09-CIDECT - GUÍA DE DISEÑO PARA UNIONES A COLUMNAS by Pedro Antonio Jiménez Sánchez

PARA UNIONES A COLUMNAS DE PERFILES TUBULARES ESTRUCTURALES

CONSTRUCCIÓN CON PERFILES TUBULARES DE ACERO

Editado por:

Comité International pour le Développement et l´Etude de la Construction Tubulaire

Autores:

Yoshiaki Kurobane, Universidad de Sojo, Kumamoto, Japón Jeffrey A. Packer, Universidad de Toronto, Canadá Jaap Wardenier, Universidad Tecnológica de Delft, Holanda Noel Yeomans, Director de la Comisión Técnica del CIDECT

Traductor:

reinisch España, S.L.

Revisión:

Pedro J. Landa, Escuela de Ingenieros Industriales de Bilbao. Departamento Técnico del ICT (Instituto para la Construcción Tubular).

PARA UNIONES A COLUMNAS DE PERFILES TUBULARES ESTRUCTURALES Y. Kurobane, J.A. Packer, J. Wardenier, N. Yeomans

TÃ&#x153;V-Verlag

Bibliografische Information der Deutschen Bibliothek Die Deutsche Bibliothek verzeichnet diese Publikation in der Deutschen Nationalbibliografie; detaillierte bibliografische Daten sind im Internet Ÿber http://dnb.de abrufbar.

ISBN 3-8249-0802-6 © por TÜV-Verlag GmbH, TÜV Rheinland Group, Köln Impreso enteramente por: TÜV-Verlag GmbH, Köln Impreso en Alemania 2005

Prólogo Los perfiles tubulares estructurales de acero, circulares, cuadrados y rectangulares están entre los perfiles estructurales más eficaces para soportar las cargas de compresión. Esta guía de diseño se ha redactado para proporcionar al ingeniero de proyecto la información necesaria para diseñar uniones a columnas de perfil tubular de la forma más eficiente y económica posible. Los perfiles tubulares estructurales de acero son singulares en el mundo de los perfiles estructurales de acero, debido a que su geometría dispone que el material esté distribuido lejos del eje longitudinal, por lo que resultan ideales para su uso como columnas. Esta guía de diseño es la novena de una serie general que ha publicado el CIDECT titulada "Construcción con perfiles tubulares de acero". Las guías de diseño publicadas con anterioridad dentro de esta serie, disponibles en inglés, francés, alemán y español, son: 1. Guía de diseño para nudos de perfiles tubulares circulares (CHS) bajo cargas predominantemente estáticas (1991) 2. Estabilidad estructural de perfiles tubulares (1992, reimpresa en 1996) 3. Guía de diseño para nudos de perfiles tubulares rectangulares (RHS) bajo cargas predominantemente estáticas (1992) 4. Guía de diseño para columnas de perfiles tubulares estructurales sometidas a fuego (1995, reimpresa en 1996) 5. Guía de diseño para columnas de perfiles tubulares rellenos de hormigón bajo cargas estáticas y sísmicas (1995) 6. Guía de diseño para perfiles tubulares estructurales en aplicaciones mecánicas (1995) 7. Guía de diseño para la fabricación, ensamble y montaje de estructuras de perfiles tubulares (1998) 8. Guía de diseño para nudos soldados de perfiles tubulares circulares y rectangulares sometidos a solicitaciones de fatiga (2000) El CIDECT expresa su más sincero agradecimiento a los autores de esta guía de diseño, el Prof. Dr. Yoshiaki Kurobane de la Universidad de Sojo en Japón, el Prof. Dr. Jeffrey Packer de la Universidad de Toronto en Canadá, el Prof. Dr. Jaap Wardenier de la Universidad Tecnológica de Delft en Holanda y el Sr. Noel Yeomans de Corus Tubes en el Reino Unido, por su meticulosidad y profesionalidad en la redacción de los diferentes capítulos. Agradecemos igualmente al CIDECT y a sus miembros sus valiosos comentarios y sugerencias.

