III CONGRESO COLOMBIANO DE INGENIERIA SISMICA Ensayos de Conexiones Típicas en Colombia de Pórticos Resistentes a Momento de Acero Estructural LUIS GARZA GARZA V. IC. MI. Profesor Universidad Nacional Sede Medellín. .
[email protected] [email protected]
DARLINE CANO CARDONA Ingeniero Civil.
[email protected]
ADRIANA MARÍA MAZO ECHEVERRI Ingeniero Civil.
[email protected] [email protected]
JUAN CARLOS POSADA GIRALDO Ingeniero Civil.
[email protected] [email protected]
CAMILO FERNANDO PABON GONZALEZ Ingeniero Civil.
[email protected]
Se presentan los resultados de ensayos en conexiones de pórticos resistentes a momento de vigas I a columnas tubulares, tubulares, frecuentemente frecuentemente utilizadas, en Colombia, mostrando los errores errores en que se puede incurrir con su uso. Se presenta también una conexión del mismo mismo tipo tipo mejorada con placas de refuerzo y un procedimiento de diseño sugerido. Los resultados del ensayo muestran muestran un comportamiento comportamiento adecuado. RESUMEN:
ABSTRACT: A very common connection of moment frames in Colombia was tested, showing the inconvenience in its use. An improved procedure of design and construction is proposed and showed to be a better alternative alternative to repair this kind of connections, and ensure their reliability.
1. INTRODUCCION
A partir de las lecciones de los Sismos de Northridge y Kobe en 1994 y 1995, respectivamente, se han modificado los conceptos de diseño de conexiones de pórticos resistentes a momento y se ha realizado mucha investigación al respecto. Algunos de los muchos ensayos realizados corresponden a investigaciones sobre las causas de falla de las conexiones, y la gran mayoría, a ensayos que permitan establecer
procedimientos prescriptitos de basados en pruebas escala real.
diseño,
Muchos de dichos ensayos y procedimientos han sido consolidados en la publicación FEMA 350 [ref. 1] cuya recopilación ha dado lugar a recomendaciones para normas posteriores. Incluso, el AISC ha preparado pr eparado el borrador de Conexiones Precalificadas [ref. 2] basado en las recomendaciones de la FEMA y retomando otras investigaciones más actualizadas. En esta última referencia
se establecen procedimientos para el diseño de las conexiones se sección reducida, fig. 1, también conocida familiarmente como “Hueso de Perro”, y para la conexión mediante placas de extremo (End Plates) atornilladas, fig. 2.
Un ejemplo de estas conexiones se muestran en la fig. 3. En algunos casos, también se utilizan perfiles en cajón para las vigas.
Figura 3. Ejemplo de conexión típica
Figura 1. Conexión de sección reducida
Debido a la frecuencia con que se encuentra la anterior configuración, se desarrollaron ensayos con un ejemplo característico, con objeto de estudiar su comportamiento bajo cargas cíclicas, y otro con una conexión del mismo tipo, mejorada con refuerzos para corregir sus deficiencias. El resultado de estos ensayos se muestra en los siguientes capítulos. 2. ENSAYO REFUERZOS.
Figura 2. Conexión de placa de extremo
Sin embargo, los sistemas especificados en las referencias 1 y 2 no corresponden a los utilizados en la práctica común de este tipo de conexiones en Colombia. Como fue establecido por la inspección de varios sistemas utilizados en las ciudades de Bogotá y Medellín [Cano y Mazo, ref. 3], la configuración más común corresponde a columnas en cajón y vigas en perfiles IPE.
DE
CONEXION
SIN
Como se observó en la fig. 3, muchas de las conexiones están soldadas directamente al tubo que forma la columna en forma simple, mediante soldaduras de filete en todas las posiciones, ya que dicha unión se hace frecuentemente en campo. Se consideró que la conexión perteneciera a un pórtico típico como se muestra en la Fig. 4. La geometría del prototipo se muestra en la fig. 5.
Figura 6. Esfuerzos en la conexión sin refuerzos
Figura 4. Prototipo Considerado
Figura 5. Geometría del Prototipo
En la modelación realizada por elementos finitos que se muestra en la fig. 6, se puede observar que existen zonas de concentración de tensiones que se detallan en la fig. 7. La zona de mayores concentraciones es en los extremos de la aleta, seguido de las zonas aledañas y la arista de la columna.
Figura 7. Detalle de concentraciones de esfuerzos
Como se muestra en la fig. 8, la deformación de la conexión es considerable por estar llegando a la cara de una columna relativamente delgada.
Figura 8. Deformada de la conexión sin refuerzo
Para la soldadura de la probeta, se procedió como se realiza en las soldaduras reales, colocándola en posición normal, como se muestra en la fig. 9.
Figura 10. Vista general del ensayo
Los apoyos de la columna se configuraron de manera que pudieran considerarse articulados como se muestra en la fig. 11, y se colocaron deformímetros y galgas extensométricas como se aprecia en la fig. 12.
