentro de la zona general de anclaje, se exigen procedimientos más generales como los dados en la referencia 18.20 (artículos 9.21.4. y 9.21.5.). En la referencia 18.20 (artículo 9.21.3.4.) también se presentan recomendaciones detalladas sobre los principios generales que se deben aplicar para todos los métodos de diseño. C 18.13.5.3. La secuencia de tesado de los dispositivos de anclaje puede tener un efecto significativo sobre las tensiones de la zona general. Por lo tanto es importante considerar no solo la etapa final de la secuencia de tesado, con todos los cables ya tesados, sino también las etapas intermedias durante la construcción. Se deben considerar las fuerzas de desgarramiento o hendimiento más críticas producidas tanto por cada una de las combinaciones de postesado aplicadas en forma secuencial, como por el grupo total de cables. C 18.13.5.4. Las disposiciones con respecto a los efectos tridimensionales se incluyeron con el propósito de alertar al diseñador o proyectista estructural acerca de los efectos perpendiculares al plano principal del elemento, tales como el desgarramiento (hendimiento) en la dirección delgada de las almas o losas. En muchos casos estos efectos se pueden determinar en forma independiente para cada dirección, pero algunas aplicaciones requieren un análisis tridimensional completo (por ejemplo en los diafragmas para el anclaje de los cables exteriores). C 18.13.5.5. Cuando los dispositivos de anclaje se ubican lejos del extremo del elemento (anclajes intermedios), las tensiones locales de tracción se generan detrás de dichos dispositivos (ver la Figura 18.13.1. b), debido a las exigencia de compatibilidad entre las deformaciones que se producen atrás y adelante del dispositivo de anclaje. Para limitar la extensión de la fisuración detrás del dispositivo de anclaje, se exige colocar una armadura adherente (no tesa) hacia atrás, en la zona inmediata que circunda al anclaje. La prescripción del valor 0,35 Psu se obtuvo considerando que el 25% de la fuerza del pretensado sin mayorar, es resistida por la armadura trabajando a un valor de 0,6 fy .

C 18.14. DISEÑO DE LAS ZONAS DE ANCLAJE PARA MONOCORDONES O CABLES DE UNA ÚNICA BARRA DE 16 MM DE DIÁMETRO C 18.14.2. Diseño de la zona general de anclaje para los cables de losas Las prescripciones de armadura mínima para los cables monocordones se fundamentan en las recomendaciones dadas en la referencia 18.22 en la que se pueden consultar detalles típicos. Las barras horizontales paralelas al borde, exigidas en el artículo 18.14.2.2., deben ser continuas donde sea posible.


Cap. 18 - 271

Los ensayos realizados en Estados Unidos, sobre los que se basan las recomendaciones de la referencia 18.24, se limitaron a dispositivos de anclaje para cordones de 12,7 mm, de 1900 MPa, (grado 270) no adherentes en hormigón de densidad normal. Para dispositivos de anclaje de cordones mayores que 12,7 mm y para losas de hormigón liviano, la referencia 18.22 recomienda que la cantidad y separación de la armadura se ajuste en forma conservadora para proveer una fuerza de anclaje mayor y menores tensiones de desgarramiento o hendimiento en los hormigones livianos (ver la referencia 18.22). Tanto la referencia 18.21 como la 18.22 recomiendan la colocación de armadura en forma de horquillas para los anclajes ubicados dentro de los 300 mm de las esquinas de las losas, con el fin de absorber los esfuerzos de tracción. La expresión “delante del” utilizada en el artículo 18.14.2.3. tiene el significado indicado en la Figura 18.13.1. En aquellos casos en los que utilicen dispositivos de anclaje para multicordones en losas, se debe aplicar el artículo 18.15. La armadura de desgarramiento o hendimiento, perpendicular al plano de la losa, requerida por el artículo 18.14.2.3. para grupos de cables con poca separación, también se debe suministrar en el caso de cables más separados, cuando se determine que la falla de un dispositivo de anclaje puede causar más que un daño local. C 18.14.3. Diseño de la zona general de anclaje para grupos de cables monocordón en vigas principales y secundarias A menudo, en las vigas principales y secundarias se utilizan grupos de cables monocordón con dispositivos de anclaje individuales. Los dispositivos de anclaje se pueden considerar “poco separados” si su separación, medida entre los centros, no excede de 1,5 veces el ancho del dispositivo de anclaje en la dirección considerada. Cuando una viga principal o secundaria tiene un dispositivo único, o un grupo único de dispositivos de anclaje “poco separados” se podrán utilizar expresiones simplificadas, como las que se indican en el Comentario al artículo 18.3.5., a menos que se deba aplicar el artículo 18.13.5.2. Las condiciones más complejas se pueden diseñar utilizando los modelos de bielas. En las referencias 18.22. y 18.23. y en el artículo C 18.13.5. se desarrollan recomendaciones detalladas para utilizar este tipo de modelos.

C 18.15. DISEÑO DE LAS MULTICORDÓN

ZONAS

DE

ANCLAJE

PARA

CABLES

C 18.15.1. Diseño de la zona local Ver los comentarios al artículo 18.13.2.


Com. Cap. 18 - 272

C 18.15.2. Utilización de los dispositivos especiales de anclaje La armadura superficial es la armadura que se coloca cerca de las superficies exteriores en la zona de anclaje con el propósito de limitar el ancho y la separación de las fisuras. La armadura en la zona general de anclaje que se utilice para absorber otras acciones (tales como la flexión, el corte, la contracción, la temperatura y similares) se puede utilizar para verificar los requisitos de la armadura superficial suplementaria. La determinación de la armadura superficial suplementaria depende del tipo de dispositivo de anclaje utilizado y con cierta frecuencia no se puede determinar hasta la etapa de definición de los planos de obra.

C 18.16. PROTECCIÓN CONTRA LA CORROSIÓN DE LOS CORDONES NO ADHERENTES C 18.16.1. Los materiales adecuados para la protección contra la corrosión del acero de pretensado deben tener las propiedades descriptas en la norma IRAM 5170. C 18.16.2. En general, el encapsulado del acero de pretensado no adherente debe ser estanco, continuo, de polietileno de alta densidad, obtenido por extrucción directa sobre el acero de pretensado recubierto con la protección contra la corrosión. C 18.16.4. A partir de la edición 1989, el Código ACI 318 incorporó los requerimientos de protección contra la corrosión para los cables monocordón no adherentes, especificados en la publicación de la referencia 18.23, que a partir de la edición 2002 se ha transformado en un documento ACI con igual titulo e igual número de referencia. En base a esta bibliografía el CIRSOC redactará un documento específico sobre “Protección integral de sistemas pretensado de, cables monocordón no adherentes”.


Cap. 18 - 273

Ingreso de corrosión

lubricante

Si existe un escaso recubrimiento del acero de pretensado se facilita el inicio de la corrosión al permitir la penetración del ión cloruro

vaina

Si no existe una conexión física entre el anclaje y la vaina, parte del cordón cubierto o no con grasa, anclaje y la vaina. queda en contacto con el hormigón

Figura C 18.6.4.

Defectos potenciales en la protección contra la corrosión en el anclaje activo de un cable monocordón no adherente.

C 18.17. VAINAS PARA POSTESADO La inyección tiene por objeto proteger el acero tesado contra la corrosión y asegurar la adherencia entre los elementos tensores y el hormigón. La correcta inyección de las vainas que alojan los cables, constituidos por alambres, cordones o barras, de un elemento de hormigón postesado, es una tarea de fundamental importancia para asegurar la durabilidad de la estructura. Por lo tanto, la inyección de las vainas y los requisitos para la mezcla de inyección deben ser controlados por un Profesional Responsable. C 18.17.4. Antes de la inyección, se deben controlar las vainas para garantizar el libre pasaje de la mezcla. Previamente a las operaciones de inyección se deben limpiar las vainas con agua a presión. Concluida esta tarea se debe eliminar el agua sobrante de las vainas con aire comprimido, salvo que el sistema empleado recomiende otro método, ya que para la eliminación total del agua, en general no son suficientes los drenes inferiores de las vainas. El agua de lavado debe responder a lo indicado en el artículo 18.18.2.2. Cuando se deban interrumpir la tarea de inyección sin haber completado el llenado de una vaina, se debe proceder a eliminar la pasta mediante chorros de agua a presión. En los canales sin vaina se debe introducir agua para humedecer el hormigón antes de la inyección de la pasta, para que el hormigón no absorba demasiada agua de la mezcla de Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Com. Cap. 18 - 274

inyección. El agua sobrante, luego del humedecimiento, se debe eliminar por medio de aire comprimido. La presencia de agua en las vainas puede originar, al congelarse, roturas en el hormigón que las rodea. Cuando están presentes los cordones se debe evitar también la acumulación de agua en las vainas. Cuando se prevea que el acero de pretensado va a estar expuesto a prolongados períodos de humedad en las vainas, antes de la inyección de la mezcla, se debe utilizar un inhibidor contra la corrosión con el fin de suministrar una protección temporaria, el que no deberá afectar la adherencia con la mezcla de inyección.

C 18.18. MEZCLA DE INYECCIÓN PARA CABLES ADHERENTES Las propiedades de la mezcla de inyección y los procedimientos de colocación son críticos para las construcciones postesadas (ver las referencias 18.25 y 18.26). La mezcla de inyección proporciona la adherencia necesaria entre el acero de pretensado y la vaina y protege al acero de pretensado contra la corrosión. La buena performance obtenida con la utilización de la mezcla de inyección en los cables adherentes ha sido obtenida con el empleo del cemento pórtland como material cementicio. Una extrapolación apresurada de esta experiencia a todos los materiales cementicios, para su utilización en la mezcla de inyección resulta inapropiada, por la falta de experiencia y de ensayos con otros materiales cementicios, diferentes al cemento pórtland, y por la inquietud que subsiste ante la posibilidad de que estos materiales cementicios introduzcan productos químicos identificados como dañinos para los cables en el artículo C 18.18.2. Por esta razón en este Capitulo se ha decidido mantener los términos cemento pórtland (artículo 18.18.1.) y relación agua-cemento (artículo 18.13.3.3.). C 18.18.2. Las limitaciones establecidas en el Reglamento para la utilización de aditivos (artículo 3.4.) y adiciones minerales pulverulentas (artículo 3.5.) también se aplican a la mezcla de inyección. Las sustancias identificadas como dañinas para los cables, para la mezcla de inyección y para el hormigón, son los cloruros, los fluoruros, los sulfatos y los nitratos. En casi todas las estructuras se utiliza la mezcla de inyección de cemento pórtland puro y sólo en vainas grandes, con extensas áreas huecas, se deben considerar las ventajas de incorporar arena finamente tamizada en la pasta de cemento. Cuando se utilicen aditivos, se deberán realizar las pruebas necesarias para verificar la aptitud de empleo del aditivo con el conjunto de los materiales que compondrán la mezcla, con la información suministrada por el fabricante y con anticipación suficiente a la fecha de realización de la inyección.


Cap. 18 - 275

Una vez que el Director de Obra ha aprobado un determinado producto, no se permitirá su substitución por otro de distinto tipo o marca sin una nueva autorización escrita previa. Cuando se utilicen aditivos con mayor capacidad de reducción de agua, (superfluidificantes), con el propósito de fluidificar el hormigón, se deberá tener en cuenta que el efecto producido desaparecerá en poco tiempo. En consecuencia, se deberá prever su colocación y compactación inmediatamente después del mezclado. C 18.18.3. Selección de la dosificación de la mezcla de inyección La mezcla de inyección, dosificada de acuerdo con las disposiciones del Reglamento, debe verificar los valores de resistencia tanto a 7 días como a 28 días dados en la Tabla 18.18.3.1. Por lo general cuando se establece la dosificación de la mezcla de inyección se deben considerar las características del manejo y colocación de la mezcla además de la resistencia. Una mezcla de inyección adecuada debe tener las siguientes características: •

ausencia de agentes agresivos,

•

fluidez suficiente durante la duración de la tarea de inyección,

•

buena estabilidad (baja exudación),

•

contracción moderada,

•

resistencia mecánica conveniente,

•

baja absorción capilar.

La mezcla de inyección estará compuesta por cemento, agua y eventualmente aditivos. Solamente se permite utilizar un mortero, es decir una mezcla de agua, cemento, arena fina y eventualmente aditivos, cuando la sección de la vaina sea mayor que cuatro veces la sección de la armadura, o cuando lo exija el sistema de pretensado a utilizar.

Todos los componentes de la mezcla de inyección se deben incorporar con una precisión del 2% en masa para el cemento y 1% en masa para el agua. La utilización de mezclas a base de resinas y otros materiales requerirá una aprobación previa de la Autoridad Fiscalizadora en base a ensayos y experiencias que aseguren su comportamiento eficaz. C 18.18.4. Mezclado y bombeo de la mezcla de inyección C 18.18.4.1. Por lo general, los componentes básicos se deben introducir en la mezcladora en movimiento en el siguiente orden: agua, cemento, aditivos y dado el caso adiciones minerales pulverulentas y después los agregados.


Com. Cap. 18 - 276

El cemento se debe agregar lentamente, los aditivos se deben agregar de tal manera que se produzca una mezclado homogéneo de todos los componentes con el fin de asegurar la eficacia de la incorporación de los aditivos. El tiempo máximo de mezclado será de 4 minutos, salvo especificación en contrario del fabricante del equipo, lo cual deberá ser aprobado. La mezcla de inyección después de mezclada, se debe mantener en agitación continua, con el fin de evitar que se formen grumos o que se produzca segregación. Entre el equipo de mezclado y el de agitado, la mezcla debe ser tamizada a través de un tamiz IRAM 1,18 mm. La temperatura de la mezcla fresca, luego del mezclado, no debe exceder los 35° C. Las vainas se deben inyectar desde su extremo inferior o desde su punto más bajo, hasta que se llenen por completo. Para la inyección se debe emplear una bomba (se prohiben las de aire comprimido) que garantice una fluencia regular y uniforme de la mezcla de inyección. La presión de la bomba y con ello la velocidad con que se inyecta la mezcla, se deben regular de acuerdo con los requisitos de los elementos tensores. La presión de la bomba no debe superar 1,5 MPa. La velocidad de inyección debe estar comprendida entre 6 y 12 m/min. Cada vaina se debe inyectar en forma continua sin interrupción. La inyección recién se puede dar por concluida, cuando en el otro extremo de la vaina ha salido suficiente cantidad de mezcla de inyección de excelente consistencia, con una fluidez que en ningún caso debe ser inferior a 13 segundos. Las vainas deben ser reinyectadas cuando en grandes secciones, o en elementos tensores en posición no horizontal, se deba eliminar el agua de la mezcla segregada y sustituirla por mezcla fresca. Se debe garantizar que la mezcla de inyección se puede distribuir en las vainas y dado el caso, contribuir a eliminar el agua libre dentro de la misma. Con esa finalidad pueden permanecer abiertos orificios en la vaina, en los cuales se pueda acumular el agua libre . La pasta de inyección que haya salido de la vaina y la que no se haya inyectado 30 minutos después de finalizada su preparación, no podrá ser utilizada nuevamente. La mezcla de inyección debe mantener suficiente fluidez hasta la finalización de las tareas de inyección. El tiempo de escurrimiento de la mezcla debe estar comprendido entre 13 y 25 segundos. La exudación caracteriza la estabilidad de la mezcla. La cantidad de agua exudada en la superficie de una mezcla de inyección mantenida en reposo durante tres horas, debe ser, al final de dicho lapso, como máximo igual al 2% del volumen inicial de la mezcla. El agua exudada debe ser reabsorbida a las 24 horas de aquella medición. Esta reabsorción es de particular importancia en los casos de inyección en tiempo frío, debido al riesgo de la formación de hielo.


Cap. 18 - 277

La expansión eventual por uso de aditivos para tal fin no debe superar el 10%. C 18.18.4. Mezclado y bombeo de la lechada 18.18.4.2. Cuando la temperatura ambiente es ≥ 5° C, la mezcla de inyección con una temperatura mínima inicial de 15° C, puede requerir hasta 5 días para llegar a tener una resistencia de 6MPa. Se sugiere una temperatura mínima de 15° C para la colocación de la mezcla de inyección lo que resulta consistente con la temperatura mínima recomendada para el hormigón colocado a una temperatura ambiente de 5° C. Las mezclas de fraguado rápido, siempre que se apruebe su utilización, pueden requerir períodos más cortos de protección y se deben seguir las recomendaciones de los proveedores. Las probetas de ensayo se deben curar en condiciones de temperatura y humedad tan similares como sea posible, a las de la mezcla del elemento. Las temperaturas de la mezcla que excedan de 35° C producen dificultades durante el bombeo. Cuando la temperatura de la estructura es inferior a +5 °C, no se debe realizar la inyección de la mezcla. Cuando la temperatura es baja pero superior a la anterior, antes de iniciar las tareas se debe inyectar agua caliente para eliminar la posibilidad de la formación de hielo en los conductos. La temperatura en obra, en el área de las vainas y hasta 5 días después de la inyección, debe ser como mínimo de + 5 °C, al igual que la temperatura de la mezcla en el momento de la inyección. Con bajas temperaturas del aire puede ser necesaria la adopción de medidas especiales para mantener la temperatura adecuada de los equipos y de las partes afectadas de la estructura. Con temperaturas de la estructura menores que +10 °C o temperaturas del aire menores que + 5 °C será necesario realizar un control adicional referente a la fluidez, a la exudación y a la estabilidad de volumen, en el cual se debe mantener la temperatura de la pasta en + 5°C. En general será conveniente controlar la aptitud de los cementos que se utilizarán para la inyección a baja temperatura, antes del comienzo del período frío. C 18.18.4.4. Controles a realizar sobre la mezcla de inyección C 18.18.4.4.1. Ensayo de aptitud (ensayo previo) Para cada sector de la obra, y antes de comenzar los trabajos de inyección, se debe realizar un ensayo de aptitud con los materiales previstos para la realización de la mezcla de inyección. Como ensayos de aptitud se pueden considerar a todos aquellos controles de calidad efectuados en los trabajos de inyección, realizados como máximo dos meses antes, y ejecutados por la misma empresa, con igual composición de mezcla y con los mismos elementos de trabajo y siempre que los resultados del control de calidad respondan a los requisitos del control de aptitud.


Com. Cap. 18 - 278

La temperatura de los componentes de la mezcla, de los equipos y del sitio donde se los almacena (depósito) debe ser de 15 a 22 °C durante los controles de aptitud. Si se prevé que los trabajos de inyección se ejecutarán a temperaturas mayores o menores, se deberán efectuar adicionalmente ensayos para las respectivas temperaturas. En el control de aptitud (ensayo previo) se debe determinar: a) la fluidez, b) la exudación y la estabilidad, c) la resistencia a la compresión a los 7 y/o a los 28 días. Los ensayos de aptitud (ensayos previos) deben asegurar que en el posterior control de calidad se alcancen los requisitos exigidos en el artículo 18.18.3.1. para la resistencia mecánica a compresión y en el artículo 18.18.4.4.1. para la fluidez y la exudación. 18.18.4.4.2. Ensayos de calidad Con los ensayos de calidad se deberá comprobar que la mezcla de inyección responde a las exigencias de fluidez y exudación y que su resistencia mecánica corresponde a los valores de la Tabla 18.18.3.1. En los ensayos de calidad se debe determinar: a) la fluidez, b) la exudación y la estabilidad, c) la resistencia mecánica a la compresión. La fluidez debe ser controlada durante los trabajos de inyección en varias oportunidades diarias, mediante el ensayo correspondiente, debiendo tomarse muestras de la mezcla a la entrada y a la salida de la vaina. La estabilidad de volumen y la resistencia mecánica a compresión de la pasta de inyección se deben controlar diariamente, en 3 muestras que surgirán de un muestreo al azar, distribuido en el tiempo de inyección y tomadas a la salida de la vaina. Cuando sea necesario modificar la composición de la mezcla de inyección se deben tomar y controlar, en cada caso, 3 muestras adicionales. La temperatura del depósito donde se guardan las muestras debe ser de 15 °C a 22 °C. Para eventuales controles posteriores se deben separar de cada partida 20 kg de cemento en recipientes herméticos, 500 g de adiciones y dado el caso, la correspondiente cantidad de agregados, hasta que se completen los certificados de control.