CIDECT 2004

ÍNDICE 1

Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9

1.1

Filosofía del diseño . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9

Ventajas de las columnas de perfil tubular. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11

2.1 2.2 2.3 2.3.1 2.3.2

Columnas simples . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11 Columnas rellenas de hormigón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 13 Protección contra el fuego . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 14 Protección externa contra el fuego . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 14 Protección interna contra el fuego . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 15

Sistemas de atornillado por una sola cara . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16

3.1 3.2 3.3 3.4 3.5

Sistema de barrenado con fluencia Flowdrill . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16 Pieza de inserción Lindapter HolloBolt. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 18 Tornillo Huck Ultra-Twist . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 18 Soldadura de espárragos. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19 Otros métodos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19

Clasificación de las uniones. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21

4.1 4.1.1 4.1.2 4.2 4.2.1 4.2.2 4.2.3 4.2.4 4.2.5

Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21 Comportamiento elástico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21 Comportamiento plástico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 23 Diseño de uniones semirrígidas de acuerdo al Eurocódigo 3 . . . . . . . . . . . . . . . . 25 Clasificación de las uniones . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 26 Capacidad resistente a momento . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 27 Rigidez rotacional . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 28 Capacidad de rotación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 29 Diseño conceptual . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 29

Uniones simplemente apoyadas (trabajando a cortante) . . . . . . . . . . . . . . . . 30

5.1 5.2 5.3 5.3.1 5.3.2 5.3.3

Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 30 Estados límite para las uniones simplemente apoyadas (trabajando a cortante). 31 Uniones con una sola placa a lateral cortante (orejetas, aletas) . . . . . . . . . . . . . 31 Ejemplo de diseño para la unión de viga a columna RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . 33 Uniones a columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 35 Uniones con una sola placa lateral a cortante situada en el vértice de una columna RHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 37 Uniones con "placas pasantes" . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 37 Uniones con placas frontales. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 38 Uniones con T . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 39 Uniones con angulares simples y dobles . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 40 Uniones de asiento no rigidizado. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42 Uniones de asiento rigidizado . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42 Uniones de vigas de perfil tubular con columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . 47 Uso de pernos pasantes en columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 47 Influencia de las losas de hormigón en el comportamiento de las uniones . . . . . 48

5.4 5.5 5.6 5.7 5.8 5.9 5.10 5.11 5.12 6

Uniones semirrígidas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 49

6.1 6.2 6.2.1 6.2.2 6.2.3 6.3 6.3.1 6.3.2 6.4 6.4.1 6.4.2 6.5 6.5.1 6.5.2 6.6

Tipos de uniones semirrígidas con elementos de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . 49 Uniones soldadas de vigas y columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . . . . . 50 Elementos de vigas y columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 50 Elementos de vigas y columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 54 Elementos de vigas y columnas CHS y RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 60 Uniones soldadas de vigas I con columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . . . 60 Uniones de vigas I con columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 62 Uniones de vigas I con columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 69 Uniones atornilladas de vigas y columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . . . . 74 Uniones viga-columna CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 74 Uniones viga-columna RHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 74 Uniones atornilladas de vigas I con columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . 75 Uniones de vigas I con columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 76 Uniones de vigas I con columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 76 Ejemplos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 80 Ejemplo 1: Vigas y columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 81 Ejemplo 2: Vigas y columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 85 Ejemplo 3: Vigas I y columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 88 Ejemplo 4: Unión atornillada de viga I con columna RHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . 90

Requisitos especiales para cargas sísmicas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 93

7.1 7.2 7.3 7.4 7.5 7.6 7.7

Comportamiento estructural disipativo y no disipativo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 94 Materiales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 94 Tipos estructurales y factores de comportamiento . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 95 Uniones en zonas disipativas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 97 Diseño de columnas robustas-vigas débiles . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 97 Uniones viga-columna capaces de transmitir momento (uniones rígidas y de resistencia total) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 99 Panel del alma de la columna . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 102

Uniones rígidas (resistencia total) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 105

8.1 8.2 8.2.1 8.3 8.3.1 8.3.2 8.3.3 8.4 8.5 8.6 8.7 8.8

Uniones con diafragmas pasantes para aplicación de soldadura en taller . . . . . 105 Uniones atornilladas con diafragmas pasantes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 111 Ejemplo de diseño de una unión atornillada con diafragma pasante . . . . . . . . . 115 Uniones con diafragmas pasantes para aplicación de soldadura en obra . . . . . . . . 119 Uniones con detalles mejorados . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 119 Uniones para pórticos ordinarios resistentes a momento . . . . . . . . . . . . . . . . . . 121 Uniones reforzadas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 121 Uniones con sección de viga reducida (RBS) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 125 Uniones con diafragmas internos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 126 Uniones con diafragmas externos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 130 Uniones con placas de testa mediante tornillos ciegos. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 136 Uniones rígidas para estructuras situadas en zonas con escasa actividad sísmica . 139