Figura 9. Soldadura de la probeta
Posteriormente, por razones de facilidad en el marco de reacción del Laboratorio de Estructuras de la Facultad de Minas de la Universidad Nacional en Medellín, se coloco la probeta horizontalmente como se muestra en la fig. 10.
Figura 11. Apoyos de la columna
Figura 12. Extensometros y galgas extensometricas Figura 14. Falla en el borde de la aleta
La historia de carga se aplicó de acuerdo a los protocolos de las Seismic Provisions for Structural Buildings [ref. 4] y se presenta en la fig. 13. HISTORIA DE DESPLAZAMIENTO 6 4 ) % ( 2 A V 0 I R E -2 D -4 -6
Figura 15. Falla de la arista de la columna Figura 13. Historia de cargas
En la fig. 14 y 15 se puede apreciar el inicio de la rotura en el borde de la aleta y posterior rotura en la arista de la columna que se presentó, debido a la alta concentración de esfuerzos que se previó en los modelos de elementos finitos.
Como se observa en la fig. 16, el resultado final en términos de la curva de histéresis muestra una resistencia a flexión muy inferior al Momento plástico Mp nominal y el Momento plástico esperado Mpe, del orden del 15%, de lo que se puede deducir que esta conexión no puede desarrollar la resistencia correspondiente a la hipótesis usual en los modelos de conexiones rígidas. En efecto, en la fig. 17 se muestra que la rigidez de la conexión es prácticamente nula. Se podrá afirmar, de acuerdo a lo anterior, que este tipo de conexión se podría considerar en la práctica como una conexión articulada, cuyo comportamiento a derivas distaría mucho de la hipótesis usual en los modelos de conexión rígida.
600
m m N k 3 0 1 ( O T -8 N E Mpe M O Mp M
M pe
400 200 -6
M
0 -2 -200 0
-4
La geometría seleccionada se basó en consideraciones constructivas y de detallado simple, y se muestra en la fig. 20.
2
4
6
8
-400 -600 ROTACIÓN (%)
Figura 16. Curva de histéresis conexión sin refuerzo
Conexión rígida
0,07
) d a r ( A N M U L O C
Figura 20. Geometría de la conexión reforzada 0,05
0,03
0,01
-0,01
0
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,06
0,07
Como se observa en la fig. 21, en el modelo de elementos finitos se nota una mejora considerable de las concentraciones de tensiones.
VIGA (rad)
Figura 17. Rotación de la conexión sin refuerzo
De lo anterior, se puede ver que el uso de esta conexión debe ser erradicado de la práctica de construcción de edificios. 3. ENSAYO REFORZADA.
DE
CONEXION
Con el fin de establecer un criterio de diseño alternativo para mejorar el comportamiento de la conexión anterior, se realizó un espécimen con la misma geometría, pero implementando refuerzos que disminuyeran las concentraciones de esfuerzos [ref. 5].
Figura 21. Modelo elemento finito conexión reforzada.
Como en el caso de la conexión sin refuerzo, también se realizó el montaje de la forma que se haría en la realidad en posición vertical, fig. 22, para después colocarla en posición horizontal de forma similar a la probeta sin refuerzo.
El sistema de carga que se muestra en la fig. 23 y la historia de carga de la fig. 24 mostraron un resultado considerablemente mejor que la probeta sin refuerzo, con una falla de fluencia clara por pandeo de aletas, como se ha presentado en los ensayos de otros casos, fig. 25.
Figura 22. Montaje de Probeta reforzada Foto 25. Falla en probeta reforzada
Figura 23. Sistema de carga
200 150 100
) 50 m m 0 ( -50 -100 -150 -200
La curva de histéresis de la fig. 26 muestra que su comportamiento permite calificar la conexión para usarla en sistemas DES, que requieren una capacidad de deriva de 4% conservando una resistencia mínima del 80% del momento plástico nominal, y la rotación de la unión es mucho más parecida al ideal de conexión rígida, como se muestra en la fig. 27. 600000
400000
) m 200000 m N k ( 0 o t n e m o -200000 M
Mpr Mp 0.80Mp
-400000
Figura 24. Historia de carga probeta reforzada -600000 -6
-4
-2
0 (rad %)
2
4
6
Figura 26. Curva de Histéresis probeta reforzada
F yc:
mínima tensión de fluencia de la columna, MPa.
0,00001
0,000008
Paso 3.
Definir el ancho d b de las cubre
placas:
d a r 0,000006 ( a n m u l o c 0,000004
b p = 2W i tan 30° + b f Donde: Wi: Conexión rígida
0,000002
0 0
0,000002
0,000004
0,000006
0,000008
0,00001
longitud de la soldadura de filete de la cubre placa inferior a la aleta de la viga, mm. W i = l p -10 mm ancho de la aleta de la viga, mm. b f :
viga (rad)
Figura 27. Rotación de la unión reforzada
Paso 4. Calcular el espesor t p de las cubre
placas:
El procedimiento de diseño de esta conexión es el siguiente: Paso 1.