Cap. 18 - 279

C 18.20. APLICACIÓN Y MEDICIÓN DE LA FUERZA DE TESADO C 18.20.1. Las mediciones de los alargamientos en los elementos pretensados se pueden realizar de acuerdo con los procedimientos indicados en la referencia 18.27. El artículo 18.18.1. fue revisado a partir de la edición 1989 del Código ACI 318, con el fin de permitir un 7% de tolerancia en la fuerza del acero de pretensado en las estructuras postesadas, determinada por mediciones de presión y alargamiento (elongación). Las mediciones del alargamiento para una estructura postensada son afectadas por varios factores que en el caso de los elementos pretensados son menos significativos o no existen. La fricción a lo largo del acero de pretensado en las aplicaciones postesadas, se puede ver afectada en distintos grados por las tolerancias de ubicación y por pequeñas irregularidades en el trazado del cable debido a la colocación del hormigón. Los coeficientes de fricción entre el acero de pretensado y la vaina también están sujetos a variaciones. El valor del 5% de tolerancia fue incorporado al Código ACI 318 a partir de 1963, siguiendo las recomendaciones de la referencia 18.3, a partir de la experiencia realizada con la producción de elementos de hormigón pretesado, en los cuales habitualmente los cables son tesados en el aire con efectos mínimos de fricción. Por esta razón se continúa conservando la tolerancia del 5% . C 18.20.4. Esta disposición se aplica a todos los elementos de hormigón pretensado. Para sistemas de losas postesadas en la obra, un “elemento” se define como aquella parte que se considera una unidad a los fines del diseño, tal como las nervaduras y el ancho efectivo de la losa, en los sistemas de losas nervuradas en una dirección, o la franja de columna o la franja intermedia en los sistemas de placas planas en dos direcciones. C 18.21. C 18.21. DISPOSITIVOS DE ANCLAJES Y ACOPLAMIENTO PARA POSTESADO A partir de la edición 1989 del Código ACI 318 la resistencia requerida para los conjuntos (ensambles) anclaje-cable y acoplamiento-cable tanto para cables adherentes como no adherentes cuando se los ensaya en el estado sin adherencia, se basa en un 95% de la resistencia a la tracción especificada del acero de pretensado en el ensayo. El material que constituye el acero de pretensado debe verificar las características mínimas que se fijan en el Capítulo 3 del Reglamento. La resistencia especificada para los anclajes y los dispositivos de acoplamiento, siempre supera por un amplio margen el valor de la máxima resistencia de diseño establecida para el acero de pretensado, y al mismo tiempo, reconoce los efectos del aumento de las tensiones asociadas con la mayoría de los anclajes y dispositivos de acoplamiento para postesado disponibles.


Com. Cap. 18 - 280

La resistencia de los anclajes y de los acoplamientos se debe alcanzar con una deformación permanente mínima, y con un ajuste sucesivo, admitiendo que alguna deformación y algún ajuste ocurrirá en el ensayo a rotura. Los conjuntos o ensambles para cables se deben ajustar a los requisitos del 2% de alargamiento especificado en la referencia 18.28 y en las recomendaciones de la industria (ver la referencia 18.14). Los anclajes y acoplamientos para cables adherentes, que desarrollen menos del 100% de la resistencia a la tracción especificada del acero de pretensado, sólo se deben utilizar cuando la longitud de adherencia en la trasferencia, entre los anclajes o acoplamientos y las secciones críticas, iguale o supere el valor de la longitud necesaria para desarrollar la resistencia del acero de pretensado. Esta longitud de adherencia se puede determinar a partir de los resultados de los ensayos de las características de adherencia de los cordones de pretensado no traccionados (ver la referencia 18.29) o mediante ensayos de adherencia de otros materiales para acero de pretensado, de acuerdo con lo que resulte más apropiado. C 18.21.3. Para la evaluación de la carga de fatiga en los anclajes y en los acoplamientos se recomienda consultar la referencia 18.30. Para consultar especificaciones detalladas sobre ensayos bajo condiciones de carga estática y cíclica de los cables y de las conexiones de los anclajes en cables no adherentes, se recomienda el artículo 4.13. de la referencia 18.28. C 18.21.4. Hasta tanto se redacte el documento CIRSOC específico, se recomienda consultar las especificaciones sobre los métodos de protección contra la corrosión que figuran en los artículos 4.2. y 4.3. de la referencia 18.9 y los artículos 3.4., 3.6., 5, 6 y 8.3. de la referencia 18.23.

C 18.22. POSTESADO EXTERNO La fijación exterior de los cables constituye un método versátil para proporcionar una resistencia adicional o mejorar el comportamiento en servicio, o ambos a la vez, en estructuras existentes, siendo un método adecuado además para reparar o rehabilitar estructuras permitiendo una gran variedad de disposiciones de los cables. En la referencia 18.31 se puede encontrar información adicional sobre el postesado externo. C 18.22.3. Los cables exteriores se fijan a menudo al elemento de hormigón en varios puntos o posiciones entre los anclajes (tales como, en el centro de la luz, en los cuartos o en los tercios) para lograr efectos de balanceo de las cargas, el alineamiento de los cables o para solucionar los problemas de vibración de los mismos. Además se deben considerar los efectos producidos por el cambio de trazado del cable en relación con el baricentro del hormigón, a medida que el elemento se deforma bajo la acción del pretensado y de las cargas aplicadas.


Cap. 18 - 281

C 18.2.2.4. Una protección permanente contra la corrosión se puede lograr por diversos métodos, debiendo seleccionarse aquella protección que resulte adecuada al medio ambiente en el que estarán ubicados los cables. Algunas condiciones requerirán que el acero de pretensado esté protegido por un recubrimiento de hormigón o por una pasta de cemento en una vaina de polietileno o metal. Otras condiciones permitirán la protección mediante recubrimientos superficiales como engrasado o pintado. Los métodos de protección contra la corrosión deben cumplir los requisitos de protección contra el fuego que se prescriben en los reglamentos específicos o en códigos de edificación que rigen en el lugar de emplazamiento de la obra, a menos que la instalación del postesado externo se realice únicamente para mejorar el comportamiento en servicio.


Com. Cap. 18 - 282

Figura C 18.22. Postesado externo.


Cap. 18 - 283

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 19. CÁSCARAS Y PLACAS PLEGADAS


C 19.1. CAMPO DE VALIDEZ Y DEFINICIONES El Capítulo 19 y sus Comentarios brindan información sobre el diseño, análisis y construcción de cáscaras delgadas y placas plegadas de hormigón, reconociendo como primer antecedente la publicación en el año 1964 de una guía práctica y comentarios por parte el Comité ACI 334 (ver la referencia 19.1) para continuar con la inclusión del Capítulo 19 en el Código ACI 318-71. La revisión del documento ACI 334 R.41 en el año 1982 reflejó las nuevas experiencias en el diseño, análisis y construcción de estas estructuras, obtenidas a partir de las publicaciones que se detallaron en el primer párrafo, a las cuales se debe sumar la influencia de la publicación “Recommendations for Reinforced Concrete Shells and Folded Plates” de la International Association for Shell and Spatial Structures (IASS) publicada en 1979 (ver la referencia 19.2.). Dado que el Capítulo 19 se aplica a cáscaras delgadas y placas plegadas de hormigón de todas las formas, no es posible contemplar y desarrollar en los Comentarios todos los aspectos relativos a su diseño, análisis y construcción, razón por la cual se aconseja consultar la bibliografía internacional que acompaña a este Capítulo, la que no forma parte oficial del Reglamento, siendo el diseñador o proyectista estructural el único responsable de su interpretación y utilización. Para garantizar el correcto comportamiento de las cáscaras y placas plegadas se requiere prestar una especial atención a los detalles de la armadura (ver la referencia 19.3.). C 19.1.1. En las referencias 19.4. y 19.5. se puede encontrar un análisis sobre la utilización en Estados Unidos de cáscaras delgadas en estructuras especiales tales como torres de enfriamiento y tanques circulares de hormigón pretensado.


Cap. 19 - 285

C 19.1.3. Cáscaras delgadas Los tipos más comunes de cáscaras delgadas son: domos (superficies de revolución; referencias 19.6. y 19.7.); cáscaras cilíndricas (referencia 19.7.); bóvedas cilíndricas (referencia 19.8.); conoides (referencia 19.8); paraboloides elípticos (referencia 19.8.); paraboloides hiperbólicos (referencia 19.9.); bóvedas de aristas (referencia 19.9.). En estas referencias se puede encontrar considerable información sobre la experiencia norteamericana y europea, obtenida en el diseño, análisis y construcción de estos tipos de cáscaras, no existiendo igual volumen de información con respecto a otros tipos de cáscaras de formas diversas, incluyendo las de formas libres. C 19.1.4. Placas plegadas Las placas plegadas pueden ser prismáticas (ver las referencias 19.6., y 19.7.), no prismáticas (ver la referencia 19.7) o poliédricas (facetadas). Los primeros dos tipos de placas consisten en general, en placas planas delgadas unidas a lo largo de sus bordes longitudinales para formar estructuras similares a vigas, que cubren grandes luces entre apoyos. Las placas plegadas poliédricas o facetadas consisten en placas planas delgadas triangulares y/o poligonales, unidas a lo largo de sus bordes para formar estructuras espaciales tridimensionales. C 19.1.5. Cáscaras nervuradas Las cáscaras nervuradas (ver las referencias 19.8. y 19.9.) se han utilizado en general para cubrir grandes luces, donde el aumento del espesor de la lámina curva puede resultar antieconómico y excesivo. Este tipo de cáscaras también se ha utilizado en Estados Unidos para aprovechar las técnicas de construcción disponibles y para mejorar el aspecto estético de la estructura terminada. C 19.1.6. Elementos auxiliares La mayoría de las cáscaras delgadas demandan la colocación de nervaduras de refuerzo o vigas de borde en sus límites para: soportar los esfuerzos de contorno de la cáscara, ayudar a transmitir los esfuerzos de la estructura de apoyo, poder ubicar la armadura incrementada en esos lugares.


Com. Cap. 19 - 286

Figura C 19.1.3. Ejemplos de cáscaras delgadas.


Cap. 19 - 287

Figura C 19.1.3.(continuación) Ejemplos de cáscaras delgadas.


Com. Cap. 19 - 288

Figura C 19.1.3.(continuación) Ejemplos de cáscaras delgadas.


Cap. 19 - 289

Figura C 19.1.4. Ejemplos de estructuras plegadas.


Com. Cap. 19 - 290

C 19.1.7. Análisis elástico Cuando el Reglamento hace referencia al análisis elástico de cáscaras delgadas o de placas plegadas, se debe entender que se está refiriendo a cualquier método de análisis estructural que se base en suposiciones que brinden la mayor aproximación posible al comportamiento tridimensional de la estructura. El método de análisis debe permitir determinar los esfuerzos internos y los desplazamientos necesarios en el diseño de la cáscara, de las nervaduras o elementos de borde y de la estructura de apoyo. El Reglamento exige que se asegure la verificación del equilibrio de los esfuerzos internos y de las cargas externas, así como la compatibilidad de las deformaciones. En las referencias que se mencionaron anteriormente se describen métodos de análisis elásticos basados en la teoría clásica de cáscara, modelos matemáticos o analíticos simplificados, o soluciones numéricas que utilizan elementos finitos (ver la referencia 19.10.), diferencias finitas (referencia 19.8.) o técnicas de integración numérica (referencias 19.8. y 19.11.). La elección del método de análisis y el grado de precisión exigido dependen de ciertos factores críticos, que incluyen: el tamaño de la estructura, la geometría de la cáscara delgada, o de la placa plegada, la forma en que la estructura está apoyada, la naturaleza de la carga aplicada, el grado de experiencia personal o documentada que posee el diseñador o proyectista estructural con respecto a la confiabilidad del mencionado método de análisis en la predicción del comportamiento del tipo específico de cáscara (referencia 19.8.) o de placa plegada (referencia 19.7.) elegido. C 19.1.8. Análisis inelástico Cuando el Reglamento hace referencia al análisis inelástico se debe entender que se está refiriendo a un método refinado de análisis basado en: las propiedades no lineales específicas del material, el comportamiento no lineal debido a la fisuración del hormigón, y en los efectos dependientes del tiempo, tales como la fluencia lenta, la contracción, la temperatura y la historia de la carga. Estos efectos se incorporan para poder identificar la respuesta y la propagación de la fisuración de la cáscara de hormigón armado a través de sus campos elástico, inelástico y último. Por lo general, los análisis inelásticos exigen la aplicación incremental de las cargas y la utilización de procedimientos iterativos para obtener la convergencia hacia soluciones que satisfagan tanto el equilibrio como las condiciones de


Cap. 19 - 291

compatibilidad de las deformaciones. En general los análisis de este tipo, requieren de mucha dedicación y capacidad computacional.

C 19.2. ANÁLISIS Y DISEÑO C 19.2.1. El análisis elástico es un procedimiento en general aceptado para los tipos de estructuras de cáscaras en los que la experiencia, los ensayos y los análisis no han demostrado que la estructura puede soportar excesos de carga razonables sin sufrir una falla frágil. El diseñador o proyectista estructural puede suponer que el hormigón armado es idealmente elástico, homogéneo e isótropo (con propiedades idénticas en todas las direcciones) y debe realizar un análisis de la cáscara considerando las condiciones de carga de servicio. El análisis de las cáscaras que presenten tamaños, formas o complejidades inusuales, se debe realizar para el rango elástico, para el estado de fisuración y para el rango inelástico. C 19.2.2. En las referencias 19.12 y 19.13 se indican posibles métodos de solución. C 19.2.4. En la referencia 19.14 se desarrolla el análisis experimental de modelos elásticos como sustituto de la solución analítica de estructuras de cáscara complejas. Para las cáscaras importantes ya sea por su tamaño, forma, complejidad o importancia inusual, se debe considerar la realización de un análisis experimental de modelos de microhormigón armado a través del rango elástico, del estado de fisuración y del rango inelástico y último. En el análisis de modelos sólo se deben simular las partes de la estructura que afecten en forma significativa los puntos en estudio. También se deben hacer todos los esfuerzos posibles para garantizar que los experimentos revelen el comportamiento cuantitativo de la estructura prototipo. Las pruebas en túnel de viento de modelos a escala reducida, no brindan en forma necesaria resultados utilizables, por lo que se recomienda que sean desarrollados por un experto reconocido en pruebas de modelos estructurales en túneles de viento. C 19.2.5. El Reglamento recomienda utilizar soluciones que incluyan los efectos tanto membranales como de flexión y que satisfagan las condiciones de compatibilidad y equilibrio. Sólo se podrán utilizar soluciones aproximadas que satisfagan las condiciones de equilibrio, aunque no las de compatibilidad de deformaciones, cuando una amplia experiencia haya demostrado, en forma fehaciente, que dichas soluciones han permitido obtener diseños seguros. Los métodos admitidos incluyen: el análisis tipo viga para cáscaras cilíndricas con una gran relación entre la luz y el radio de curvatura o para placas plegadas con una relación grande entre la luz y el ancho o el radio de curvatura;


Com. Cap. 19 - 292

el análisis membranal simple para cáscaras de revolución; otros análisis en los que se satisfagan las condiciones de equilibrio, aunque no se verifiquen las ecuaciones de compatibilidad de deformaciones. C 19.2.6. Cuando la cáscara es pretensada, el análisis debe considerar no sólo su resistencia para cargas mayoradas sino también su capacidad bajo la carga de servicio, la carga que produce fisuración y la carga inducida durante el pretesado. Los esfuerzos axiales debidos a los cables pretensados curvos pueden no estar contenidas en un solo plano, razón por la cual los componentes del esfuerzo resultante se deben considerar en el análisis. También se deben considerar los efectos del postesado de elementos de apoyo sobre la cáscara. C 19.2.7. Tanto el espesor como la armadura de una cáscara delgada deben estar dimensionados para cumplir las prescripciones de resistencia de este Reglamento, de manera que resistan los esfuerzos internos obtenidos, ya sea del análisis, del estudio de un modelo experimental o de una combinación de ambos. Con el fin de controlar y minimizar la fisuración bajo cargas de servicio se debe prever la colocación de suficiente armadura para tal fin. El espesor de la cáscara está determinado, con frecuencia, por la armadura necesaria y por exigencias constructivas, por las prescripciones del artículo 19.2.8., o por los requisitos de espesor mínimo del Reglamento. C 19.2.8. Las cáscaras delgadas, al igual que otras estructuras que experimentan esfuerzos de compresión en su plano, están sujetas a pandeo cuando la carga aplicada llega a valores críticos. El problema de calcular la carga de pandeo es complejo debido a la geometría especial de las cáscaras. La probabilidad de que la cáscara pandee cuando uno de los esfuerzos principales de la membrana es de tracción, es menor que cuando ambos esfuerzos principales membranales son de compresión. Las clases de esfuerzos membranales que se desarrollan en una cáscara dependen de su forma inicial y de la manera en que la cáscara está cargada y apoyada. En algunos tipos de cáscaras se debe considerar el comportamiento posterior al pandeo, cuando se determine la seguridad contra la inestabilidad (ver a referencia 19.2.). La investigación de la estabilidad de las cáscaras delgadas debe considerar el efecto de los siguientes factores: 1. desviación prevista de la geometría de la cáscara ya construida respecto de la geometría perfecta idealizada; 2. grandes flechas, 3. fluencia lenta y contracción del hormigón, 4. propiedades inelásticas de los materiales, 5. fisuración del hormigón,


Cap. 19 - 293

6. ubicación, cantidad y orientación de la armadura, 7. posibles deformaciones de los elementos de apoyo. Entre las medidas prácticas utilizadas en el pasado para mejorar en forma notable la resistencia al pandeo, se incluyen: la ubicación, como armadura, de dos mallas de acero, una en cada cara de la cáscara; un aumento local en la curvatura de la cáscara, la utilización de cáscaras nervuradas, el empleo de hormigón de alta resistencia a tracción y baja fluencia. En la referencia 19.2. se describe un procedimiento práctico para determinar las cargas críticas de pandeo en cáscaras. En las referencias 19.5. y 19.15. se proporcionan algunas recomendaciones para el diseño por pandeo en domos utilizados en aplicaciones industriales. C 19.2.10. Las tensiones y las deformaciones específicas en la cáscara son aquellas determinadas por análisis (elástico e inelástico) multiplicadas por los factores de carga apropiados. Las deformaciones específicas de tracción determinadas en la armadura para las cargas mayoradas, se deben limitar debido a los efectos negativos de la fisuración en las membranas. C 19.2.11. Cuando la tensión principal de tracción origine fisuración en la cáscara, los ensayos descriptos en la bibliografía internacional indican que se producirá una disminución de la resistencia a compresión en la dirección paralela a las fisuras (ver las referencias 19.16. y 19.17.).

C 19.4. ARMADURA DE LA CÁSCARA C 19.4.1. En cualquier punto de una cáscara se pueden presentar, en forma simultánea, dos tipos diferentes de solicitaciones: las asociadas con el régimen membranal, las asociadas con la flexión de la cáscara. Los esfuerzos membranales se consideran actuando en el plano tangencial a la superficie media de la cáscara, y están constituidos por las dos componentes axiales y por las tensiones de resbalamiento en la membrana. Los efectos de flexión comprenden a los momentos flexores, a los momentos torsores, y a los esfuerzos de corte transversales, asociados a ellos.