Uniones a columnas rellenas de hormigón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141

9.1 9.2 9.2.1 9.2.2 9.3 9.3.1

Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141 Uniones simplemente apoyadas a cortadura . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141 Introducción de esfuerzos en la columna . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141 Diseño de la unión . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 143 Uniones semirrígidas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 143 Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 143 7

9.3.2 9.3.3 9.3.4 9.3.5 9.3.6 9.4 9.4.1 9.4.2

Uniones soldadas no reforzadas de vigas y columnas de perfil tubular . . . . . . . 144 Uniones soldadas no reforzadas de vigas I con columnas de perfil tubular . . . . 145 Uniones atornilladas de vigas y columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . . . . 146 Uniones atornilladas de vigas I con columnas de perfil tubular . . . . . . . . . . . . . 147 Ejemplos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 149 Uniones rígidas (resistencia total) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 149 Resistencia a cortante del panel del alma de la columna . . . . . . . . . . . . . . . . . . 149 Resistencia a la flexión de las uniones viga-columna . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 151

Uniones de arriostramientos y de celosias a las columnas . . . . . . . . . . . . . 156

10.1 10.1.1 10.1.2 10.1.3 10.1.4 10.2 10.2.1 10.2.2 10.2.3 10.2.4 10.3 10.4

Uniones de arriostramientos a columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 156 Uniones de placas longitudinales a columnas RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 156 Uniones de "placas pasantes" longitudinales a columnas RHS . . . . . . . . . . . . . 162 Uniones de placas longitudinales rigidizadas (casquillo en T) a columnas RHS 162 Uniones de placas transversales a columnas RHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 164 Uniones de arriostramientos a columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 165 Uniones de placas longitudinales a columnas CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 165 Uniones de "placas pasantes" longitudinales a columnas CHS . . . . . . . . . . . . . 165 Uniones de placas longitudinales rigidizadas (sección T) a columnas CHS. . . . 166 Uniones de placas transversales a columnas CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 166 Uniones de arriostramientos a columnas RHS y CHS sometidas a cargas sísmicas . 166 Uniones de celosías a columnas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 166

Empalmes de columnas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 168

11.1 11.1.1 11.1.2 11.1.3 11.1.4 11.2 11.3 11.4 11.4.1

Columnas simples . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 168 Placas de extremo atornilladas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 168 Placas laterales atornilladas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 172 Soldadura. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 173 Empalmes soldados de columnas en zonas sísmicas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 173 Columnas rellenas de hormigón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 175 Claveteado de postes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 176 Ejemplo de diseño . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 177 Placas de extremo atornilladas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 177

Lista de símbolos y abreviaturas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 179

12.1 12.2 12.3 12.4 12.5

Abreviaturas de organismos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 179 Otras abreviaturas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 179 Símbolos generales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 179 Subíndices . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 180 Superíndices . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 181

Referencias. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 182

Anexo A: Investigación sobre diafragmas pasantes. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 196 A.1 A.2 A.3 A.4

Resumen de los ensayos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 196 Evaluación de la capacidad de rotación de las vigas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 199 Resistencia a la flexión de las uniones viga-columna . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 200 Definición del coeficiente de deformación plástica acumulada . . . . . . . . . . . . . . 201 CIDECT . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 204