Calcular el momento plástico M pr esperado: M pr = C pr R y Z b F yb
Donde: factor que tiene en cuenta la C pr : resistencia máxima de la conexión. El valor recomendado es 1.1. coeficiente que relaciona la tensión R y: de fluencia esperada con la mínima tensión de fluencia especificada de la viga. Para acero A36 su valor es 1.5. Zb: modulo plástico de la sección de la viga, mm3. F yb: mínima tensión de fluencia de la viga, MPa. Paso 2.
placas:
l p <
Definir la longitud l p de las cubre
Lbtotal M pr ( Lbtotal + d c )( Lc − d b )
2
−
4 Z c F yc Lc
Donde: Lbtotal : longitud total de la viga, mm. momento plástico esperado, kN-mm. M pr : d c: profundidad de la columna, mm. longitud total de la columna, mm. Lc: d b: profundidad de la viga, mm. Z c: modulo plástico de la sección de la columna, mm3.
t p ≥
M f φ 0.6 F yc d b 2bc
Donde: momento a la cara de la columna M f : calculado a partir del M pr , kN-mm. coeficiente de resistencia igual 0.90. φ : mínima tensión de fluencia de la F yc: columna, MPa. profundidad de la viga, mm. d b: ancho de la columna, mm. bc: Paso 5. Calcular el espesor t w de la soldadura
de filete entre las cubre placas y aletas de la viga: t w ≥
M pr
(
φ 0.6 F EXX 0.707(2W i ) d b − t f
)
Donde: coeficiente de resistencia igual 0.75. φ : F EXX : resistencia del electrodo de la soldadura, MPa. espesor de las aletas de la viga, mm. t f : Si t w es mayor que el menor valor entre t f y t p menos 2 mm, entonces regresar al Paso 2 y aumentar l p. Paso 6.
Calcular la longitud de soldadura de filete longitudinal W l entre la cubre placa superior y la aleta de la viga: M pr 1.5W t W l ≥ − 2φ 0.6 F EXX 0.707t w (d b − t f ) 2
Donde: W t : longitud de la soldadura de filete transversal, mm. W t = b f /3 Paso 7.
Verificar el espesor de la zona de panel cumpliendo con las siguientes ecuaciones: 3bc t c 2 M f φ v Rv = 2φ v 0.6 F y d c t p 1 + ≥ d b d c t p d b t t ≥
d t + wt
90
Donde: φ v: coeficiente de resistencia igual a 1.0. t p: espesor total de la zona de panel que incluye placas de refuerzo, mm. d c: altura total de la sección transversal de la columna, mm. bc: ancho de la columna, mm. t c: espesor de la columna, mm. d b: altura total de la viga, mm. F y: resistencia especificada a la fluencia del acero en la zona de panel, MPa. t f : espesor de la columna, mm. d t: altura de la zona de panel, mm. wt : ancho de la zona de panel, mm. Si no cumple colocar placas de refuerzo y verificar nuevamente este paso. Paso 8. Detallar la placa de cortante como
sigue: •
Longitud: l st = d b − 2k − 50 mm Donde: k = t f + 10 mm
•
Ancho: 4.5d Donde: d : diámetro de los pernos de montaje, mm.
•
Espesor: t wb Donde: t wb: espesor del alma de la viga, mm.
•
Soldadura de filete: t wb -2 mm
4. CONCLUSIONES RECOMENDACIONES.
Y
De acuerdo a lo expuesto anteriormente, se pueden extraer las siguientes conclusiones generales y especificas. 4.1. El detallado de las conexiones en estructuras de acero es crítico y debe realizarse con procedimientos basados en ensayos a escala real. 4.2. La práctica que más frecuentemente se encontró de conexiones en Colombia, a la luz de los ensayos realizados, no ofrece las garantías de comportamiento y seguridad adecuadas. 4.3. Es necesario mejorar el sistema de conexiones estudiado con criterios de diseño como el expuesto en el capítulo 3. Este mismo procedimiento se puede utilizar tanto para conexiones nuevas como para reparar existentes. 4.4. Se considera urgente actualizar las normas de diseño sísmico de Edificios de Acero en Colombia, a los nuevos criterios de diseño, ya que las actuales están basadas en criterios que han demostrado ser inconvenientes en sismos recientes. 4.5. Se debe continuar con ensayos de conexiones, que correspondan a la práctica constructiva en Colombia, con objeto de formar una base de datos confiable que corresponda a los perfiles y sistemas disponibles.
5. REFERENCIAS
1. FEMA 350 Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment- Frame Buildings, Federal Emergency Management Agency. 2000. 2. AISC. Prequalified Connections for Special and Intermediate Steel Moment-Frames for Seismic Applications (Draft). American Institute of Steel Construction, 2004. 3. Cano, D., Mazo, A. “Ensayo Cíclico de Conexiones Sísmicas Resistentes a Momento para Estructuras de Acero” [Tesis], Universidad Nacional de Colombia, Medellín, 2004. 4. AISC. Seismic Provisions for Structural Steel Buildings. American Institute of Steel Construction, 2005. 5. Pabón, C., Posada J. C., “ Diseño y Ensayo de Conexiones VigaColumna en Estructura de Acero. [Tesis], Universidad Nacional de Colombia, Medellín, 2004.