Com. Cap. 19 - 294

El control de la fisuración de la membrana debido a la contracción, la temperatura y las cargas de servicio exigen consideraciones especiales en el dimensionamiento. C 19.4.2. La prescripción con respecto a asegurar la resistencia en cualquier dirección, se fundamenta en consideraciones de seguridad, de modo tal que cualquier método que asegure una resistencia suficiente, consistente con el equilibrio, se considera aceptable. La dirección de la tensión principal de tracción en cualquier punto de la membrana puede variar dependiendo de la dirección, magnitud y combinaciones de las diversas cargas aplicadas. La magnitud de los esfuerzos membranales internos, actuando en cualquier punto y debidos a una carga específica, se deben determinar, en general, sobre la base de una teoría elástica en la cual la cáscara se supone no fisurada. La determinación de la cantidad de armadura necesaria para resistir los esfuerzos membranales internos se ha basado tradicionalmente en la suposición de que el hormigón no resiste tracciones. Las flechas asociadas, y la posibilidad de la fisuración deben ser investigadas en la etapa de comportamiento en servicio del diseño. Para obtener los resultados deseados puede ser necesario recurrir al diseño por tensiones admisibles para la elección de la armadura. Cuando la armadura no se ubique en la dirección de las tensiones principales de tracción, y cuando las fisuras a nivel de las cargas de servicio no sean aceptables, la determinación de la armadura se deberá fundamentar en un enfoque más refinado (ver las referencias 19.16., 19.18. y 19.19.) que tenga en cuenta la existencia de las fisuras. En el estado fisurado se supone que el hormigón no es capaz de resistir tracción ni corte, de manera que el equilibrio se obtiene por medio de los esfuerzos resistentes de tracción en la armadura y de las esfuerzos resistentes de compresión en el hormigón. El método alternativo para determinar la armadura ortogonal es el método de corte por fricción, que se basa en el supuesto de que la integridad al corte de una cáscara debería mantenerse para las cargas mayoradas. Si se utiliza este método no es necesario determinar las tensiones principales. C 19.4.3. El Reglamento prescribe la colocación de una armadura mínima en la membrana, correspondiente a la armadura por contracción y temperatura de losas, ubicada como mínimo en dos direcciones aproximadamente ortogonales, aunque los esfuerzos membranales calculados sean de compresión en una o más direcciones. C 19.4.5. La prescripción con respecto a que en cualquier lugar la armadura de tracción debe alcanzar la fluencia antes de que el hormigón se rompa por compresión es consistente con las especificaciones del artículo 10.3.3. La mencionada rotura puede ocurrir, de todas formas, en zonas cercanas a los apoyos, y en algunas cáscaras, cuando las tensiones membranales principales sean, en forma aproximada, iguales pero de signo contrario. C 19.4.6. El Reglamento especifica que es conveniente que en todas las cáscaras, y en particular, en las zonas de tracciones importantes, las orientaciones de las armaduras se deben aproximar a las de las tensiones de tracción de la membrana. No obstante, en algunas estructuras no siempre es posible, o práctico, que la armadura siga las


Cap. 19 - 295

trayectorias de las tensiones, razón por la cual se permite colocar la armadura en las direcciones de las componentes ortogonales. C 19.4.7. Cuando las direcciones de la armadura se desvían en forma significativa (más de 10 grados) con respecto a las direcciones de las tensiones principales de la membrana, se requerirán deformaciones específicas más elevadas para desarrollar la capacidad de la armadura, lo que puede originar el desarrollo de fisuras de un ancho inaceptable. En estos casos, si se considera necesario, se debe estimar y controlar el ancho de las fisuras. En la referencia 19.20 se especifican los anchos admisibles de fisuras para carga de servicio bajo diferentes condiciones ambientales. El ancho de fisura se puede limitar: incrementando la cantidad de armadura utilizada, reduciendo la tensión a nivel de la carga de servicio, proporcionando armadura en tres o más direcciones en el plano de la cáscara, o adoptando una separación menor con barras o alambres de diámetros más pequeños. C 19.4.8. La práctica de concentrar armadura de tracción en las zonas de máximas tensiones de tracción ha conducido a la obtención de muchos diseños exitosos y económicos, especialmente en el caso de placas plegadas alargadas, cáscaras cilíndricas alargadas y domos. La prescripción de colocar armadura mínima en el resto de la zona de tracción tiene el propósito de controlar el ancho y la separación de las fisuras. C 19.4.9. El método de diseño debe asegurar que las secciones de hormigón, incluyendo consideraciones sobre la armadura, sean capaces de desarrollar los esfuerzos internos necesarios para garantizar que se verifiquen las ecuaciones de equilibrio, (ver la referencia 19.21). El signo de los momentos de flexión puede cambiar en forma rápida de uno a otro punto de la cáscara, razón por la cual la armadura de flexión, cuando se requiera, se debe colocar cerca de ambas caras de la cáscara. En muchos casos, el espesor prescripto para cumplir con las exigencias tanto del recubrimiento mínimo como de la separación apropiada para las múltiples capas de armadura, puede controlar la determinación del espesor de la cáscara. C 19.4.10. El valor de φ que se debe utilizar es el establecido en el artículo 9.3.2.1.) para tracción axial. C 19.4.11. y C 19.4.12. En las superficies curvas de las cáscaras es difícil controlar la alineación de la armadura cortada previamente, razón por la cual se recomienda considerar esta circunstancia para evitar especificar longitudes de empalme y de anclaje que resulten insuficientes.


Com. Cap. 19 - 296

En los artículos 19.4.11. y 19.4.12. se especifican longitudes adicionales de armadura para mantener las longitudes mínimas en las superficies curvas.

C 19.5. CONSTRUCCIÓN Cuando se decida realizar un desencofrado temprano de la estructura, se debe investigar el valor del módulo de elasticidad en el momento propuesto para el desencofrado, con el fin de obtener y verificar la seguridad de la cáscara al pandeo y con el fin de limitar las deformaciones (ver las referencias 19.3. y 19.22.). El valor del módulo de elasticidad Ec , se debe obtener a partir de un ensayo de flexión de probetas curadas en obra, dado que no se considera suficiente determinar el valor del módulo mediante la expresión indicada en el artículo 8.5.1., aún cuando el valor de f’c se determine ensayando probetas curadas en obra. C 19.5.2. En algunos tipos de cáscaras, las pequeñas desviaciones locales de la geometría teórica pueden causar modificaciones relativamente grandes en las tensiones locales y en la seguridad general contra la inestabilidad. Estas modificaciones pueden dar como resultado fisuración y fluencia locales que pueden hacer insegura la estructura, o que pueden afectar en forma significativa la carga crítica, originando inestabilidad. El efecto de estas modificaciones debe ser evaluado a la mayor brevedad posible con el fin de adoptar las medidas necesarias. Cuando se utilicen encofrados inflables se deben adoptar recaudos especiales, para lo cual se recomienda consultar la referencia 19.23.


Cap. 19 - 297

PARTE 6 – CONSIDERACIONES ESPECIALES COMENTARIOS AL CAPÍTULO 20. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS EXISTENTES


C 20.1. EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA – REQUISITOS GENERALES El campo de validez del Capítulo 20 no contempla las pruebas de carga para la aprobación de nuevos diseños o métodos constructivos (ver las recomendaciones del artículo 16.10. para la evaluación de la resistencia de elementos prefabricados de hormigón). Las disposiciones del Capítulo 20 se aplican a la evaluación de las condiciones de seguridad de una estructura existente o parte de la misma. La evaluación de la resistencia se exige cuando: se considera que la calidad de los materiales es deficiente, existen evidencias de fallas de construcción, la estructura muestra cierto grado de deterioro, se modifica el destino de uso, por cualquier razón, la estructura o parte de ella no parece satisfacer las condiciones de seguridad de este Reglamento. En todos los casos, el Capítulo 20 proporciona una guía para investigar la seguridad de la estructura. Si las dudas con respecto al nivel de seguridad se refieren a un conjunto de elementos o a una estructura completa, no es factible ensayar cada elemento y cada sección para la máxima intensidad de carga aplicada. En estos casos, es apropiado desarrollar un programa de estudios orientado a disipar las dudas específicas con respecto a la


Cap. 20 - 299

seguridad. Si como parte del proceso de evaluación de la resistencia se especifica una prueba de carga, es conveniente que todas las partes involucradas acuerden, antes de su realización, la zona a ensayar, la magnitud de la carga a aplicar, el procedimiento para realizar la prueba de carga y los criterios de aceptación o rechazo. C 20.1.2. En la práctica del diseño de edificios de hormigón armado, se supone en forma habitual, que el método para determinar la resistencia última de las secciones solicitadas por cargas axiales o de flexión, o por una combinación de ambas, se conoce y se comprende en profundidad. A partir del conocimiento de las dimensiones y de las propiedades de los materiales de una estructura, existen teorías confiables que permiten relacionar la resistencia y las deformaciones a corto plazo producto de las cargas. Cuando se determine la resistencia de una estructura por medio de una evaluación analítica, los cálculos se deberán basar en datos reales obtenidos de un relevamiento tanto de las dimensiones de la estructura, como de las propiedades de los materiales colocados y demás detalles pertinentes. Las condiciones para la recopilación de estos datos se detallan en el artículo 20.2. C 20.1.3. Si la resistencia al corte o a la adherencia de un elemento estructural constituyen un factor crítico con respecto a la seguridad de la estructura, una prueba de carga puede ser la solución más eficiente para eliminar o confirmar las dudas que pudieran existir sobre el nivel de seguridad. La realización de una prueba de carga también puede ser un recurso apropiado, aún en el caso de cargas axiales o de flexión, cuando no es posible determinar las dimensiones y propiedades de los materiales necesarios para la evaluación analítica. Siempre que sea posible y apropiado, se recomienda realizar los análisis estructurales que respalden los resultados de la prueba de carga. C 20.1.4. En estructuras con cierto grado de deterioro en el tiempo, la aceptación obtenida a partir de una prueba de carga no está exenta de limitaciones en términos de tiempo. En dichos casos, es útil elaborar un programa de inspección periódica, que complemente la realización de la prueba de carga, con el fin de justificar un período de servicio más largo. Otra opción para mantener la estructura en servicio, mientras continúa el programa de inspección periódica, es limitar la sobrecarga a un nivel máximo, determinado como apropiado. La duración del período especificado entre inspecciones se debe basar en consideraciones relativas a: a) b) c) d)

la naturaleza del problema, los efectos ambientales y las cargas, la historia de servicio de la estructura, y el alcance del programa de inspección periódica.

Al finalizar el período especificado, se deben realizar evaluaciones adicionales de la resistencia en caso que se pretenda la continuidad en servicio de la estructura.


Com. Cap. 20 - 300

Con el acuerdo de todas las partes responsables involucradas se pueden establecer procedimientos especiales para los ensayos periódicos, que no necesariamente se ajusten a los criterios de prueba de carga y aceptación, establecidos en el Capítulo 20.

C 20.2. DETERMINACIÓN DE LAS DIMENSIONES Y DE LAS PROPIEDADES DE LOS MATERIALES DE LA ESTRUCTURA Este artículo se debe aplicar cuando se ha decidido realizar una evaluación analítica (ver el artículo 20.1.2.). C 20.2.1. Las secciones críticas son aquellas en las cuales cada tipo de solicitación, calculada para la carga bajo análisis, alcanza su valor máximo. C 20.2.2. En los elementos individuales se debe determinar, para las secciones críticas, la cantidad, diámetro, disposición y ubicación de la armadura tesa y no tesa necesaria para resistir la carga aplicada. Se acepta la utilización de métodos no destructivos de investigación. En grandes estructuras es suficiente determinar estos datos para un 5% (cinco por ciento) aproximadamente de la armadura tesa y no tesa de las zonas críticas, siempre que las mediciones confirmen los valores indicados en los planos de construcción. C 20.2.3. El número de ensayos puede depender del tamaño de la estructura y de la sensibilidad de la seguridad estructural a la resistencia del hormigón para el caso analizado. En aquellos casos donde el problema potencial involucra solamente a las solicitaciones de flexión, la investigación de la resistencia del hormigón puede ser muy reducida en los casos de secciones armadas con pequeñas cuantías (ρ fy /f’c ≤ 0,15 para secciones rectangulares). C 20.2.4. El número de ensayos exigidos depende de la uniformidad del material, y debe ser determinado por el Diseñador o Proyectista Estructural o por la Autoridad Fiscalizadora de acuerdo con la aplicación específica de que se trate. C 20.2.5. Los factores de reducción de la resistencia indicados en el artículo 20.2.5. son mayores que aquellos especificados en el Capítulo 9. Estos valores incrementados se justifican por la utilización de valores más exactos de las propiedades de los materiales obtenidos en obra, de dimensiones reales obtenidas “in-situ”, así como de métodos de análisis confiables. En la actualización 2002 del Código ACI 318-99 se modificaron los factores de reducción de la resistencia del artículo 20.2.5. para hacerlos compatibles con las combinaciones de cargas y factores de reducción de resistencias del Capítulo 9, los que a su vez también fueron revisados y modificados.

C 20.3. PROCEDIMIENTO PARA REALIZAR LA PRUEBA DE CARGA C 20.3.1. Distribución de la carga Cuando se realice la prueba de carga es importante ubicar la carga en aquellos lugares en los cuales el efecto de su aplicación sobre la deficiencia supuesta sea máximo y la probabilidad de que los elementos descargados colaboren absorbiendo parte de la carga


Cap. 20 - 301

aplicada sea mínima. En los casos en los que el análisis demuestre que los elementos adyacentes descargados colaboran soportando algo de la carga, se debe modificar su ubicación con el fin de producir efectos consistentes con el valor de la carga que se ha previsto que actúe sobre el elemento estructural a evaluar. C 20.3.2. Intensidad de la carga La intensidad de la carga especificada sigue los lineamientos de la práctica habitual para pruebas de carga. El valor de la sobrecarga L se puede reducir de acuerdo con las indicaciones del Reglamento CIRSOC 101-2002. La sobrecarga se deberá incrementar para compensar la resistencia proporcionada por los sectores originalmente descargados de la estructura considerada. El incremento de la sobrecarga se debe determinar a partir del análisis de las condiciones de carga en relación con los criterios de aceptación y rechazo seleccionados para su realización. Aunque para la actualización 2002 del Código ACI 318 se revisaron y modificaron las combinaciones de cargas y los factores de reducción de resistencias del Capítulo 9 (con respecto a la edición 1999), se decidió no modificar la intensidad de la carga a utilizar en las pruebas de carga, dado que se considera adecuada para evaluar los diseños realizados, ya sea utilizando las cargas y factores de reducción del Capítulo 9, como los del Apéndice C.

C 20.4. CRITERIO DE CARGA C 20.4.2. Se recomienda inspeccionar la estructura después de cada incremento de carga. C 20.4.3. El “efecto arco” se refiere a la tendencia de la carga a transmitirse en forma no uniforme a los elementos ensayados a flexión. Por ejemplo, si una losa es cargada con un conjunto uniforme de ladrillos en contacto entre ellos, el “efecto arco” produciría una reducción de la carga sobre la losa cerca del centro de la misma.

C 20.5. CRITERIOS DE ACEPTACIÓN C 20.5.1. Un criterio general de aceptación para el comportamiento de una estructura en la prueba de carga es que la misma no debe mostrar “evidencias de falla”. La evidencia de la existencia de una falla incluye la aparición de fisuras, descascaramientos y/o flechas de tal magnitud y extensión, que el resultado observado sea claramente excesivo e incompatible con los requisitos de seguridad de la estructura. No se pueden desarrollar reglas simples, aplicables a todos los tipos de estructuras y condiciones. Si se ha producido un daño suficiente como para considerar que la estructura no ha superado la prueba de carga, no se permite volver a realizar un nueva prueba dado que se considera que los elementos dañados no se deben poner en servicio, ni siquiera para soportar cargas menores. El descascaramiento local del hormigón comprimido en elementos solicitados a flexión, debido a imperfecciones en el hormigonado, no indican necesariamente un deterioro estructural global. Los anchos de fisura son buenos indicadores del estado de la estructura y deben ser observados detenidamente para determinar si el estado de la


Com. Cap. 20 - 302

estructura es satisfactorio. Sin embargo, es muy difícil que se pueda lograr “in-situ” una medición exacta del ancho de fisura en elementos de hormigón armado. Antes de la realización de la prueba de carga se recomienda establecer los criterios relacionados con los tipos de fisuras previstos, dónde y cómo se medirán las mismas, y los límites o criterios para la evaluación de fisuras nuevas o para las modificaciones aceptables en el valor del ancho de las fisuras. C 20.5.2. Los límites especificados para las flechas y la opción de repetir la prueba, siguen los lineamientos de las pruebas de carga de la práctica habitual. Si la estructura no muestra evidencias de falla, se utiliza la “recuperación de la flecha” luego de la remoción de las cargas de la prueba para determinar si la resistencia de la estructura es satisfactoria. Sin embargo, en el caso de estructuras muy rígidas, los errores en las mediciones realizadas “in-situ” pueden ser del mismo orden que las flechas reales y que la recuperación. Para evitar en estos casos penalizar a una estructura satisfactoria se permite omitir las mediciones de la recuperación cuando el valor de la flecha máxima es menor que lt2 /(20 000 h). La flecha residual ∆r máx es la diferencia entre la flecha inicial y final (después de la remoción de la carga) para la prueba de carga o su repetición. C 20.5.3. Los esfuerzos se transmiten a través del plano de una fisura de corte mediante una combinación de la trabazón del agregado en la superficie de contacto de la fisura, mejorada por la acción de los estribos transversales, y por la acción como pasador de corte, de los estribos que atraviesan la fisura. Se considera que un elemento se aproxima a una falla por corte cuando la longitud de la fisura crece hasta alcanzar aproximadamente una longitud, en proyección horizontal, igual a la altura del elemento, y en forma simultánea, se ensancha a tal punto que se pierde la trabazón del agregado, y los estribos de corte, si existen, comienzan a fluir o presentan una pérdida del anclaje como para amenazar la integridad del elemento. C 20.5.4. La intención del artículo 20.5.4. es asegurar que el profesional responsable de la prueba de carga preste debida atención a las implicancias estructurales de las fisuras inclinadas que se observen, las que pueden llevar a un colapso frágil en elementos sin armadura transversal. C 20.5.5. La fisuración a lo largo de la armadura en las zonas de anclaje puede estar relacionada con las tensiones elevadas asociadas a la transferencia de esfuerzos entre la armadura y el hormigón. Estas fisuras pueden ser una indicación de una falla frágil inminente del elemento si están asociadas con la armadura principal. Es importante evaluar sus causas y consecuencias.

C 20.6. APROBACIÓN DE LA ESTRUCTURA PARA CARGAS DE SERVICIO DISMINUIDAS Excepto en el caso de aquellos elementos que hubieran fallado durante la prueba de carga (ver el artículo 20.5.), la Autoridad Fiscalizadora puede autorizar la utilización de una estructura, o de un elemento, para un nivel menor de carga de servicio siempre que juzgue, en función de los resultados de la prueba, que se trata de un procedimiento apropiado y seguro.


Cap. 20 - 303

COMENTARIOS AL CAPÍTULO 21. ESPECIFICACIONES ESPECIALES PARA EL DISEÑO SISMORRESISTENTE

C 21.1. El proyecto de estructuras sismorresistentes de hormigón se debe realizar con el Reglamento Argentino para Construcciones Sismorresistentes- INPRES-CIRSOC 103 – Parte II: Construcciones de Hormigón Armado-2000.


Cap. 21 - 305


Com. Cap. 21 - 306

PARTE 7 – HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE COMENTARIOS AL CAPÍTULO 22. HORMIGÓN ESTRUCTURAL SIMPLE


C 22.1. CAMPO DE VALIDEZ C 22.1.1.2. El campo de validez del Reglamento CIRSOC 201-2002 no contempla el diseño y la construcción de elementos de hormigón simple no estructurales, tales como las losas apoyadas en el terreno.

C 22.2. LIMITACIONES C 22.2.2. y C 22.2.3. La integridad estructural de los elementos de hormigón simple depende únicamente de las propiedades del hormigón, razón por la cual la utilización de los elementos estructurales de hormigón simple se debe limitar a: elementos que están básicamente en estado de compresión, elementos que pueden tolerar fisuras aleatorias sin detrimento de su integridad estructural, elementos en los que la ductilidad no es una característica esencial del diseño. La resistencia a tracción del hormigón se puede utilizar en el diseño de los elementos, cuando se considere el incremento de las tensiones de tracción debido a la restricción de los efectos de la fluencia lenta, la contracción o la variación de temperatura, y al mismo tiempo, el mencionado incremento se reduzca lo suficiente por medio de técnicas constructivas que eviten una fisuración incontrolada, o cuando se pueda anticipar que la fisuración incontrolada debida a la restricción de tales efectos, ocurrirá de tal forma que no se inducirá una falla estructural o colapso.


Cap. 22 - 307

Este Reglamento permite la utilización de tabiques de hormigón estructural simple sin limitación de altura (ver el artículo 22.6.) pero para construcciones de más de dos pisos y otras estructuras importantes se recomienda utilizar tabiques diseñados como elementos de hormigón armado, de acuerdo con el Capítulo 14, (ver el Comentario al artículo 22.6.). Este Reglamento no permite la utilización de columnas de hormigón estructural simple dado que el hormigón simple carece de la necesaria ductilidad que debe poseer una columna y porque la aparición de fisuras aleatorias en una columna sin armadura, afectará en gran medida su integridad estructural. Sin embargo el Reglamento permite la utilización de pedestales con una limitación para la relación entre la altura libre (no apoyada) y la menor dimensión lateral de 3 o menos (ver el artículo 22.8.2.). El campo de validez de este Reglamento no incluye a los elementos estructurales tales como pilas y pilotes hormigonados in-situ contra el terreno, u otro material suficientemente rígido que brinde un apoyo lateral adecuado para evitar el pandeo. C 22.2.4. Resistencia mínima Este Reglamento establece un valor de resistencia mínima para el hormigón estructural simple dado que la seguridad de las construcciones ejecutadas con él se basa exclusivamente en la resistencia y calidad del hormigón tratado como un material homogéneo. Las mezclas pobres de hormigón pueden producir un material con falta de homogeneidad o no suficientemente homogéneo, o superficies mal terminadas.

C 22.3. JUNTAS En las construcciones de hormigón simple, las juntas constituyen una importante etapa en el proceso de diseño. En las estructuras de hormigón armado se prevé la colocación de armadura para resistir las tensiones debidas a la restricción de los efectos de la fluencia lenta, la contracción, y la temperatura, mientras que en el hormigón simple, las juntas son el único medio de diseño para controlar y evitar el desarrollo de las mencionadas tensiones de tracción. Un elemento de hormigón simple debe ser, por lo tanto, suficientemente pequeño o estar dividido por juntas en elementos más pequeños, con el fin de evitar el desarrollo de tensiones internas. Las juntas pueden ser de contracción o de dilatación (ver el artículo 5.9.). Una reducción mínima del 25% del espesor del elemento se considera suficiente para que una junta de contracción sea efectiva. La junta se debe materializar de tal forma que no se puedan desarrollar en ella, tensiones de tracción axial ni tracción por flexión después de la fisuración, condición que en este Reglamento se denomina “discontinuidad en flexión”. Las juntas transversales de contracción y de dilatación no se consideran necesarias cuando la fisuración aleatoria debida a los efectos de la fluencia lenta, la contracción o la temperatura, no afecta la integridad estructural, y por otra parte se considera aceptable, como en el caso de la fisuración transversal de un tabique o muro de fundación continuo.


Com. Cap. 22 - 308

C 22.4. MÉTODO DE DISEÑO Los elementos de hormigón simple se deben dimensionar para una resistencia adecuada utilizando cargas y esfuerzos mayorados. Cuando las cargas mayoradas excedan la resistencia de diseño para la resistencia especificada del hormigón, la sección se debe aumentar y/o la resistencia especificada del hormigón se debe incrementar, o el elemento se debe diseñar como un elemento de hormigón armado de acuerdo con las prescripciones de este Reglamento. El Diseñador o Proyectista Estructural debe tener presente, sin embargo, que un incremento en la sección de hormigón puede tener un efecto perjudicial, dado que las tensiones debidas a la carga disminuirán mientras que las tensiones debidas a los efectos de la fluencia lenta, la contracción y la temperatura pueden aumentar. C 22.4.4. Este artículo permite que la tracción por flexión se pueda considerar en el diseño de los elementos de hormigón simple para soportar cargas, siempre que las tensiones determinadas no excedan los valores admisibles, y se dispongan juntas de construcción, contracción o dilatación para amortiguar la restricción y las tensiones de tracción resultantes, debidas a los efectos de la fluencia lenta, la contracción y la temperatura. C 22.4.8. El espesor total reducido h, para hormigón colocado “in-situ” contra el terreno considera las irregularidades de la excavación y cierta contaminación del hormigón adyacente al suelo.

C 22.5. DISEÑO POR RESISTENCIA C 22.5.2. La expresión (22-5) se presenta en el Reglamento para indicar el rango general de condiciones de arriostramiento y restricción en los extremos de los elementos de hormigón estructural simple que se diseñan habitualmente. El factor de longitud efectiva, como modificador de la distancia vertical entre apoyos lc , se ha omitido dado que su valor es conservativo para tabiques con apoyos supuestamente articulados que están arriostrados contra el desplazamiento lateral, como lo indica el artículo 22.6.6.4. C 22.5.3. Los elementos de hormigón estructural simple sujetos a una combinación de flexión y carga axial de compresión se deben dimensionar de tal manera que: en la cara comprimida se verifique:

Pu  0 ,60 φ f ' c 1 −  


 lc     32 . h   

2

  A1  

+

Mu

≤ 1

0 ,85 φ f ' c S

Cap. 22 - 309

en la cara traccionada se verifique:

Tensión de flexión calculada – tensión axial calculada ≤

5 φ 12

f' c

C 22.5.4. Las dimensiones de los elementos de hormigón estructural simple estarán normalmente controladas por la resistencia a tracción antes que por la resistencia a corte. La tensión de corte (como subtítulo de la tensión principal de tracción) rara vez controlará, pero sin embargo, y debido a que es difícil anticipar todas las posibles condiciones en las que se debe investigar el corte (por ejemplo, llaves de corte), se ha decidido mantener el análisis e investigación de esta condición básica de tensión como parte de las prescripciones reglamentarias. Un profesional experimentado puede reconocer con rapidez cuando el corte no es crítico en los elementos de hormigón simple y en consecuencia ajustar los procedimientos de diseño. Los requisitos de corte para hormigón simple consideran la sección no fisurada. La falla por corte será una falla por tracción diagonal, que se producirá cuando la tensión principal de tracción cerca del eje baricéntrico resulte igual a la resistencia a tracción del hormigón. Dado que la mayor parte de la tensión principal de tracción se debe al corte, el Reglamento previene una falla por tracción limitando el corte admisible en el eje baricéntrico, determinado para una sección de material homogéneo, a partir de la siguiente expresión:

v =

V Q I b

siendo:

v

la tensión de corte en la sección considerada.

V

el esfuerzo de corte en la sección considerada.

Q

el momento estático del área de la sección considerada alrededor del eje baricéntrico de la sección total.

I

el momento de inercia de la sección total.

b

el ancho en el lugar donde se determina la tensión de corte.

C 22.5.6. Hormigón liviano Ver el Comentario al artículo 11.2.


Com. Cap. 22 - 310

C 22.6. TABIQUES Los tabiques de hormigón estructural simple se utilizan en forma habitual para la construcción de tabiques o muros de fundación en viviendas y en edificios comerciales livianos en zonas de baja o nula actividad sísmica. Aunque el Reglamento no impone una limitación en la altura máxima absoluta para los tabiques de hormigón simple, se advierte a los proyectistas tanto acerca de las limitaciones que presenta la extrapolación de experiencias con estructuras relativamente menores a otras que no lo son, como sobre la utilización de tabiques de hormigón simple en construcciones de más de dos pisos y en otras estructuras de envergadura en las cuales los asentamientos diferenciales, el viento, el sismo, u otras condiciones de carga no contempladas, exigen que los tabiques posean alguna ductilidad y capacidad de mantener su integridad después de fisurados. Para estas condiciones se exige que se utilicen tabiques diseñados como elementos de hormigón armado de acuerdo con el Capítulo 14. Las directivas para los tabiques de hormigón estructural simple se aplican sólo a tabiques apoyados en forma lateral, de tal manera de evitar el desplazamiento lateral relativo entre la parte superior y la inferior de un tabique individual (ver el artículo 22.6.6.4). El campo de validez del Reglamento CIRSOC 201 no contempla la utilización de tabiques que carecen de apoyo horizontal que evite el desplazamiento relativo entre la parte superior y la parte inferior de un tabique individual, razón por la cual estos tabiques no apoyados lateralmente se deben diseñar como elementos de hormigón armado de acuerdo con el Reglamento CIRSOC 201. C 22.6.5. Método de diseño empírico Cuando la carga resultante se ubique dentro del tercio medio del espesor del tabique (núcleo central de la sección del tabique), los tabiques de hormigón estructural simple se pueden diseñar utilizando la expresión simplificada (22-14). En la determinación de la excentricidad total de la carga mayorada Pu, se deben utilizar las cargas excéntricas y las fuerzas horizontales. Si la excentricidad no supera el valor h/6, la expresión (22-14) se puede utilizar y el diseño se puede realizar considerando a Pu como una carga centrada. La carga axial mayorada Pu debe ser menor o igual que la resistencia de diseño a carga axial φ Pnw (Pu ≤ φ Pnw). La expresión (22-14) se presenta en el Reglamento para indicar el rango general de condiciones de arriostramiento y restricción en los extremos de elementos de hormigón estructural simple que se diseñan habitualmente. Las limitaciones indicadas en el artículo 22.6.6. se deben aplicar ya sea que el tabique se dimensione con el artículo 22.5.3., o con el método de diseño empírico establecido en el artículo 22.6.5.

C 22.7. ZAPATAS C 22.7.4. El espesor de las zapatas de hormigón simple de dimensiones normales está controlado por la resistencia a flexión (esfuerzo en la fibra traccionada extrema no superior a

5 φ f ' c ) y no por la resistencia al corte, la que en muy raras ocasiones 12

podrá controlar el valor espesor (ver el comentario al artículo 22.5.4.)


Cap. 22 - 311

En las zapatas hormigonadas contra el terreno, el valor del espesor total h, que se utiliza en los cálculos de resistencia, se debe fijar en 50 mm menos que el espesor real, con el fin de considerar las irregularidades del terreno, imperfecciones de la excavación y la contaminación del hormigón adyacente al suelo, como lo exige el artículo 22.4.8. Por lo tanto si el espesor mínimo h de una zapata es de 200 mm, la determinación de las tensiones de flexión y corte se deben determinar para un espesor total h de 150 mm.

C 22.8. PEDESTALES La limitación de la relación altura-espesor para los pedestales de hormigón estructural simple no se debe aplicar a aquellas partes de los pedestales que están enterradas en el terreno y que proporcionan una restricción lateral.

C 22.9. ELEMENTOS PREFABRICADOS Los elementos prefabricados de hormigón estructural simple están sujetos a todas las limitaciones y disposiciones que se describen en el Capítulo 22 y sus Comentarios para los elementos hormigonados “in-situ”. Las exigencias con respecto a las juntas de contracción o de dilatación pueden ser un poco diferentes a las que se explicitan para hormigón colocado “in-situ”, dado que la mayor parte de las tensiones internas debidas a la contracción se producen antes del montaje. Los elementos prefabricados se deben unir o vincular a otros elementos con el fin de asegurar su estabilidad. Las uniones se deben realizar de tal forma que no se transfieran tensiones de tracción de un elemento a otro.


Com. Cap. 22 - 312

EFECTOS DE LA ESBELTEZ EN ELEMENTOS COMPRIMIDOS DIAGRAMAS DE FLUJO – ARTÍCULO 10.10


Anexo Com. art 10.10 - 1


Anexo Com. art 10.10 - 2


Anexo Com. art. 10.10 - 3





COMENTARIOS AL APÉNDICE A MODELOS DE BIELAS

CA.0. SIMBOLOGÍA Las unidades que se indican en este artículo para orientar al usuario, no tienen la intención de excluir la utilización de otras unidades correctamente aplicadas, que permite el Sistema Métrico Legal Argentino (SIMELA).

CA.1. DEFINICIONES Región B – En general, cualquier parte de un elemento ubicado fuera de las regiones D constituye una región B. Discontinuidad – En un elemento estructural se produce una discontinuidad en la distribución de las tensiones, en los puntos donde cambia la geometría del elemento o en el punto de aplicación de una carga concentrada o reacción. El principio de St. Venant indica que las tensiones debidas a la carga axial y a flexión se aproximan a una distribución lineal, a una distancia aproximadamente igual a la altura total del elemento, h, a partir de la discontinuidad. Por este motivo se supone que las discontinuidades se extienden una distancia h a partir de la sección donde ocurre el cambio de geometría o de carga. En la Figura CA.1.1(a) se ilustran discontinuidades geométricas y de carga típicas, y en la Figura CA.1.1(b) se ilustran combinaciones de discontinuidades geométricas y de carga. Región D – Las regiones sombreadas en las Figuras CA.1.1(a) y (b) muestran regiones D típicas (ver la referencia A.1). En estas regiones no es aplicable la hipótesis de secciones planas del artículo 10.2.2. Cada luz de corte, (a), de la viga, que se ilustra en la Figura CA.1.2(a), es una región D. Si dos regiones D se encuentran o se superponen como se ilustra en la Figura CA.1.2(b), se las puede considerar, a los fines del diseño, como una única región D. La máxima relación longitud-profundidad de esta región D sería aproximadamente dos. Por lo tanto, el menor ángulo entre el puntal y el tensor en una región D es arctang(2) = 26,5 grados, valor que redondeado se adopta como 25 grados. Si en una luz de corte hay una región B entre dos regiones D, como se ilustra en la Figura CA.1.2(c), la resistencia de la luz de corte es determinada por la resistencia de la región B, siempre que las regiones B y D posean geometrías y armaduras similares (ver la referencia A.2). Esto se debe a que la resistencia al corte de una región B es menor que la resistencia al corte de una región D comparable. Las luces de corte que contienen regiones B, caso habitual en el diseño de vigas, se diseñan al corte utilizando los procedimientos tradicionales de diseño al corte especificados en los artículos 11.1 a 11.5 inclusive, ignorando las regiones D. Comentarios al Reglamento CIRSOC 201

Apéndice A - 1

(a) Discontinuidades Geométricas

(b) Discontinuidades de carga y geométricas

Figura CA.1.1. Regiones D y discontinuidades Viga de gran altura – Ver las Figuras CA.1.2(a), CA.1.2(b) y CA.1.3, y los artículos 10.7 y 11.8. Nodo – Para que haya equilibrio en un nodo de un modelo de bielas, deberían actuar al menos tres esfuerzos, como se ilustra en la Figura CA.1.4. Los nodos se clasifican de acuerdo con los signos de estos esfuerzos. Un nodo C-C-C resiste tres esfuerzos de compresión, un nodo C-C-T resiste dos esfuerzos de compresión y un esfuerzo de tracción y así sucesivamente. Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 2

(a) Luz de corte, a < 2h, viga de gran altura

(b) Luz de corte, a = 2h, límite para viga de gran altura

(c) Luz de corte, a > 2h, viga esbelta

Figura CA.1.2. Descripción de vigas de gran altura y vigas esbeltas

Figura CA.1.3. Descripción de un modelo de bielas

Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 3

Zona nodal – Históricamente se utilizaban zonas nodales hidrostáticas como se ilustra en la Figura CA.1.5. Estas han sido ampliamente superadas por lo que se denomina zonas nodales extendidas, las cuales se ilustran en la Figura CA.1.6. Una zona nodal hidrostática es aquella que tiene caras cargadas perpendiculares a los ejes de los puntales y tensores que actúan sobre el nodo y tensiones iguales en las caras cargadas. La Figura CA.1.5(a) ilustra una zona nodal C-C-C. Si las tensiones en la cara de la zona nodal son iguales en los tres puntales, las relaciones entre las longitudes de los lados de la zona nodal, wn1 , wn2 , wn3 , son proporcionales a los tres esfuerzos C1 , C2 , C3 . Las caras de una zona nodal hidrostática son perpendiculares a los ejes de los puntales y tensores que actúan sobre la zona nodal. Estas zonas nodales se denominan zonas nodales hidrostáticas debido a que las tensiones en el plano son iguales en todas las direcciones. Esta terminología no es estrictamente correcta, ya que las tensiones en el plano no son iguales a las tensiones fuera del plano.

(a) Nodo C-C-C

(c) Nodo C-T-T

(b) Nodo C-C-T

(d) Nodo T-T-T

Figura CA.1.4. Clasificación de los nodos Una zona nodal C-C-T se puede representar como una zona nodal hidrostática si se supone que el tensor se extiende a través del nodo para ser anclado mediante una placa del lado más alejado del nodo, como se ilustra en la Figura CA.1.5(b), siempre que con el tamaño de la placa se obtengan tensiones de apoyo iguales a las tensiones en los puntales. La placa de apoyo del lado izquierdo de la Figura CA.1.5(b) se utiliza para representar un anclaje real de un tensor. El esfuerzo en el tensor puede estar anclado mediante una placa, o mediante el desarrollo de barras rectas o con ganchos, como se ilustra en la Figura CA.1.5(c). Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 4

En las Figuras CA.1.6(a) y (b) las áreas sombreadas corresponden a zonas nodales extendidas. Una zona nodal extendida es la porción de un elemento limitada por la intersección del ancho efectivo del puntal, ws , y el ancho efectivo del tensor, wt (ver la Figura CA.4.2). En la zona nodal ilustrada en la Figura CA.1.7(a), la reacción R equilibra las componentes verticales de los esfuerzos C1 y C2 . En muchos casos los cálculos se simplifican si la reacción R se divide en R1, que equilibra la componente vertical de C1 , y R2 , que equilibra la componente vertical del esfuerzo C2 , como se ilustra en la Figura CA.1.7(b).

(a) Geometría

(b) Esfuerzo de tracción anclado por una placa

ℓa,

Sección crítica para el desarrollo de la armadura de los tensores

(c) Esfuerzo de tracción anclado por adherencia

Figura CA.1.5. Nodos hidrostáticos Puntal – A los fines del diseño los puntales generalmente se idealizan como elementos prismáticos comprimidos, como lo indican los contornos en línea llena de los puntales de la Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 5

Figura CA.1.3. Si, debido a diferentes resistencias de las zonas nodales en ambos extremos, o bien a diferentes longitudes de apoyo, la resistencia efectiva a la compresión fcu es diferente en los dos extremos de un puntal, el puntal se idealiza como un elemento comprimido uniformemente ahusado. ws = wt . cos(θ) + ℓb . sen(θ) wt . cos(θ)

ℓb . sen(θ)

wt θ

ℓb ℓa ver A.4.3.2.

(a) Una capa de armadura

wtcosθ

ℓbsinθ

wt

θ ℓb

Zona crítica para el anclaje de la armadura de los tensores.

ℓa , ver A.4.3.2.

(b) Armadura distribuida

Figura CA.1.6. Zona nodal extendida que muestra los efectos de la distribución del esfuerzo


Apéndice A - 6

Puntales en forma de botella – Un puntal en forma de botella es un puntal ubicado en una región de un elemento donde el ancho del hormigón comprimido, en la mitad de la longitud del puntal, se puede expandir lateralmente (ver las referencias A.1 y A.3). Los contornos curvos representados mediante líneas discontinuas en la Figura CA.1.3 y los contornos curvos representados mediante línea llena de la Figura CA.1.8 definen en forma aproximada los límites de los puntales en forma de botella. Un ensayo de tracción por compresión diametral en probeta cilíndrica es un ejemplo de un puntal en forma de botella. La expansión lateral interna del esfuerzo de compresión, aplicado en este tipo de ensayo, produce una tracción transversal que provoca el hendimiento de la probeta. A fin de simplificar el diseño, los puntales en forma de botella se idealizan ya sea como prismas o bien como uniformemente ahusados, y para resistir la tracción transversal se debe disponer la armadura para control de la fisuración indicada en el artículo A.3.3. La cantidad de armadura transversal de confinamiento se puede determinar utilizando el modelo de bielas ilustrado en la Figura CA.1.8(b), donde los puntales que representan la expansión del esfuerzo de compresión actúan con una pendiente de 1:2 con respecto al eje del esfuerzo de compresión aplicado. Alternativamente, para fć menor o igual que 42 MPa, se puede utilizar la expresión (A-4). El área de la sección transversal Ac de un puntal en forma de botella, se debe considerar como la menor de las áreas de las secciones transversales en los dos extremos del puntal. Ver la Figura CA.1.8(a).

(a) Zona nodal

(b) Zona nodal subdividida

Figura CA.1.7. Subdivisión de una zona nodal Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 7

Fisura

Tensor

Puntal

Ancho utilizado para calcular Ac (a)

(b)

Figura CA.1.8. Puntal en forma de botella: (a) fisuración de un puntal en forma de botella; (b) modelo de bielas de un puntal en forma de botella. Modelo de bielas – En la Figura CA.1.3 se identifican los componentes de un modelo de bielas de una viga de gran altura de un solo tramo cargada con una carga concentrada. Las dimensiones de la sección transversal de un puntal o tensor se denominan espesor y ancho, siendo ambos perpendiculares al eje del puntal o tensor. El espesor es perpendicular al plano del modelo reticulado, mientras que el ancho está comprendido en el plano del modelo reticulado. Tensor – Un tensor está constituido por armadura no tesa o por acero de pretensado más una parte del hormigón que lo rodea, que se considera concéntrica con el eje del tensor. El hormigón circundante se incluye para definir la zona en la cual se han de anclar los esfuerzos en los puntales y los tensores. El hormigón de un tensor no se utiliza para resistir el esfuerzo axial que actúa en el mismo. A pesar de no ser considerado en el diseño, el hormigón circundante reducirá los alargamientos de los tensores, particularmente bajo cargas de servicio.

CA.2. PROCEDIMIENTO DE DISEÑO PARA UN MODELO DE BIELAS CA.2.1. El modelo de reticulado descrito en el artículo A.2.1 se conoce como modelo de bielas. En las referencias A.1 a A.7 se detalla la utilización de los modelos de bielas. El diseño de una región D abarca los cuatro pasos siguientes: 1. Definir y aislar cada una de las regiones D; 2. Determinar los esfuerzos resultantes que actúan en los bordes de cada una de las regiones D; 3. Seleccionar un modelo de reticulado para transferir los esfuerzos resultantes a través de la región D. Los ejes de los puntales y de los tensores, respectivamente, se deben seleccionar de manera que coincidan aproximadamente con los ejes de los campos de compresión y tracción. Determinar los esfuerzos en los puntales y los tensores. Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 8

4. Los anchos efectivos de los puntales y de las zonas nodales se deben determinar considerando los esfuerzos obtenidos en el punto 3 y las resistencias efectivas del hormigón definidas en los artículos A.3.2 y A.5.2, y se debe disponer en los tensores la armadura determinada considerando las resistencias del acero, definidas en el artículo A.4.1. La armadura se debería anclar en las zonas nodales. Los modelos de bielas representan estados límites de resistencia, y los diseñadores o proyectistas estructurales también deberían satisfacer los requisitos de serviciabilidad establecidos en el Reglamento. Las flechas de las vigas de gran altura o de elementos similares se pueden estimar analizando el modelo de bielas mediante un análisis elástico. Además, los anchos de fisura en los tensores se pueden verificar utilizando las disposiciones del artículo 10.6.4, suponiendo que el tensor está encerrado en un prisma de hormigón correspondiente al área de tensor indicado en el artículo CA.4.2. CA.2.3. Los puntales, tensores y zonas nodales que componen el modelo de bielas tienen anchos finitos que se deberían considerar al seleccionar las dimensiones del reticulado. La Figura CA.2.3(a) ilustra un nodo y la correspondiente zona nodal. Los esfuerzos vertical y horizontal equilibran el esfuerzo en el puntal inclinado. Si las tensiones son iguales en los tres puntales se puede utilizar una zona nodal hidrostática, y los anchos de los puntales serán proporcionales a los esfuerzos que actúan en los mismos. Si en una zona nodal de una estructura bidimensional actúan más de tres esfuerzos, como se ilustra en la Figura CA.2.3(b), generalmente será necesario resolver algunos de los esfuerzos para obtener tres esfuerzos que se intersequen. En la Figura CA.2.3(b) los esfuerzos de los puntales que actúan sobre las caras A-E y C-E se pueden reemplazar por un esfuerzo actuando sobre la cara A-C. Este esfuerzo atraviesa el nodo en el punto D.

(a) Tres puntales actuando sobre una zona nodal

(c) Cuatro puntales actuando sobre el nodo D

(b) Los puntales A-E y C-E se pueden reemplazar por A-C

(d) Esfuerzos del lado derecho del nodo ilustrado en (c) resueltas

Figura CA.2.3. Resolución de los esfuerzos en una zona nodal Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 9

Alternativamente, el modelo de bielas se podría analizar suponiendo que todos los esfuerzos de los puntales actúan atravesando el nodo en D, como se ilustra en la Figura CA.2.3(c). En este caso los esfuerzos en los dos puntales a la derecha del Nodo D se pueden resolver para obtener un único esfuerzo actuando a través del punto D, como se indica en la Figura CA.2.3(d). Si el ancho del apoyo en la dirección perpendicular al elemento es menor que el ancho del elemento, puede ser necesario disponer armadura transversal para impedir el hendimiento vertical en el plano del nodo. Esto se puede modelar utilizando un modelo de bielas transversal. CA.2.5. El ángulo entre los ejes de los puntales y los tensores que actúan en un nodo debería ser lo suficientemente grande para mitigar la fisuración e impedir incompatibilidades debidas al acortamiento de los puntales y al alargamiento de los tensores que se producen prácticamente en las mismas direcciones. Esta limitación en el valor del ángulo impide que las longitudes de corte de las vigas esbeltas se modelen utilizando puntales inclinados menores que 25 grados con respecto al acero longitudinal. Ver la referencia A.6. CA.2.6. Las cargas mayoradas se aplican al modelo de bielas, y se determinan los esfuerzos en todos los puntales, tensores y zonas nodales. Si existen varios estados de carga todos ellos deberían ser investigados. Luego se analiza el modelo o los modelos de bielas para todos los estados de carga; donde para un puntal, un tensor o zona nodal dada, Fu es el mayor esfuerzo que se obtiene una vez analizados todos los estados de cargas del elemento.

CA.3. RESISTENCIA DE LOS PUNTALES CA.3.1. El ancho de puntal ws , utilizado para calcular Ac , es la menor dimensión perpendicular al eje del puntal en los extremos del puntal. Este ancho del puntal se ilustra en las Figuras CA.1.5(a) y CA.1.6(a) y (b). En las estructuras bidimensionales, como las vigas de gran altura, el espesor de los puntales se puede considerar como el ancho del elemento. CA.3.2. El coeficiente de resistencia que aparece en la expresión (A-3), 0,85fć , representa la resistencia efectiva del hormigón bajo esfuerzos de compresión de larga duración, similar al utilizado en las expresiones (10-1) y (10-2). CA.3.2.1. El valor de βs dado en el artículo A.3.2.1 se debe aplicar a un puntal equivalente al bloque rectangular de tensiones en una zona comprimida de una viga o de una columna. CA.3.2.2. El valor de βs dado en el artículo A.3.2.2 se debe aplicar a los puntales en forma de botella, como las ilustradas en la Figura CA.1.3. La expansión lateral interna de los esfuerzos de compresión puede producir hendimiento paralelo al eje del puntal cerca de los extremos del mismo, como se ilustra en la Figura CA.1.8. La armadura colocada para resistir el esfuerzo de hendimiento, limita el ancho de las fisuras, permite que el puntal resista más carga axial y permite alguna redistribución de los esfuerzos.


Apéndice A - 10

El valor de βs especificado en el artículo A.3.2.2(b) incluye el factor de corrección para hormigón liviano, λ, ya que se supone que la resistencia de un puntal sin armadura transversal está limitada a un valor menor que la carga a la cual se desarrolla la fisuración longitudinal. CA.3.2.3. El valor de βs dado en el artículo A.3.2.3 se aplica, por ejemplo, a puntales comprimidos en los modelos de bielas utilizados para diseñar la armadura longitudinal y transversal de las alas traccionadas de las vigas, vigas cajón y tabiques. Este valor reducido de βs , refleja el hecho de que es necesario que estos puntales transfieran esfuerzos de compresión a través de las fisuras en las zonas traccionadas. CA.3.2.4. El valor de βs especificado en el artículo A.3.2.4 se aplica a los puntales no incluidos en el alcance de los artículos A.3.2.1, A.3.2.2 y A.3.2.3. A modo de ejemplo se pueden mencionar los puntales en un campo de compresión en el alma de una viga, donde es probable que las fisuras diagonales paralelas dividan el alma en puntales inclinados, y en puntales que probablemente serán atravesados por las fisuras que formarán un ángulo con los mismos (ver las Figuras CA.3.2(a) y (b)). El valor de βs especificado en el artículo A.3.2.4 proporciona un límite inferior razonable para el valor de βs , excepto para los puntales descriptos en los artículos A.3.2.2(b) y A.3.2.3. Puntal

Puntal

(a) Puntales en el alma de una viga con fisuras inclinadas paralelas a los puntales - artículo A.3.2.4

Puntal

Fisura

(b) Puntales atravesados por fisuras diagonales artículo A.3.2.4

Figura CA.3.2. Tipos de puntales CA.3.3. La armadura requerida por el artículo A.3.3 se relaciona con el esfuerzo de tracción en el hormigón debida a la expansión del puntal, como se ilustra en el modelo de bielas de la Figura CA.1.8(b). El artículo CA.3.3 permite que los diseñadores o proyectistas estructurales utilicen modelos locales de puntales y tensores para determinar la cantidad Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 11

de armadura transversal requerida en un puntal determinado. Se puede suponer que los esfuerzos de compresión en el puntal se expanden con una pendiente de 2:1, como se ilustra en la Figura CA.1.8(b). Para resistencias del hormigón no mayores que 42 MPa, se considera que la cantidad de acero requerida por la expresión (A-4) satisface las especificaciones del artículo A.3.3. La Figura CA.3.3 ilustra dos capas de armadura que atraviesan un puntal fisurado. Si la fisura se abre sin deslizamiento por corte a lo largo de la fisura, las barras verticales de la Figura provocarán una tensión igual a:

As1 f s1 b s1

sen (γ 1 )

perpendicular al puntal, donde el subíndice 1 se refiere a las barras verticales de la Figura CA.3.3. La expresión (A-4) está expresada en términos de una cuantía de armadura antes que en términos de una tensión, lo cual facilita los cálculos. La sumatoria totaliza la cuantía resultante de las barras perpendiculares, indicadas mediante el subíndice 2 en la Figura CA.3.3.

Eje del puntal Límite del puntal

Puntal

γ1

γ2

Figura CA.3.3. Ejemplo de una disposición de armadura que atraviesa un puntal Con frecuencia la armadura de confinamiento especificada en el artículo A.3.3 resulta difícil de ubicar en estructuras tridimensionales, tales como los cabezales de pilotes. Si no se coloca esta armadura, se utiliza el valor de fcu especificado en el artículo A.3.2.2(b). CA.3.3.2. En una ménsula corta, con una relación luz de corte-profundidad, menor que 1,0 la armadura de confinamiento requerida para satisfacer el artículo A.3.3 generalmente se provee en forma de estribos horizontales que cruzan el puntal comprimido inclinado, como se ilustra en la Figura C.11.9.2. Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice A - 12

CA.3.4. Algunas veces en el diseño de las zonas de anclaje de los cables de hormigón pretensado se utiliza confinamiento para mejorar la resistencia a la compresión de los puntales de manera localizada. En las referencias A.4. y A.8. se discute el confinamiento de puntales. CA.3.5. La resistencia aportada por la armadura está dada por el último término de la expresión (A-5). La tensión f's en la armadura de un puntal para la resistencia nominal, se puede obtener a partir de las deformaciones en el puntal, en el momento de producirse su aplastamiento. Para armadura con fy = 220 MPa y fy = 420 MPa, el valor de f´s se puede adoptar igual a fy .

CA.4. RESISTENCIA DE LOS TENSORES CA.4.2. El ancho efectivo del tensor, supuesto para el diseño, wt , puede variar dentro de los siguientes límites, dependiendo de la distribución de la armadura en el tensor: 1. Si en el tensor las barras están en una sola capa, el ancho efectivo del tensor se puede adoptar como el diámetro de las barras en el tensor, más dos veces el recubrimiento hasta la superficie de las barras, como se ilustra en la Figura CA.1.6(a); y 2. Como límite superior práctico para el ancho del tensor, se puede adoptar el ancho correspondiente al ancho en una zona nodal hidrostática, calculado como

w t ,máx = Fnt fcu

(CA-A)

donde fcu es la resistencia efectiva a la compresión aplicable de la zona nodal, dada en el artículo A.5.2. Si el ancho del tensor supera el valor del punto 1, la armadura del tensor se debería distribuir de manera aproximadamente uniforme en el ancho y el espesor del tensor, como se ilustra en la Figura CA.1.6(b). CA.4.3. Con frecuencia el anclaje de los tensores requiere particular atención en las zonas nodales de las cartelas o en las zonas nodales adyacentes a los apoyos exteriores de las vigas de gran altura. La armadura de un tensor se debería anclar, antes que abandone la zona nodal extendida en el punto definido por la intersección del baricentro de las barras del tensor y las prolongaciones de los contornos del puntal, o bien del área de apoyo. En las Figuras CA.1.6(a) y (b) esto ocurre donde el contorno de la zona nodal extendida es cortado por el baricentro de la armadura en el tensor. Parte del anclaje se puede lograr prolongando la armadura a través de la zona nodal, como se ilustra en la Figura CA.1.5(c), y desarrollándola más allá de la zona nodal. Si el tensor se ancla utilizando ganchos de 90 grados, los ganchos deberían estar confinados dentro de la armadura que se extiende hacia el interior de la viga a partir del elemento de apoyo, a fin de evitar que se produzca fisuración a lo largo de la parte externa de los ganchos en la región de apoyo. En las vigas de gran altura se utilizan algunas veces barras en forma de horquilla, empalmadas con la armadura de los tensores, para anclar los esfuerzos de tracción de los tensores en los apoyos exteriores, siempre que el ancho de la viga sea suficiente para acomodar estas barras.


Apéndice A - 13

Eje del puntal Tensor

Zona nodal

Zona nodal extendida Tensor

wt

Figura CA.4.3. Zona nodal extendida que ancla dos tensores La Figura CA.4.3 muestra dos tensores anclados en una zona nodal. El anclaje se exige en el lugar donde el baricentro de los tensores cruza el contorno de la zona nodal extendida. La longitud de anclaje de la armadura de los tensores se puede reducir utilizando ganchos, dispositivos mecánicos o confinamiento adicional, o bien empalmándola con varias capas de barras de menor tamaño.

CA.5. RESISTENCIA DE LAS ZONAS NODALES CA.5.1. Si las tensiones en todos los puntales que concurren a un nodo son iguales, se puede utilizar una zona nodal hidrostática. Las caras de este tipo de zona nodal son perpendiculares a los ejes de los puntales, y los anchos de las caras de la zona nodal son proporcionales a los esfuerzos en los puntales. Suponiendo que las tensiones principales en los puntales y tensores actúan paralelas a los ejes de los puntales y tensores, las tensiones en las caras perpendiculares a estos ejes son tensiones principales, y se debe utilizar el artículo A.5.1(a). Si, como se ilustra en la Figura CA.1.6(b), la cara de una zona nodal no es perpendicular al eje del puntal, sobre la cara de la zona nodal habrá tanto tensiones de corte como tensiones normales. Habitualmente estas tensiones se reemplazan por la tensión normal (compresión principal) que actúa sobre el área de la sección transversal Ac del puntal, considerada perpendicularmente al eje del puntal. En algunos casos, la aplicación del artículo A.5.1(b) requiere verificar las tensiones que actúan sobre una sección que atraviesa una zona nodal subdividida. Las tensiones se verifican en la sección de menor área perpendicular a un esfuerzo resultante en la zona nodal. En la Figura CA.1.7(b) la cara vertical que divide la zona nodal en dos partes está solicitada por el esfuerzo resultante que actúa sobre A-B. El diseño de la zona nodal es determinado por la sección crítica de A.5.1(a) o A.5.1(b), cualquiera sea la que proporcione la mayor tensión.


Apéndice A - 14

CA.5.2. En los elementos bidimensionales, tales como las vigas de gran altura, los nodos se pueden clasificar como: nodos C-C-C si todos los elementos que se intersecan en el nodo están comprimidos, nodos C-C-T, si uno de los elementos que actúa sobre el nodo está traccionado, y así sucesivamente, como se ilustra en la Figura CA.1.4. La resistencia efectiva a la compresión de la zona nodal está dada por la expresión (A-8), modificada según lo indicado en los artículos A.5.2.1 a A.5.2.3, aplicada a los nodos C-C-C, nodos CC-T, y nodos C-T-T ó T-T-T, respectivamente. Los valores de βn reflejan el creciente grado de desgarramiento o separación de las zonas nodales debido a la incompatibilidad de las deformaciones por tracción de los tensores y las deformaciones por compresión de los puntales. La tensión en cualquiera de las caras de la zona nodal o en cualquier sección que atraviese la zona nodal no deberían superar los valores dados por la expresión (A-8), modificada según lo indicado en los artículos A.5.2.1 a A.5.2.3. CA.5.3. Esta descripción de la geometría y la orientación de las caras de las zonas nodales se introduce a los efectos de simplificar el cálculo de la geometría de un modelo de bielas tridimensional.


Apéndice A - 15

COMENTARIOS AL APÉNDICE B. ESPECIFICACIONES ALTERNATIVAS PARA EL DISEÑO DE ELEMENTOS DE HORMIGÓN ARMADO Y PRETENSADO SOLICITADOS A FLEXIÓN Y CARGA AXIAL (COMPRESIÓN)

C B 1. CAMPO DE VALIDEZ Este Reglamento permite realizar el diseño a flexión y a carga axial utilizando las especificaciones del Apéndice B, que difieren de las establecidas en el cuerpo central del Reglamento en los valores límites de la armadura, los factores de reducción de la resistencia φ y la redistribución de momentos. Los diseños realizados utilizando las especificaciones del Apéndice B satisfacen el espíritu del Reglamento y se consideran aceptables desde el punto de vista legal. Cuando se utilice, este Apéndice, serán de aplicación los Comentarios correspondientes de cada artículo.

C B 8.4.

REDISTRIBUCIÓN DE MOMENTOS NEGATIVOS EN ELEMENTOS, NO PRETENSADOS, CONTINUOS, SOLICITADOS A FLEXIÓN

La redistribución de momentos depende de una adecuada ductilidad en las zonas de articulación plástica. Estas zonas de articulación plástica se desarrollan en los puntos de momento máximo y originan un corrimiento del diagrama de momentos elásticos. El resultado habitual es una reducción de los valores de los momentos negativos en la zona de la articulación plástica y un incremento de los valores de los momentos positivos con respecto a los determinados mediante análisis elástico. Dado que los momentos negativos se determinan para una distribución de carga y los momentos positivos para otra, cada sección tiene una capacidad de reserva que no se utiliza totalmente en ninguna de las condiciones de carga. Las articulaciones plásticas permiten utilizar la capacidad total de un mayor número de secciones transversales de un elemento solicitado a flexión, bajo la acción de cargas últimas. Como parte de un plan de investigación en el que se utilizaron valores conservadores para las deformaciones específicas últimas en el hormigón y longitudes de las articulaciones plásticas obtenidas en base a numerosos ensayos, se analizaron elementos solicitados a flexión con una pequeña capacidad de rotación para evaluar una redistribución de momentos de hasta un 20%, dependiendo de la cuantía de armadura. La conclusión fue que los resultados son conservadores como se muestra en la Figura C B 8.4.


Apéndice B - 1

PORCENTAJE DE REDISTRIBUCIÓN DEL MOMENTO Figura C B 8.4. Redistribución de momentos admitida para una capacidad mínima de rotación Los estudios descriptos en las referencias 8.1. y 8.2. avalan esta conclusión e indican que la fisuración y las flechas en las vigas diseñadas con la redistribución de momentos, no son significativamente mayores bajo cargas de servicio, que las de las vigas diseñadas con la distribución de momentos de la teoría elástica. Además, estos estudios demuestran que existe una adecuada capacidad de rotación disponible para la redistribución de momentos permitida, siempre que los elementos verifiquen las exigencias del Reglamento. Este Apéndice B mantiene el mismo límite de redistribución de momentos que el utilizado en versiones anteriores del Código ACI 318. La redistribución de momentos no se puede utilizar en sistemas de losas diseñados por el Método de Diseño Directo (ver el artículo 13.6.1.7.

C B 10.3. PRINCIPIOS Y REQUISITOS GENERALES C B 10.3.3. La cantidad máxima de armadura de tracción, en los elementos solicitados a flexión, se limita con el fin de asegurar un determinado nivel de comportamiento dúctil.


Com. Apéndice B - 2

La resistencia nominal a la flexión de una sección se alcanza cuando la deformación específica en la fibra comprimida extrema alcanza el valor de la deformación específica última del hormigón (aplastamiento). En la situación de deformación específica última del hormigón, la deformación específica de la armadura traccionada podría: alcanzar exactamente el valor correspondiente a la deformación específica al inicio de la fluencia, ser menor que la deformación específica de fluencia (comportamiento elástico), ó exceder la deformación específica de fluencia (comportamiento inelástico). La condición de deformación específica del acero, que se produce en forma simultánea con la deformación última del hormigón, depende de la cantidad relativa de armadura con respecto al hormigón y de la relación entre las resistencias de los materiales f’c y fy . Si el valor de la relación ρ (fy / f’c ) es suficientemente baja, la deformación del acero traccionado superará en gran medida la deformación de fluencia cuando el hormigón alcance su valor de deformación última, con una gran flecha que permitirá advertir la falla inminente con anticipación (condición de falla dúctil). Para valores mayores de ρ (fy / f’ c ), la deformación del acero traccionado puede no alcanzar la deformación de fluencia cuando la deformación del hormigón llegue a su valor límite, y en consecuencia, las flechas serán pequeñas y no se advertirá con anticipación la falla inminente (condición de falla frágil). A los fines del diseño se considera más conservador restringir la condición de resistencia nominal, de manera que se pueda anticipar un modo de falla dúctil. A menos que se exijan cantidades inusuales de ductilidad, la limitación de 0,75 ρb proporciona el comportamiento dúctil necesario para la mayoría de los diseños. Una condición en la cual se requiere un comportamiento más dúctil es el diseño para redistribución de momentos en pórticos y elementos continuos. El artículo B 8.4. permite la redistribución de los momentos negativos. Dado que la redistribución de momentos depende de una adecuada ductilidad en las regiones articuladas, la cantidad de armadura traccionada en dichas regiones, se limita a 0,5 ρb . Para el comportamiento dúctil de las vigas con armadura de compresión sólo es necesario limitar aquella fracción del total de armadura de tracción que es balanceada por la compresión del hormigón. La otra fracción del total de la armadura de tracción, en la cual el esfuerzo está balanceado por la armadura de compresión, no necesita estar limitada por el factor 0,75.

C B 18.1. CAMPO DE VALIDEZ C B 18.1.3. Algunos artículos del Reglamento no son de aplicación al diseño de estructuras de hormigón pretensado por razones específicas, las que se explicitan a continuación:


Apéndice B - 3

Artículo 7.6.5. El artículo 7.6.5. no se aplica al hormigón pretensado porque los requisitos para la armadura adherente y los cables no adherentes para elementos hormigonados “in– situ” se especifican en los artículos 18.9. y 18.12. respectivamente. Artículo B 8.4. La redistribución de momentos para el hormigón pretensado se especifica en el artículo B 18.10.4. Artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4. Los requisitos empíricos dados en los artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4. para las vigas T fueron desarrollados para el hormigón armado convencional y si se los aplica al hormigón pretensado, se podría excluir el uso de numerosos productos pretensados estándares que actualmente están siendo utilizados en forma satisfactoria. Por lo tanto, la experiencia permite introducir variaciones. Al excluir los artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4., el Reglamento no incluye especificaciones especiales para vigas T de hormigón pretensado, dejándose a criterio del Diseñador o Proyectista Estructural la fijación o determinación del ancho efectivo del ala. Siempre que sea posible, se recomienda utilizar el ancho del ala establecido en los artículos 8.10.2., 8.10.3. y 8.10.4., a menos que la experiencia haya demostrado que las variaciones son seguras y satisfactorias. En el análisis elástico y en las consideraciones de diseño no siempre resulta un criterio conservador utilizar el máximo ancho del ala permitido en el artículo 8.10.2. Los artículos 8.10.1 y 8.10.5. establecen especificaciones generales para vigas T que también son aplicables a elementos de hormigón pretensado. Las limitaciones para la separación de la armadura de las losas se fundamentan en el espesor del ala, el cual se puede adoptar como el espesor promedio en el caso de alas de espesor variable. Artículo 8.11. Los límites empíricos establecidos para los entrepisos nervurados convencionales de hormigón armado, se fundamentan en el exitoso comportamiento demostrado por las losas nervuradas construidas utilizando sistemas estándares de encofrados para losas nervuradas. (ver el artículo C 8.11.). Para las construcciones con losas nervuradas pretensadas se debe aplicar el criterio y la experiencia profesional. Las especificaciones del artículo 8.11. se deben utilizar como guía. Artículos B 10.3.2., 10.5., 10.9.1. y 10.9.2. Para el hormigón pretensado, las limitaciones para la armadura dadas en los artículos que se mencionan en el título se deben reemplazar por las limitaciones dadas en los artículos B 18.8., 18.9. y 18.11.2. Articulo 10.6. Las especificaciones del artículo 10.6., con respecto a la distribución de la armadura de flexión en elementos pretensados, no estaban originalmente destinadas a los elementos de hormigón pretensado. El comportamiento de un elemento pretensado es considerablemente diferente al de un elemento no pretensado, razón por la cual para la correcta distribución de la armadura en un elemento pretensado se deben aplicar el criterio y la experiencia del Diseñador o Proyectista Estructural. Capítulo 13. El diseño de losas de hormigón pretensado exige la consideración de los momentos secundarios inducidos por la curvatura de los cables de pretensado. Los cambios volumétricos debidos a las fuerzas de pretensado también pueden generar en la estructura, cargas adicionales que no están previstas, en forma adecuada, en las prescripciones del Capítulo 13. Debido a estas propiedades especiales asociadas con el pretensado, muchos de los procedimientos de diseño del Capítulo 13 no son apropiados



para estructuras de hormigón pretensado y se deben sustituir por las prescripciones del artículo 18.12. Artículos 14.3., 14.5. y 14.6. Los requisitos para el diseño de tabiques, establecidos en los artículos que se mencionan en el título son, en gran medida, empíricos y utilizan consideraciones que no están pensadas para ser aplicadas al hormigón pretensado.

C B 18.8.

C B 18.8.1.

LÍMITES PARA LA ARMADURA DE LOS ELEMENTOS FLEXIONADOS Cada

uno

de

los

términos

ωp,

 d   (ω − ω' ) dp   

ωp + 

y

   d   (ω w − ω' w ) , es igual a 0,85 a/dp , siendo a la profundidad de la ω pw +     dp  distribución de tensiones rectangular equivalente para la sección considerada, de acuerdo con lo definido en el artículo 10.2.7.1. La utilización de esta relación puede simplificar los cálculos necesarios para verificar el cumplimiento del artículo CB 18.8.1. C B 18.8.2. El momento resistente de diseño de las secciones armadas en exceso, se puede determinar utilizando expresiones de resistencia similares a las correspondientes a elementos de hormigón armado. En los libros de texto y en la referencia 18.7., se pueden encontrar expresiones de resistencia para secciones rectangulares y secciones con alas. C B 18.8.3. La prescripción dada en este artículo constituye una precaución contra el desarrollo de una falla frágil (falla súbita) por flexión inmediatamente después de la fisuración. Un elemento sometido a flexión, diseñado de acuerdo con las especificaciones del Reglamento exige una carga adicional considerable, por encima del valor correspondiente a la carga de fisuración, para alcanzar su resistencia última a flexión. Esta carga adicional debería dar como resultado una flecha considerable que advertiría acerca de que el elemento está alcanzando su resistencia nominal. Si la resistencia a la flexión se alcanzara poco después de la fisuración no se desarrollaría la flecha y no habría advertencia. Debido a la muy limitada extensión de la fisuración inicial en la zona de momento negativo, próxima a las columnas de placas planas armadas en dos direcciones, la flecha bajo carga no refleja ningún cambio abrupto de la rigidez cuando se está por alcanzar el valor del módulo de rotura del hormigón. Sólo para valores de la carga superiores a los valores de las cargas mayoradas, la fisuración adicional se extenderá lo suficiente como para producir un cambio abrupto en la flecha bajo carga. Las investigaciones y ensayos realizados en Estados Unidos han demostrado que no es posible llegar a la rotura (ni aún a la fluencia) de los cables de postesado no adherentes en losas armadas en dos direcciones, antes que se produzca una falla por punzonamiento, (ver las referencias B 3. y B 8.). La utilización de cables no adherentes en combinación con los requisitos de armadura adherente mínima dados en los artículos 18.9.3. y 18.9.4. han demostrado que aseguran la existencia de suficiente ductilidad después de la fisuración, y que no se desarrollará un modo de falla frágil en la primera fisuración. Reglamento CIRSOC 201, Comentarios

Apéndice B - 5

C B 18.10. ESTRUCTURAS ESTÁTICAMENTE INDETERMINADAS C B 18.10.3. Para las estructuras estáticamente indeterminadas, los momentos debidos a las reacciones inducidas por las fuerzas de pretensado, denominados en general momentos secundarios, son importantes tanto en los estados elásticos como en los inelásticos. Cuando se forman rótulas y los momentos se redistribuyen en forma total cuando una estructura estáticamente determinada, los momentos secundarios desaparecen. Sin embargo, las deformaciones elásticas producidas por un cable no concordante, modifican la cantidad de rotación inelástica requerida para obtener una cierta cantidad de redistribución de momentos. De manera inversa, para una viga con una cierta capacidad de rotación inelástica, la cantidad en la cual el momento en el apoyo se puede variar, se modifica en una cantidad igual al momento secundario en el apoyo debido al pretensado. Por esta razón el Reglamento exige que los momentos secundarios se incluyan al determinar los momentos de diseño. Para determinar los momentos a utilizar en el diseño, el orden de los cálculos debe ser el siguiente: a) determinar los momentos debidos a las cargas permanentes y a las sobrecargas, b) modificarlos mediante la suma algebraica de los momentos secundarios, c) redistribuir según el criterio establecido. Un momento secundario positivo en el apoyo, provocado por un cable con la concavidad de su curvatura hacia abajo, obtenido a partir de un perfil concordante, reducirá los momentos negativos cerca de los apoyos y aumentará los momentos positivos en las zonas cercanas al centro del tramo. Un cable que tiene curvatura con la concavidad hacia arriba sufrirá el efecto contrario. C B 18.10.4. Redistribución de los momentos negativos en elementos pretensados continuos, solicitados a flexión. En las vigas y losas de hormigón pretensado, el comportamiento inelástico en algunas secciones puede provocar una redistribución de momentos, al aproximarse el elemento a su condición de resistencia última. El reconocimiento de este comportamiento en determinadas circunstancias puede ser muy importante para el diseño. Los métodos de diseño rigurosos para redistribución de momentos son bastante complejos. Sin embargo, el reconocimiento de la redistribución de momentos se puede realizar con un método sencillo, consistente en permitir un ajuste razonable de la sumatoria de los momentos elásticos mayorados debidos a las cargas gravitatoria, y de los momentos secundarios debidos al pretensado sin mayorar. La magnitud del ajuste se debe mantener dentro de ciertos límites de seguridad predeterminados. La magnitud de la redistribución permitida depende de la capacidad de las secciones críticas de deformarse inelásticamente una cantidad suficiente. En el artículo 18.4. se desarrolla el tema de la capacidad bajo las cargas de servicio.



La elección del valor 0,24 β1 como el mayor índice de armadura de tracción (cuantía

máxima

  d ω pw +   dp

de

armadura

traccionada),

ωp

,

o

 d 

 (ω − ω' ) ω p +   d p  

   (ω w − ω' w ) para el cual se permite la redistribución de momentos,   

concuerda con las prescripciones establecidas para el hormigón armado convencional (0,5 ρb ), en el artículo B 8.4.

   d     (ω − ω' ) y ω pw +  d  (ω w − ω' w ) que aparecen en Los términos ω p , ω p +  d   p



d   p



los artículos B 18.10.4.1. y B 18.10.4.3. son iguales, cada uno ellos a 0,85 a/dp , donde a es la altura del bloque rectangular de tensiones equivalente para la sección considerada, de acuerdo con el artículo 10.2.7.1. La utilización de esta relación puede simplificar los cálculos necesarios para determinar la cantidad de redistribución de momentos permitida por el artículo B 18.10.4.1. y para verificar el cumplimiento de la limitación de armadura de flexión establecida en el artículo B 18.10.4.3. Para que los principios de la redistribución de momentos, especificados en el artículo B 18.10.4. sean aplicables a vigas y losas con cables no adheridos, es necesario que dichas vigas y losas contengan armadura suficiente para asegurar que después de la fisuración actuarán como elementos flexionados y no como una serie de arcos atirantados. Los requisitos de armadura adherida mínima establecidos en el artículo 18.9. sirven para este propósito.


Apéndice B - 7

COMENTARIOS AL APÉNDICE C. COMBINACIÓN ALTERNATIVA DE FACTORES DE CARGA Y REDUCCIÓN DE RESISTENCIA

C C 1. REQUISITOS GENERALES En la edición 2002 del Código ACI 318 se decidió incorporar el contenido del Apéndice C de la edición 1999 al cuerpo del Código, ubicando como nuevo contenido de este Apéndice C, el texto de los artículos 9.2. y 9.3. de la edición 1999.

C C 2.

RESISTENCIA REQUERIDA

La expresión que contiene la carga de viento W (adoptada de ASCE 7.98 y de la referencia C.1.) incluye un factor de direccionalidad, que para edificios es igual a 0,85, y que se ha incorporado al Reglamento CIRSOC 102-2001 El correspondiente factor de carga para viento, en las expresiones de las combinaciones de cargas, se incrementó a 1,6 como resultado de dividir el factor anterior igual a 1,3 por 0,85 (≅ 1,53). El Reglamento permite utilizar un factor de carga de viento previo de 1,3 cuando el diseño de la carga de viento se obtenga de otras fuentes que no incluyan el factor de direccionalidad del viento. Cuando las combinaciones de carga incorporen la acción del sismo, se deberá consultar el Reglamento INPRES-CIRSOC 103 – Parte II (2000). C C 2.3. Cuando en el diseño se incluyan las cargas laterales, H, debidas al empuje del terreno, a la presión del agua, o a la presión debida a los materiales granulares, las expresiones para la resistencia requerida serán: U = 1,4 D + 1,7 L + 1,7 H y cuando D o L se reduzcan por el efecto de H: U = 0,9 D + 1,7 H pero para cualquier combinación de D, L o H, la resistencia requerida será: U = 1,4 D + 1,7 L


Apéndice C - 1

C C 2.4. Este artículo hace referencia a la necesidad de considerar en forma específica, las cargas debidas a pesos o presiones de líquidos, estableciendo un factor de carga para aquellas cargas con densidades bien definidas y alturas máximas controlables, equivalentes a las utilizadas para las cargas permanentes. Estos factores reducidos no son apropiados cuando existe considerable incertidumbre sobre las presiones, como en el caso de las aguas subterráneas o con respecto a la máxima profundidad del líquido, como en el caso de la acumulación de agua (Ver el Comentario al artículo 8.2.) Cuando se disponga de valores de presiones de fluidos bien definidas, las expresiones para la resistencia requerida U serán: U = 1,4 D + 1,7 L + 1,4 F y cuando D o L reduzcan el efecto de F, el valor de U se obtendrá de la expresión: U = 0,9 D + 1,4 F pero para cualquier combinación de D, L o F, el valor de U deberá ser: U = 1,4 D + 1,7 L C C 2.5. Cuando la sobrecarga L se aplique rápidamente, como puede ser el caso de los edificios para estacionamiento, estaciones de carga, pisos de bodegas, cabinas de elevadores, etc., se deberán considerar los efectos del impacto, para lo cual, en todas las expresiones se deberá sustituir L por (L + impacto). C C 2.6. El Diseñador o Proyectista Estructural debe considerar los efectos de los asentamientos diferenciales, fluencia lenta, contracción, temperatura y hormigones de contracción compensada. El término “estimación realista” se refiere a que se deben utilizar los valores más probables y no los valores del límite superior de las variables. La expresión (C-6) del Reglamento tiene por finalidad prevenir un diseño para carga: U = 0,75 (1,4 D + 1,4 T + 1,7 L) que se aproxime a: U = 1,05 (D + T) cuando la sobrecarga sea muy pequeña (despreciable). C C 2.7. El factor de carga 1,2, aplicado al máximo esfuerzo del gato de tesado en el cable, permite obtener una carga de diseño de, aproximadamente, un 113% de la tensión de fluencia especificada del cable pero menor o igual que un 95% de la resistencia nominal última del cable. Estos valores se comparan bien con la máxima fuerza que se puede obtener en el gato, la cual está limitada por el factor de eficiencia del anclaje.


Com. Apéndice C - 2

C C 3.3.

RESISTENCIA DE DISEÑO

C C 3.1. El término “resistencia de diseño” de un elemento, se refiere a la resistencia nominal calculada de acuerdo con las disposiciones y suposiciones establecidas en el Reglamento, multiplicada por un factor de reducción de resistencia φ, que siempre debe ser menor que la unidad. Los propósitos del factor de reducción de resistencia φ son: 1) considerar la probabilidad de la presencia de elementos con una resistencia menor, debida a variaciones de las dimensiones y de la resistencia de los materiales, 2) considerar las inexactitudes de las expresiones de diseño, 3) reflejar el grado de ductilidad y de confiabilidad requerida para el elemento bajo los efectos de la carga que se considera, y 4) reflejar la importancia del elemento en la estructura. Por ejemplo, se utiliza para columnas un valor de φ más bajo que para vigas, dado que las columnas tienen, generalmente, menor ductilidad, son más sensibles a las variaciones de resistencia del hormigón, y por lo general, soportan áreas de cargas mayores que las vigas. Además, a las columnas con armadura zunchada se les adjudica un valor de φ más alto que a columnas con estribos cerrados, dado que poseen mayor ductilidad o tenacidad. C C 3.2.1. En la aplicación de los artículos C 3.2.1. y C 3.2.2., los esfuerzos de tracción y de compresión axial, que se deben considerar son aquellos producidos por las solicitaciones (esfuerzos externos). No se deben incluir los efectos de las fuerzas de pretensado. C C 3.2.2. Hasta la edición 1999, el Código ACI 318 establecía la magnitud del factor φ para los casos de carga axial, o flexión, o ambos, en función de los tipos de carga. A partir de la edición 2002, el factor φ se determina en función de las condiciones de deformación específica de la sección transversal de un elemento, para la resistencia nominal. Para las secciones controladas por compresión se utiliza un factor φ más bajo, que para las secciones controladas por tracción, debido a que las secciones controladas por compresión tienen en menor ductilidad, son más sensibles a las variaciones de la resistencia del hormigón y generalmente se producen en elementos que soportan áreas de carga más grandes que los elementos con secciones controladas por tracción. A los elementos con armadura zunchada se les ha asignado un valor de φ más alto que a las columnas con estribos cerrados, debido a que las columnas zunchadas tienen mayor ductilidad o tenacidad. En los elementos solicitados a carga axial con flexión, las resistencias de diseño se determinan multiplicando tanto Pn como Mn por un valor único y apropiado de φ. Las secciones controladas por tracción y por compresión se definen en los artículos 10.3.3. y 10.3.4., como aquellas secciones en las cuales la deformación específica neta de tracción en la fibra traccionada extrema para la resistencia nominal, es igual o menor que la deformación específica límite de la sección controlada por compresión, e igual o mayor que 0,005 respectivamente.


Apéndice C - 3

En las secciones con valores de deformaciones específicas netas de tracción, εt, en la fibra traccionada extrema, para la resistencia nominal, comprendidos entre los límites fijados en el párrafo anterior, el valor de φ se debe determinar por interpolación lineal, como se ilustra en la Figura CC 3.2.

Interpolación en función de c/dt

Figura C C 3.2. Variaciones del factor φ en función de la deformación específica neta de tracción, εt, y de la relación c/dt para fy = 420 MPa y acero de pretensado.

El concepto de deformación específica neta de tracción, εt , se puede consultar en el Comentario al artículo 10.3.3. A partir de que la deformación específica a compresión en el hormigón, para la resistencia nominal, se asumió, en el artículo 10.2.3., con un valor supuesto de 0,003, los valores límites para la deformación específica neta de tracción en los elementos controlados por compresión, puede también expresarse en términos de la relación c/dt, donde c es la profundidad del eje neutro para la resistencia nominal y dt es la distancia desde la fibra comprimida extrema hasta la fibra traccionada extrema.


Com. Apéndice C - 4

Los valores límites de c/dt, para las secciones controladas por compresión y por tracción son 0,6 y 0,375 respectivamente. El valor límite 0,6 se aplica a las secciones con fy = 420 MPa y a las secciones pretensadas. La Figura CC 3.2. también incluye expresiones para determinar φ en función de la relación C/dt . El límite de la deformación específica neta de tracción para las secciones controladas por tracción se puede expresar también en términos de la relación ρ/ρb como se definía en la edición 1999, y anteriores, del Código ACI 318. El límite para la deformación específica neta de tracción de 0,005 corresponde a una relación de ρ/ρb de 0,63 para secciones rectangulares con fy = 420 MPa. En la referencia C 6 se presenta un estudio comparativo entre las actuales disposiciones y las existentes en el Código ACI 318-1999, artículo 9.3. C C 3.2.5. El factor φ igual a 0,85 refleja la amplia dispersión de resultados experimentales sobre las zonas de anclajes. Dado que el artículo 18.13.4.2. limita la resistencia nominal a compresión del hormigón no confinado en la zona general a 0,7 λ fci, la resistencia efectiva de diseño para hormigón confinado será 0,85 0,75 λ fci ≅ 0,6 λ fci . C C 3.2.7. Si se produce una sección crítica en una zona donde el cordón no está anclado completamente, se puede producir una falla por deslizamiento debido a la pérdida de adherencia, falla que se parece a una falla frágil por corte, de allí que se reduzca el valor de φ requerido. C C 3.5. El factor de reducción de la resistencia, φ, para el diseño de estructuras de hormigón simple, es el mismo para todas las condiciones de resistencia (φ = 0,65). Dado que tanto la resistencia a tracción por flexión como la resistencia al corte de las estructuras de hormigón simple depende de las características de la resistencia a tracción del hormigón, sin resistencia de reserva o posible ductilidad debida a la ausencia de armadura, se consideró apropiado prescribir los mismos factores de reducción de resistencia tanto para momento como para corte.


Apéndice C - 5

COMENTARIOS AL APÉNDICE D ANCLAJE EN HORMIGÓN

CD.0. SIMBOLOGÍA ANo

ver la Figura CD.5.2.1(a).

AN

ver la Figura CD.5.2.1(b).

Ase

área efectiva de la sección de un anclaje, que debería ser proporcionada por el fabricante de los anclajes de expansión con el área de la sección transversal reducida por el mecanismo de expansión. Para bulones roscados, la referencia D.1 define Ase como:

Ase

0 ,9743  do − = nt  4 

π 

2

donde nt es el número de filetes de rosca por mm

AVo


AV

ver la Figura CD.6.2.1(b).

c1


eN

excentricidad real de un esfuerzo normal sobre un dispositivo de fijación (Ver la Figura CD.5.2.4.)

hef

la Figura D.0 se ilustran las profundidades efectivas de empotramiento para una cierta variedad de tipos de anclajes.

CD.1. DEFINICIONES Elemento de acero frágil y elemento de acero dúctil - El alargamiento del 14 % se deberá medir sobre la longitud calibrada especificada en la norma IRAM-IAS correspondiente al acero en cuestión. Percentil 5 - La determinación del coeficiente K asociado con el percentil 5, x − K σ , depende del número de ensayos, n, utilizados para calcular x y σ. Los valores de K varían, por ejemplo, desde 1,645 para n = ∞ hasta 2,010 para n = 40 y 2,568 para n = 10. Con esta definición del percentil 5, la resistencia nominal especificada en el artículo D.4.2 es igual a la resistencia característica de la referencia D.25. Comentarios al Reglamento CIRSOC 201

Apéndice D - 1

CD.2. CAMPO DE VALIDEZ CD.2.1. El campo de validez del Apéndice D se restringe a los anclajes estructurales relacionados con la resistencia, estabilidad o seguridad de las vidas humanas. Se prevén dos tipos de aplicaciones. En primer lugar las conexiones entre elementos estructurales cuando la falla de un anclaje o de un grupo de anclajes podría provocar la pérdida de equilibrio o estabilidad de alguna parte de la estructura. En segundo lugar cuando se fijan a la estructura dispositivos relacionados con la seguridad que no forman parte de la estructura (como por ejemplo los sistemas de rociadores, tuberías suspendidas o barandas de seguridad). Los niveles de seguridad definidos por las combinaciones de los factores de carga y factores φ de reducción de resistencia, son adecuados para las aplicaciones estructurales. Es posible que otras reglamentaciones o normas requieran niveles de seguridad más estrictos para las condiciones temporarias que se dan durante la manipulación. CD.2.2. La gran variedad de geometrías y configuraciones de los insertos especializados hace que sea difícil prescribir ensayos y expresiones de diseño generalizadas. Por lo tanto, no se los ha incluido dentro del campo de validez del Apéndice D. La utilización de los anclajes adhesivos está ampliamente difundida y su comportamiento puede ser adecuado. Sin embargo, por el momento este tipo de anclajes queda excluido del campo de validez de este Apéndice. CD.2.3. Los típicos pernos con cabeza y bulones con cabeza, hormigonados in situ, cuyas geometrías son consistentes con las referencias D.1, D.2 y D.3, han sido ensayados y se ha demostrado que se comportan de manera predecible, de manera que los valores de arrancamiento calculados son aceptables. Los anclajes incorporados al hormigón endurecido no tienen capacidades de arrancamiento predecibles, y por lo tanto deben ser ensayados. Para que un anclaje incorporado al hormigón endurecido se pueda utilizar junto con los requisitos de este Apéndice, es necesario que los resultados de los ensayos especificados en la referencia D.25 indiquen que las fallas por arrancamiento exhiben una característica carga-desplazamiento adecuada, o bien que no habrá fallas por arrancamiento sino otros modos de falla. CD.2.4. Al excluir del campo de validez de este Apéndice las aplicaciones con cargas que producen fatiga o los impactos de muy corta duración (tales como las ondas expansivas o de choque) no se pretende excluir los efectos de las cargas sísmicas. En el artículo D.3.3 se expresa que se redactará un documento INPRES-CIRSOC específico.

CD.3. REQUISITOS GENERALES CD.3.1. Si la resistencia de un grupo de anclajes está controlada por el desprendimiento del hormigón, el comportamiento será frágil y la redistribución de los esfuerzos entre los anclajes más traccionados y menos traccionadas será limitada. En este caso, se requiere utilizar la teoría de la elasticidad asumiendo que el dispositivo de fijación que distribuye las cargas a los anclajes es suficientemente rígido. Se considera que los esfuerzos en los anclajes son proporcionales a la carga externa y a su distancia al eje neutro del grupo de anclajes. Si la resistencia del anclaje está controlada por la fluencia dúctil del acero, puede haber una redistribución significativa de los esfuerzos de anclaje. En este caso un análisis basado en la teoría de la elasticidad sería conservador. Las referencias D.4 a D.6 Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 2

presentan análisis no lineales que utilizan la teoría de la plasticidad para determinar las capacidades de grupos de anclajes dúctiles. CD.3.5. En la referencia D.7 un número limitado de ensayos de anclajes tanto hormigonados in situ como incorporados al hormigón endurecido, utilizados en hormigón de alta resistencia, indican que los procedimientos de diseño contenidos en este Apéndice dejan de ser conservadores, particularmente en el caso de los anclajes hormigonados in situ, para fć = 77 a 84 MPa. Hasta tanto no se disponga de mayor información, para el diseño de los anclajes hormigonados in situ se ha impuesto un límite superior de fć = 70 MPa. Esto es consistente con los Capítulos 11 y 12. La referencia D.25 no exige ensayar los anclajes incorporados a posteriori al hormigón endurecido, con fć mayor que 56 MPa, debido a que en hormigones de muy alta resistencia la expansión de algunos anclajes incorporados al hormigón endurecido puede resultar difícil. Por este motivo, a menos que se lleven a cabo ensayos, para el diseño de anclajes incorporados al hormigón endurecido fć se limita a 56 MPa.

CD.4. REQUISITOS ANCLAJES

GENERALES

PARA

LA

RESISTENCIA

DE

LOS

CD.4.1. Este artículo proporciona requisitos para establecer la resistencia de los anclajes en hormigón. En las Figuras CD.4.1.(a) y CD.4.1.(b) se ilustran diferentes modos de falla del acero y del hormigón en los anclajes. Las referencias D.8 a D.10 incluyen un desarrollo exhaustivo de los modos de falla de los anclajes. Para establecer las resistencias relacionadas con el hormigón se puede utilizar cualquier modelo que satisfaga los requisitos de los artículos D.4.2 y D.4.3. Para anclajes tales como los bulones con cabeza, pernos con cabeza y anclajes incorporados al hormigón endurecido, son aceptables los métodos de diseño en base al desprendimiento del hormigón dados en los artículos D.5.2 y D.6.2. La resistencia del anclaje también depende de la resistencia al arrancamiento del anclaje, establecido en el artículo D.5.3, la resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de hormigón dada en el artículo D.5.4, y de las mínimas separaciones y distancias al borde dadas en el artículo D.8. El diseño de anclajes para tracción reconoce que la resistencia de los anclajes depende de su correcta instalación, cuyos requisitos se incluyen en el artículo D.9. Algunos anclajes incorporados al hormigón endurecido son menos sensibles a los errores y tolerancias de instalación. Esto se refleja en los diferentes factores φ basados en los criterios de evaluación, que se describen en la referencia D.25. También se pueden utilizar procedimientos de ensayo para determinar la resistencia al desprendimiento del hormigón de un único anclaje por tracción y por corte. Sin embargo, se requiere evaluar los resultados de los ensayos sobre una base estadísticamente equivalente a la utilizada para seleccionar los valores para el método de desprendimiento del hormigón "que se considera que satisface" los requisitos del artículo D.4.2. La resistencia básica no se puede considerar mayor que el percentil 5. El número de ensayos debe ser suficiente para tener validez estadística y se debería considerar al determinar el percentil 5. CD.4.2 y 4.3. Los artículos D.4.2 y D.4.3 establecen los factores de comportamiento para los cuales se requiere verificar los modelos de diseño de los anclajes. Existen numerosos enfoques de diseño posibles, y en todos los casos el usuario puede diseñar "conforme a ensayos" utilizando las especificaciones del artículo D.4.2 siempre que haya datos suficientes disponibles para verificar el modelo.


Apéndice D - 3

(i) Falla del acero

(ii) Arrancamiento

(iii) Desprendimiento del hormigón

(v) Hendimiento

(iv) Descascaramiento del recubrimiento lateral

(a) cargas de tracción

(i) Falla del acero precedida por el descascaramiento del

(ii) Arrancamiento del hormigón para anclajes alejados de los bordes libres

(b) cargas de corte

Figura CD.4.1. Modos de falla de los anclajes Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 4

(iii) Desprendimiento del hormigón (b) cargas de corte

Figura CD.4.1 (Cont.). Modos de falla de los anclajes CD.4.2.1. La disposición o colocación de armadura suplementaria en la dirección de la carga, de armadura de confinamiento, o una combinación de ambas, puede mejorar notablemente la resistencia y ductilidad de la conexión anclada. Esta mejora resulta práctica en el caso de los anclajes hormigonados in situ, tal como los utilizados en las secciones premoldeadas. La resistencia al corte de los anclajes con cabeza ubicados cerca del borde de un elemento, se puede aumentar significativamente disponiendo armadura suplementaria apropiada. Las referencias D.8, D.11 y D.12 contienen información sobre el diseño de este tipo de armadura. El efecto de esta armadura suplementaria no está incluido en los ensayos de aceptación de anclajes de la referencia D.25, ni en el método de cálculo en base a la resistencia al desprendimiento del hormigón de los artículos D.5.2 y D.6.2. Para incluir los efectos de la armadura suplementaria el diseñador o proyectista estructural debe confiar en otros datos de ensayo y teorías de diseño. Para los anclajes que superan las limitaciones del artículo D.4.2.2, o para situaciones donde las restricciones geométricas limitan la capacidad de desprendimiento, o ambas, en lugar de calcular la capacidad de desprendimiento se puede disponer armadura orientada en la dirección de la carga y dimensionada para resistir la carga total dentro del prisma de desprendimiento, y totalmente anclada a ambos lados de los planos de desprendimiento. La resistencia al desprendimiento de una conexión no armada se puede considerar como una indicación de la carga a la cual se producirá una fisuración significativa. Si no se la limita, esta fisuración puede representar un problema en condiciones de servicio (ver el artículo CD.6.2.1). CD.4.2.2. El método de diseño en base al desprendimiento del hormigón, que se considera que satisface el artículo D.4.2, fue desarrollado a partir del Método de Diseño del Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 5

Hormigón por Capacidad (CCD - Concrete Capacity Design Method) (ver las referencias D.9 y D.10), el que es una adaptación del Método κ (ver las referencias D.13 y D.14), y se considera preciso, de aplicación relativamente sencilla y capaz de extenderse a disposiciones irregulares. El Método CCD predice la capacidad de carga de un anclaje o grupo de anclajes utilizando una expresión básica para tracción o para corte, para un único anclaje en hormigón fisurado, y multiplicando por factores que consideran el número de anclajes, las distancias a los bordes, la separación, la excentricidad y la ausencia de fisuración. Las limitaciones sobre el tamaño y longitud de empotramiento de los anclajes se basan en el rango de los datos de ensayos actualmente disponibles. Los cálculos de la resistencia al desprendimiento se basan en un modelo sugerido en el Método κ , los que son consistentes con un ángulo del prisma de desprendimiento de aproximadamente 35 grados [Figuras CD.4.2.2(a) y (b)]

Figura CD.4.2.2(a). Cono de desprendimiento para tracción

Figura CD.4.2.2(b). Cono de desprendimiento para corte CD.4.4. Los factores φ para la resistencia del acero se basan en la utilización de fut para determinar la resistencia nominal del anclaje (ver los artículos D.5.1 y D.6.1) y no fy como se utiliza en el diseño de elementos de hormigón armado. Aunque los valores de φ a utilizar con fut parecen bajos, con ellos se obtiene un nivel de seguridad consistente con la aplicación de factores φ mayores a fy. Los factores φ que se utilizan para corte son Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 6

menores que los que se utilizan para tracción. Esto no refleja diferencias básicas del material sino que considera la posibilidad de una distribución no uniforme del corte en las conexiones con múltiples anclajes. Una falla dúctil de un elemento de acero en el dispositivo de fijación, es aceptable si el dispositivo de fijación está diseñado de manera de experimentar fluencia dúctil a un nivel de carga no mayor que el 75 % de la mínima resistencia de diseño de un anclaje (ver el artículo D.3.3.4). Para los anclajes controlados por la falla de desprendimiento del hormigón o por la falla de descascaramiento del recubrimiento lateral, fallas que son más frágiles, se reconocen dos condiciones. Si se dispone armadura suplementaria para fijar el prisma de falla al elemento estructural (Condición A) hay más ductilidad que si no se dispone esta armadura suplementaria (Condición B). En el artículo CD.4.2.1 y en las referencias D.8, D.11, D.12 y D.15 se presenta el diseño de la armadura suplementaria. En el artículo CD.4.5 también se especifican los factores de reducción de la resistencia. Los ensayos de la referencia D.25 en función de la sensibilidad a los procedimientos de instalación determinan la categoría adecuada para cada dispositivo de anclaje en particular. En los ensayos de la referencia D.25 se consideran los efectos de la variabilidad del torque en los anclajes durante su instalación, la tolerancia del tamaño de los orificios perforados, el nivel de energía utilizado al instalar los anclajes y, para los anclajes aprobados para su uso en hormigón fisurado, también se consideran los mayores anchos de fisura. Las tres categorías de anclajes incorporados al hormigón endurecido aceptables son: Categoría 1 – Baja sensibilidad a la instalación y elevada confiabilidad; Categoría 2 – Mediana sensibilidad a la instalación y mediana confiabilidad; y Categoría 3 – Elevada sensibilidad a la instalación y menor confiabilidad. Las capacidades de los anclajes bajo cargas de corte no son tan sensibles a los errores y tolerancias de la instalación. Por lo tanto, para los cálculos al corte de todos los anclajes se debe adoptar φ = 0,75 para la Condición A y φ = 0,70 para la Condición B. CD.4.5. Como se observó en el artículo C9.1, el Código 2002 incorporó los factores de carga de ASCE 7-98 y los correspondientes factores de reducción de la resistencia del Apéndice C del Código ACI 318-99, en los artículos 9.2 y 9.3, excepto que se incrementó el factor correspondiente a flexión. Los estudios realizados para desarrollar los factores φ a utilizar para el Apéndice D se basan en los factores de carga y reducción de la resistencia de los artículos 9.2 y 9.3 del Código ACI 1999. En el artículo D.4.5 se presentan los factores φ resultantes, a utilizar con los factores de carga del Apéndice C de la edición 2002. Los factores φ a utilizar con los factores de carga del Apéndice C del Código ACI 1999 se determinaron de manera consistente con los demás factores φ del Apéndice C del Código ACI 1999. En el artículo D.4.4 se presentan estos factores φ a utilizar con los factores de carga del artículo 9.2 de la edición 2002. Debido a que los estudios para desarrollar los factores φ a utilizar con el Apéndice D, para los modos de falla frágiles del hormigón, se realizaron para los factores de carga y reducción de la resistencia que ahora forman parte del Apéndice C, en este artículo se discute cómo se seleccionaron estos factores φ. Aunque el factor φ correspondiente a hormigón simple del Apéndice C utiliza un valor de 0,65, el factor básico para fallas frágiles del hormigón (φ = 0,75) se seleccionó en base a resultados de estudios probabilísticas (ver la referencia D.16) que indicaron que la


Apéndice D - 7

utilización de φ = 0,65 con valores medios de las fallas controladas por el hormigón, producía niveles de seguridad adecuados. Debido a que las expresiones para resistencia nominal utilizadas en este Apéndice y en los requisitos de ensayos se basan en el percentil 5, el φ = 0,65 sería un valor demasiado conservador. Por comparación con otros procedimientos de diseño y estudios probabilísticos (ver la referencia D.16) se concluyó que se justificaba la elección de φ = 0,75. Para aplicaciones con armadura suplementaria y fallas más dúctiles (Condición A), los factores φ se incrementan. El valor de φ = 0,85 es compatible con el nivel de seguridad para las fallas por corte en vigas de hormigón, y es el valor recomendado en el Manual de Diseño PCI (ver la referencia D.17) y ACI 349 (ver la referencia D.15)

CD.5. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE TRACCIÓN CD.5.1. Resistencia del acero del anclaje en tracción CD.5.1.2. La resistencia nominal a la tracción de los anclajes se representa mejor mediante la expresión Ase fut que mediante Ase fy , ya que la gran mayoría de los materiales de los anclajes no presentan un punto de fluencia bien definido. Desde la edición 1986 de sus especificaciones, AISC (American Institute of Steel Construction) ha basado la resistencia a la tracción de los anclajes en Ase fut . Utilizando la expresión (D-3) junto con los factores de carga del artículo 9.2 y los factores φ dados en el artículo D.4.4 se obtienen resistencias de diseño consistentes con las Especificaciones para Diseño por Factores de Carga y Resistencia de AISC (ver la referencia D.18), documento base del Reglamento Argentino de Estructuras de Acero para Edificios (CIRSOC 301-2000). La intención de la limitación de 1,9fy impuesta a fut es asegurar que, bajo condiciones de cargas de servicio, el anclaje no supere fy . Esta limitación fue determinada convirtiendo los requisitos del Diseño por Factores de Carga y Resistencia (LRFD) a las correspondientes condiciones de cargas de nivel de servicio. Para el artículo 9.2, el factor de carga medio de 1,4 (de 1,2D + 1,6L) dividido por el factor φ más elevado (0,75 para tracción) da como resultado un límite de fut / fy igual a 1,4/0,75 = 1,87. Para el Apéndice C, el factor de carga promedio de 1,55 (de 1,4D + 1,7L) dividido por el factor φ más elevado (0,80 para tracción) da como resultado un límite de fut / fy igual a 1,55/0,8 = 1,94. Para garantizar la consistencia de los resultados, el límite de serviciabilidad para fut se adoptó como 1,9fy. Si la relación entre fut y fy es mayor que este valor, el anclaje puede estar sujeto a cargas de servicio superiores a fy . Aunque no constituye un motivo de preocupación para los anclajes estándares de acero estructural (el máximo valor de fut / fy es 1,6), esta limitación es aplicable a algunos aceros inoxidables. CD.5.2. Resistencia al desprendimiento del hormigón del anclaje en tracción CD.5.2.1. Los efectos de los anclajes múltiples, la separación de los mismos, las distancias a los bordes, sobre la resistencia nominal al desprendimiento del hormigón en tracción, se incluyen aplicando los factores de modificación AN / ANo y ψ2 en las expresiones (D-4) y (D-5). La Figura CD.5.2.1(a) muestra el área ANo y el desarrollo de la expresión (D-6). ANo es la máxima área proyectada para un único anclaje. La Figura CD.5.2.1(b) ilustra ejemplos de las áreas proyectadas para diferentes disposiciones de uno o múltiples anclajes. Debido a que AN es el área proyectada total para un grupo de anclajes y ANo es el área para un único anclaje, en las expresiones (D-4) ó (D-5) no es necesario incluir n, es decir, el


Apéndice D - 8

número de anclajes. Si hay grupos de anclajes dispuestos de manera tal que sus áreas proyectadas se superponen, se requiere reducir el valor de AN de manera acorde.

La distancia crítica al borde para bulones con cabeza, pernos con cabeza, anclajes de expansión y anclajes rebajados es 1,5hef

AN = (c1 + 1,5hef)(2 . 1,5hef) si c1 < 1,5hef

Corte a través de un cono de falla

AN = (c1 + s1 + 1,5hef)(2 . 1,5hef) si c1 < 1,5hef y s1 < 3hef

Planta AN0 = [2 (1,5) hef] [2 (1,5) hef ] = 9 hef2 (a)

AN = (c1 + s1 + 1,5hef)(c2 + s2 + 1,5hef) si c1 y c2 < 1,5hef y s1 y s2 < 3hef (b)

Figura CD.5.2.1. (a) Cálculo de ANO; (b) Áreas proyectadas para un anclaje y grupos de anclajes y cálculo de AN Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 9

CD.5.2.2. La expresión básica para la capacidad del anclaje se dedujo (ver las referencias D.9, D.11 y D.14) suponiendo un prisma de falla del hormigón con un ángulo de aproximadamente 35 grados, considerando los conceptos de la mecánica de fallas. Los valores de k de la expresión (D-7) se determinaron a partir de una gran base de datos de resultados de ensayos en hormigón no fisurado (ver la referencia D.9) correspondientes al percentil 5. Los valores se ajustaron a valores k correspondientes a hormigón fisurado. De acuerdo con las referencias D.10 y D.19, se pueden admitir mayores valores de k para los anclajes incorporados al hormigón endurecido, siempre que hayan sido determinados mediante ensayos de aprobación de productos de acuerdo con la referencia D.25. Si se utilizan valores de k, adoptados de informes de aprobación de productos en base a la referencia D.25, ψ3 se debe considerar igual a 1,0 ya que los resultados de ensayos de aprobación de productos conforme a la referencia D.25 publicados proporcionan valores de k específicos para hormigón fisurado o no fisurado. Para los anclajes con empotramiento profundo (hef > 280 mm) algunos ensayos indican que el uso de hef1,5 puede resultar excesivamente conservador en algunos casos. A menudo estos ensayos se habían realizado con agregados seleccionados para aplicaciones especiales. Se incluye una expresión alternativa (expresión (D-8)) donde se utiliza hef5/3 para la evaluación de anclajes hormigonados in situ con 280 mm ≤ hef ≤ 635 mm. El límite de 635 mm corresponde al rango superior de los datos de ensayo. Esta expresión también puede ser adecuada para algunos anclajes rebajados incorporados al hormigón endurecido. Sin embargo, D.4.2 se debería utilizar junto con resultados de ensayo que justifiquen su aplicación. CD.5.2.3. Para los anclajes influenciados por tres o más bordes, en los cuales cualquier distancia al borde es menor que 1,5hef , la resistencia al desprendimiento del hormigón por tracción, calculada mediante el Método CCD habitual, el cual constituye la base de las expresiones (D-7) y (D-8), lleva a resultados que pueden provocar confusión. Esto se debe a que las definiciones habituales de AN / ANo no reflejan adecuadamente los efectos de los bordes. Sin embargo, si el valor de hef se limita a cmax / 1,5 siendo cmax la mayor de las distancias a los bordes menores o igual que el valor real 1,5hef , este problema se corrige. Como lo indica Lutz (ver la referencia D.20), este valor limitante de hef es el que se debe utilizar en las expresiones (D-6) a (D-11). Este enfoque se comprende mejor cuando se lo aplica a un caso real. La Figura CD.5.2.3 ilustra cómo la superficie de falla tiene la misma área, cualquiera sea el empotramiento, más allá del límite propuesto para hef (h'ef en la Figura). En este ejemplo, el límite propuesto para el valor de hef a utilizar en los cálculos donde hef = cmax / 1,5 da como resultado hef = h'ef = 100 mm/1,5 = 67 mm. Para este ejemplo, éste sería el valor correcto de hef a utilizar para calcular la resistencia, aún si la resistencia de empotramiento real fuera mayor.


Apéndice D - 10

Para el caso que c1 = c2 = c3 = 100 mm Geométricamente hef = 200 mm pero para los cálculos h'ef ≤ (100 mm) / 1,5 = 67 mm

Figura CD.5.2.3. Superficies de falla en elementos angostos para diferentes profundidades de empotramiento CD.5.2.4. La Figura CD.5.2.4(a) muestra la dimensión e'N = eN para un grupo de anclajes, todos ellos traccionados pero con un esfuerzo resultante excéntrico con respecto al baricentro del grupo de anclajes. Los grupos de anclajes pueden estar cargados de manera tal que solamente algunos de los anclajes estén traccionados [Figura Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 11

(CD.5.2.4(b)]. En este caso para determinar e'N solamente se deben considerar los anclajes traccionados. La carga en los anclajes se debe determinar como la tracción resultante en los anclajes, actuando con una excentricidad con respecto al centro de gravedad de los anclajes traccionados. La expresión (D-9) se limita a los casos en los cuales e'N ≤ s/2 , para alertar al diseñador o proyectista estructural que es posible que no todos los anclajes estén traccionados.

Si eN < s/2 entonces e'N = eN

(a) Cuando todos los anclajes de un grupo están traccionados

Para determinar e'N sólo se consideran los anclajes traccionados

(b) Cuando sólo algunos de los anclajes de un grupo están traccionados

Figura CD.5.2.4. Definición de la dimensión e'N para un grupo de anclajes Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 12

CD.5.2.5. Si los anclajes están ubicados próximos a un borde, de manera tal que no hay suficiente espacio para que se desarrolle un prisma de desprendimiento completo, la capacidad de carga del anclaje se reduce aún más con respecto a lo reflejado por AN / ANo . Si el menor recubrimiento lateral es mayor que 1,5hef se puede desarrollar un prisma de desprendimiento completo y no hay reducción (ψ2 = 1). Si el recubrimiento lateral es menor que 1,5hef se requiere el factor ψ2 para considerar el efecto del borde (ver la referencia D.9). CD.5.2.6. Los anclajes incorporados al hormigón endurecido y los anclajes hormigonados in situ, que no han satisfecho los requisitos para su uso en hormigón fisurado conforme a la referencia D.25, solamente se deberían utilizar en regiones no fisuradas. El análisis para determinar la formación de fisuras debería incluir los efectos de la contracción impedida (ver 7.12.1.2). Los ensayos para calificación de anclajes de la referencia D.25 requieren que los anclajes ubicados en zonas de hormigón fisurado, se comporten satisfactoriamente en una fisura de 0,3 mm de ancho. Si se anticipan fisuras de mayor abertura, se debería colocar armadura de confinamiento para limitar el ancho de las fisuras a alrededor de 0,3 mm. Las resistencias al desprendimiento del hormigón dadas por las expresiones (D-7) y (D-8) suponen hormigón fisurado (es decir ψ3 = 1,0) con ψ3 k = 10 para anclajes hormigonados in situ y ψ3 k = 7 para anclajes incorporados al hormigón endurecido (40% mayores para los hormigonados in situ). Cuando se aplican los factores ψ3 para hormigón no fisurado (1,25 para anclajes hormigonados in situ y 1,4 para anclajes incorporados al hormigón endurecido), los resultados son factores ψ3 k igual a 12,5 para anclajes hormigonados in situ y 10 para los incorporados al hormigón endurecido (25% mayores para los hormigonados in situ). Esto concuerda con las observaciones en obra y los resultados de ensayos que indican que la resistencia de los anclajes hormigonados in situ es mayor que la de los anclajes incorporados al hormigón endurecido, tanto para hormigón fisurado como para hormigón no fisurado. CD.5.3. Resistencia al arrancamiento de un anclaje en tracción CD.5.3.2. Las expresiones para determinar la resistencia al arrancamiento dadas en los artículos D.5.3.4 y D.5.3.5 sólo son aplicables a anclajes con cabeza y con ganchos, hormigonados in situ (ver las referencias D.8 y D.21). No son aplicables a anclajes de expansión o rebajados que utilizan diferentes mecanismos para anclar el extremo, a menos que la validez de las expresiones se verifique mediante ensayos. CD.5.3.3. La resistencia al arrancamiento en tracción de los pernos o bulones con cabeza, se puede incrementar colocando armadura de confinamiento, tal como armadura helicoidal con paso pequeño, en la región de la cabeza. Este incremento se puede demostrar mediante ensayos. CD.5.3.4. La expresión (D-13) corresponde a la carga a la cual se comienza a aplastar el hormigón debajo de la cabeza del anclaje (ver las referencias D.8 y D.15), que no es la carga requerida para arrancar completamente el anclaje del hormigón, de modo que la expresión no contiene ningún término relacionado con la profundidad de empotramiento. El diseñador o proyectista estructural debería tener en cuenta que el aplastamiento localizado debajo de la cabeza reducirá significativamente la rigidez de la conexión, y generalmente será el inicio de una falla por arrancamiento del anclaje.


Apéndice D - 13

CD.5.3.5. La expresión (D-14) para bulones con gancho fue desarrollada por Lutz en base a los resultados de la referencia D.21. Se confía solamente en la componente de apoyo, despreciando cualquier componente friccional debido a que el aplastamiento dentro del gancho reducirá significativamente la rigidez de la conexión, y generalmente será el inicio de una falla por arrancamiento del anclaje. Los límites de eh se basan en el rango de las variables utilizadas en los tres programas de ensayo descriptos en la referencia D.21. CD.5.4. Resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral de hormigón de un anclaje con cabeza en tracción Los requisitos para el descascaramiento del recubrimiento lateral se basan en las recomendaciones de la referencia D.22. Estos requisitos son aplicables a anclajes con cabeza que generalmente son hormigonados in situ. La mayoría de los anclajes incorporados al hormigón endurecido están controlados por el hendimiento durante su incorporación y no por el descascaramiento del recubrimiento lateral, lo cual es evaluado por los requisitos establecidos en la referencia D.25.

CD.6. REQUISITOS DE DISEÑO PARA CARGAS DE CORTE CD.6.1. Resistencia del acero de los anclajes en corte CD.6.1.2. La resistencia nominal al corte de los anclajes se representa mejor mediante la expresión Ase fut para el caso de los pernos con cabeza y 0,6 Ase fut para otros tipos de anclajes, que mediante una función de Ase fy , ya que los materiales típicos de los anclajes no presentan un punto de fluencia bien definido. Al utilizar las expresiones (D-17) y (D-18) en conjunto con los factores de carga dados en el artículo 9.2 y con los factores φ del artículo D.4.4, se obtienen resistencias de diseño consistentes con las especificaciones de la referencia D.18. La intención de la limitación de 1,9fy impuesta a fut es asegurar que, bajo condiciones de cargas de servicio, el anclaje no supere fy . Esta limitación fue determinada convirtiendo los requisitos del Diseño por Factores de Carga y Resistencia (LRFD) a las condiciones de carga de servicio correspondientes, comentadas en el artículo CD.5.1.2. CD.6.2. Resistencia al desprendimiento del hormigón de un anclaje en corte CD.6.2.1. Las expresiones para la resistencia al corte fueron desarrolladas a partir del Método CCD, que supone un ángulo del cono de desprendimiento de aproximadamente 35 grados [Figura CD.4.2.2(b)], y considera la teoría de la mecánica de fallas. Los efectos de los anclajes múltiples, la separación de los anclajes, las distancias a los bordes y el espesor del elemento de hormigón sobre la resistencia nominal al desprendimiento del hormigón por corte, se incluyen aplicando el factor de reducción AV / AVo en las expresiones (D-20) y (D-21) y ψ5 en la expresión (D-21). Para los anclajes alejados del borde, el artículo D.6.2 generalmente no será determinante. Para estos casos habitualmente son determinantes las disposiciones de los artículos D.6.1 y D.6.3. La Figura CD.6.2.1(a) indica el área AVo y el desarrollo de la expresión (D-22). AVo es el área máxima proyectada para un único anclaje que aproxima el área superficial del cono o prisma de desprendimiento para un anclaje no afectado por la distancia al borde, la separación o la profundidad del elemento. La Figura CD.6.2.1(b) ilustra ejemplos de las áreas proyectadas para diferentes configuraciones de uno o múltiples anclajes. El área AV es una aproximación del área superficial total del cono de desprendimiento para una Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 14

configuración particular de los anclajes. Debido a que AV es el área proyectada total para un grupo de anclajes y AVo es el área para un único anclaje, no es necesario incluir el número de anclajes en la expresión. La hipótesis ilustrada en el ejemplo superior derecho de la Figura CD.6.2.1(b), para el caso de dos anclajes perpendiculares al borde, es una interpretación conservadora de la distribución del esfuerzo de corte en una base elástica. Si los anclajes están soldados a una placa común, cuando el anclaje más próximo al borde frontal comience a formar un cono de falla, la carga de corte sería transferida al anclaje posterior, más rígido y resistente. Para los casos en los cuales la resistencia nominal no está controlada por elementos de acero dúctil, el artículo D.3.1 requiere que los efectos de las cargas sean determinados mediante análisis elástico. El enfoque de la referencia D.17 (en su artículo 6.5.2.2) sugiere considerar la capacidad incrementada de los anclajes alejados del borde. Debido a que éste es un enfoque razonable, suponiendo que los anclajes están lo suficientemente separados para que las superficies de falla por corte no se intersequen (ver la referencia D.11), el artículo D.6.2 permite este procedimiento. Si las superficies de falla no se intersecan, como generalmente ocurriría si la separación de los anclajes s es mayor o igual que 1,5c1 , luego de la formación de la superficie de falla próxima al borde, la mayor capacidad del anclaje más alejado resistiría la mayor parte de la carga. Como se ilustra en el ejemplo inferior derecho de la Figura CD.6.2.1(b), sería apropiado considerar la totalidad de la capacidad de corte a proveer por este anclaje, con su superficie de falla resistente de mucho mayor tamaño. En este caso no se considera ninguna contribución del anclaje próximo al borde. Es aconsejable verificar la condición del anclaje próximo al borde a fin de impedir una fisuración indeseable bajo condiciones de carga de servicio. En la referencia D.8 se presenta una discusión adicional del diseño para anclajes múltiples. Para el caso de anclajes próximos a una esquina, solicitados por un esfuerzo de corte con componentes normales a cada uno de los bordes, una solución satisfactoria consiste en verificar la conexión independientemente para cada componente del esfuerzo de corte. En la referencia D.11 se discuten otros casos especiales, tales como la resistencia al corte de grupos de anclajes donde los anclajes no tienen las mismas distancias a los bordes. Los requisitos detallados en el artículo D.6.2.1(a) se aplican al caso de un esfuerzo de corte dirigido hacia un borde. Cuando la dirección del esfuerzo de corte se aleja del borde, la resistencia generalmente será determinada por las disposiciones de los artículos D.6.1 ó D.6.3. En la Figura CD.6.2.1(c) se ilustra el caso de un esfuerzo de corte paralelo a un borde. Puede haber algún caso especial donde haya un esfuerzo de corte paralelo al borde, próximo a una esquina. En el ejemplo de un único anclaje próximo a una esquina (ver Figura CD.6.2.1(d)), donde la distancia al borde lateral c2 es igual al 40 por ciento o más de la distancia c1 en la dirección de la carga, la resistencia al corte paralela a ese borde, se puede calcular directamente mediante las expresiones (D-20) y (D-21) utilizando c1 en la dirección de la carga.


Apéndice D - 15

La distancia crítica al borde para bulones con cabeza, pernos con cabeza, anclajes de expansión y anclajes rebajados es 1,5c1

Centro del anclaje donde atraviesa la superficie libre

Borde del hormigón Planta

Vista frontal

Corte lateral

Figura RD.6.2.1.(a). Cálculo de AV0


Apéndice D - 16

si h < 1,5c1

si h < 1,5c1

Av = 2 (1,5c1) h

Av = 2 (1,5c1) h Nota: Una hipótesis de la distribución de esfuerzos indica que la mitad del corte sería crítico para el anclaje frontal y su área proyectada.

si c2 < 1,5c1

si h < 1,5c1

Av = 1,5c1 (1,5c1+c2)

si h < 1,5c1 y s1 < 3c1

Av = [ 2 (1,5c1 ) + s1 ] h

Av = 2 (1,5c1) h Nota: Otra hipótesis de la distribución de esfuerzos [que sólo se aplica cuando los anclajes están rígidamente conectados al dispositivo de fijación] indica que el corte total sería crítico para el anclaje trasero y su área proyectada.

Figura RD.6.2.1.(b). Área proyectada para anclajes simples y grupos de anclajes y cálculo de AV


Apéndice D - 17

Planta

Figura RD.6.2.1.(c). Esfuerzo de corte paralelo a un borde

Planta

Figura RD.6.2.1.(d). Esfuerzo de corte perpendicular a un borde CD.6.2.2. Al igual que la capacidad de desprendimiento del hormigón en tracción, la capacidad de desprendimiento del hormigón por corte, no aumenta con la superficie de falla, la cual es proporcional a (c1)2. En cambio, la capacidad aumenta proporcionalmente a (c1)1,5 debido al efecto del tamaño. La capacidad también es afectada por la rigidez del anclaje y por el diámetro del anclaje (ver las referencias D.9, D.11, D.14). La constante 0,6 que aparece en la expresión de resistencia al corte fue determinada en base a datos de ensayos descriptos en la referencia D.9, correspondientes al percentil 5 y ajustados por la fisuración. CD.6.2.3. Para el caso especial de bulones con cabeza, continuamente soldados a un dispositivo de fijación, los datos de ensayos (ver la referencia D.23, D.24) indican que existe una capacidad de corte algo mayor, posiblemente debido a que la conexión soldada rígida, sostiene al bulón más efectivamente que un dispositivo de fijación donde hay luz libre. Por este motivo se incrementa la resistencia básica a corte. Los límites se imponen para asegurar una rigidez suficiente. En las referencias D.8, D.11 y D.12 se presenta el diseño de la armadura suplementaria. CD.6.2.4. Para anclajes afectados por tres o más bordes, cuando cualquiera de las distancias a los bordes es menor que 1,5c1 , con la resistencia al desprendimiento por corte calculada mediante el Método CCD básico (el cual constituye la base de las expresiones (D-23) y (D-24)), se obtienen resultados seguros pero que pueden llevar a Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 18

confusión. Estos casos especiales fueron estudiados mediante el Método κ (ver la referencia D.14), y el problema fue señalado por Lutz (ver la referencia D.20). De manera similar al enfoque utilizado para los desprendimientos por corte en el artículo D.5.2.3, hay una correcta evaluación de la capacidad, si el valor de c1 a utilizar en las expresiones (D22) a (D-27) se limita a h /1,5. CD.6.2.5. Este artículo proporciona un factor de modificación para un esfuerzo de corte excéntrico actuando hacia el borde sobre un grupo de anclajes. Si la carga de corte se origina por encima del plano de la superficie de hormigón, primero se debería resolver el corte como un corte en el plano de la superficie de hormigón, con un momento que puede, además, provocar o no tracción en los anclajes, dependiendo del esfuerzo normal. La Figura CD.6.2.5 define el término e'v para calcular el factor de modificación ψ5 que considera el hecho de que se aplica más esfuerzo de corte en un anclaje que en el otro, lo cual tiende a hendir el hormigón cerca de un borde. Si e'v ≤ s/2 el procedimiento CCD no es aplicable.

Borde del hormigón

Planta

Figura CD.6.2.5. Definición de e'V CD.6.2.7. Están permitidos los anclajes de expansión de torque controlado y de desplazamiento controlado en hormigón fisurado bajo cargas de corte puro. CD.6.3. Resistencia al arrancamiento del hormigón de un anclaje en corte La referencia D.9 indica que la resistencia al arrancamiento del hormigón por corte se puede aproximar como una a dos veces la resistencia a la tracción del anclaje, con el menor valor apropiado para hef menor que 65 mm.


Apéndice D - 19

D.7. INTERACCIÓN DE LOS ESFUERZOS DE TRACCIÓN Y CORTE Tradicionalmente la expresión de interacción corte-tracción se ha expresado como:

N   u N   n

α

V + u V  n

   

α

≤ 1,0

donde α varía entre 1 y 2. La actual recomendación trilineal es una simplificación de la expresión donde α = 5/3 (Figura CD.7). Los límites se seleccionaron de manera de eliminar el requisito que exige calcular los efectos de interacción cuando los valores del segundo esfuerzo son muy pequeños. Sin embargo, se puede utilizar cualquier otra expresión de interacción, siempre que se verifique mediante datos de ensayo, de acuerdo con el artículo D.4.3.

φNn

 Nu     φ Nn 

5/ 3

 V  + u   φVn 

5/3

=1

Enfoque de interacción trilinear

0,2φNn

0,2φVn

φVn

Figura CD.7. Expresión de interacción de corte y tracción

D.8. DISTANCIAS A LOS BORDES, SEPARACIONES Y ESPESORES REQUERIDOS PARA IMPEDIR LA FALLA POR HENDIMIENTO Las separaciones mínimas, distancias mínimas a los bordes y espesores mínimos dependen fuertemente de las características de los anclajes. Los esfuerzos y torques de instalación en los anclajes incorporados al hormigón endurecido pueden provocar el hendimiento del hormigón que los rodea. El hendimiento también puede ser provocado por el torque posterior, aplicado durante la conexión de los dispositivos de fijación a los anclajes, incluyendo los anclajes incorporados al hormigón endurecido. La principal fuente de los valores correspondientes a separaciones, distancias a los bordes y espesores mínimos para los anclajes incorporados al hormigón endurecido, deberían ser los ensayos específicos para cada producto de acuerdo con la referencia D.25. Sin embargo, en algunos casos durante la etapa de diseño no se conocen los productos específicos que se van a utilizar y por lo tanto se proporcionan valores aproximados que se pueden utilizar en el diseño. CD.8.2. Debido a que el recubrimiento lateral sobre un empotramiento profundo, próximo a un borde, puede afectar significativamente la resistencia al descascaramiento del recubrimiento lateral, especificado en el artículo D.5.4, además de los requisitos normales Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón

Apéndice D - 20

para recubrimiento del hormigón, el diseñador o proyectista estructural puede optar por utilizar un mayor recubrimiento a fin de aumentar la resistencia al descascaramiento. CD.8.3. La perforación de los orificios para los anclajes incorporados al hormigón endurecido puede provocar microfisuración. El objetivo del requisito de una distancia mínima al borde, igual al doble del máximo tamaño de los agregados, es minimizar los efectos de esta microfisuración. CD.8.4. En algunos casos puede resultar deseable utilizar un anclaje de mayor diámetro que lo permitido por los requisitos especificados en los artículos D.8.1 a D.8.3. En estos casos está permitido utilizar un anclaje de mayor diámetro siempre que la resistencia de diseño del anclaje se base en un diámetro menor supuesto para el anclaje, d'o . CD.8.5. Este requisito de espesor mínimo no es aplicable a los bulones pasantes ya que estos bulones están fuera del campo de validez del Apéndice D. Además, las fallas por hendimiento son provocadas por la transferencia de carga entre el bulón y el hormigón. Debido a que los bulones pasantes transfieren su carga de manera diferente a los anclajes de expansión o rebajados, estos bulones no estarían sujetos a los mismos requisitos sobre espesor del elemento. Los anclajes incorporados al hormigón endurecido no deberían estar empotrados una profundidad mayor que 2/3 del espesor del elemento. CD.9. INCORPORACIÓN AL HORMIGÓN DE LOS ANCLAJES Muchas de las características del comportamiento de los anclajes dependen de la correcta incorporación de los anclajes al hormigón. La capacidad y deformaciones de los anclajes se pueden evaluar efectuando ensayos de aceptación de acuerdo con la referencia D.25. Estos ensayos se realizan suponiendo que se seguirán las instrucciones de instalación proporcionadas por el fabricante. Ciertos tipos de anclajes pueden ser sensibles a las variaciones del diámetro de los orificios, las condiciones de limpieza, la orientación del eje, la magnitud del torque de instalación, el ancho de las fisuras y otras variables. Parte de esta sensibilidad, se refleja indirectamente en los valores de φ asignados a las diferentes categorías de anclajes, los cuales en parte dependen de los resultados de los ensayos de seguridad de la instalación. Podrían ocurrir graves desviaciones con respecto a los resultados de los ensayos de aceptación, de acuerdo con la referencia D.25, si se intercambian incorrectamente los componentes de los anclajes, o si los procedimientos y criterios de instalación se apartan de los recomendados. Las especificaciones técnicas del diseño o proyecto deberían requerir que los anclajes se instalen de acuerdo con las recomendaciones del fabricante.


Apéndice D - 21

Cirsoc 201-Hormigon.pdf

Recommend Documents