1 Introducción Los perfiles tubulares estructurales de acero, ya sean circulares, cuadrados o rectangulares, son inherentemente más eficaces como elementos comprimidos, gracias a su forma geométrica, que cualquier otro perfil estructural de acero, como por ejemplo los perfiles I, H, L, etc. Para obtener una estructura técnicamente segura, económica y arquitectónicamente agradable, tanto el ingeniero proyectista como el arquitecto deben ser conscientes, desde un principio, del efecto que tendrán sus decisiones de diseño sobre la fabricación, el ensamble y el montaje de la estructura. Los arquitectos, ingenieros proyectistas, fabricantes y montadores son expertos en sus respectivas áreas de trabajo, aunque, tradicionalmente, trabajan por separado. El arquitecto y el ingeniero proyectista son responsables de la disposición conceptual del diseño, del tamaño de los elementos y, frecuentemente en el caso de construcciones tubulares, de algunos detalles iniciales de las uniones. Todo lo anterior, se realiza generalmente con el único objetivo de la reducción del peso material de la estructura, sin pensar demasiado, en muchos casos, en la fabricación, el ensamble y el montaje. Esta falta de comunicación entre las diferentes disciplinas y, en consecuencia, el inadecuado conocimiento de la interacción entre ellas, lleva a menudo a situaciones en las que no se tienen en cuenta de forma adecuada las consecuencias que dicho diseño tendrá en la fabricación y el montaje, y viceversa. En numerosas ocasiones, la práctica del diseño con el objetivo de peso material mínimo es contraproducente como solución global, ya que se generan costes adicionales al tener una fabricación compleja, así como un montaje en obra complicado, impuesto por el diseño inicial. Esto sólo puede evitarse mediante un diálogo fluido y efectivo entre todas las disciplinas involucradas, de forma que cada una conozca las necesidades de las otras para la realización de una estructura satisfactoria y con una buena relación coste/eficacia. En general, una construcción en acero que utilice perfiles tubulares estructurales diseñados adecuadamente, teniendo en cuenta todo lo anteriormente mencionado, será casi siempre más ligera en términos de peso material que una construcción similar realizada con perfiles de sección abierta. Por ello, aunque los perfiles tubulares estructurales sean más caros que los perfiles de sección abierta en cuanto a su precio por tonelada, el ahorro en el peso global de la estructura, usando los aspectos anteriores, suele generar una mejor relación coste/eficacia y, con ello, una construcción más económica. 1.1 Filosofía del diseño La filosofía del diseño, los requisitos y la terminología pueden variar considerablemente de un país a otro, en lo que se refiere, por ejemplo, a: • diseño por tensiones admisibles o por estados límite; • necesidades o no de robustez (también denominada integridad estructural); • resistencia a la fluencia del material, resistencia a la rotura por tracción o combinación de ambos; • la metodología y el valor específico de los coeficientes parciales de seguridad (o coeficientes de resistencia) para la carga y la capacidad resistente; • los detalles constructivos; • los símbolos utilizados, no sólo para cada país, sino también, en algunos casos, dentro de un mismo país. Metodología del diseño: Esta guía de diseño ha sido redactada siguiendo el método de los estados límite, a menos que se especifique lo contrario. No obstante, si la información suministrada en esta guía de diseño va a utilizarse para realizar un diseño por tensiones admisibles, sugerimos que se emplee un coeficiente de seguridad de 1,5 para las capacidades resistentes proporcionadas en esta guía de diseño. 9

Robustez: En muchos países, los códigos de construcción y las correspondientes reglamentaciones presentan una necesidad de robustez o integridad estructural. Este requisito supone que todas las uniones, incluso las uniones de simple apoyo (a cortadura) sometidas únicamente a esfuerzos cortantes verticales, deben tener además la capacidad de soportar fuerzas nominales horizontales específicas. Esto garantiza que, si en un edificio existe una fuerza horizontal accidental, tanto el edificio como las uniones individuales permanecerán intactas y no colapsarán. Resistencia de los materiales: Los perfiles tubulares estructurales se fabrican en numerosos países, y las especificaciones del producto pueden variar de forma significativa de un país a otro. Estas diferencias pueden incluir el método de fabricación (acabado en caliente o conformado en frío), la resistencia a la fluencia y rotura por tracción, las propiedades de alargamiento e impacto, así como algunas diferencias en las propiedades geométricas y en las tolerancias del perfil tubular. También existen diferencias en cuanto a la definición de la resistencia al esfuerzo cortante; algunos usan 0,6 veces el límite elástico a la tracción, mientras que para otros es el límite elástico a la tracción dividido por 3. En general, en esta guía de diseño se ha empleado ésta última, es decir, el límite elástico a tracción dividido por 3. Coeficientes parciales de seguridad: Los diferentes códigos de construcción utilizan filosofías diferentes para los coeficientes parciales de seguridad sobre resistencia. Algunos códigos, como el Eurocódigo 3, utilizan coeficientes parciales de seguridad ( ) para la resistencia que suelen presentar valores superiores o iguales a 1,0, y que se utilizan como divisores, es decir, (resistencia nominal)/ M. Sin embargo, otros códigos, especialmente en EE.UU. y Australia, emplean coeficientes de resistencia o capacidad ( ) iguales o inferiores a 1,0, y que se utilizan como multiplicadores, es decir (resistencia nominal). No obstante, esta diferencia en la metodología del cálculo tiene escasa repercusión en el diseño, ya que el valor de 1/ M es, generalmente, muy similar al de . En esta guía de diseño, al igual que en las anteriores guías de diseño del CIDECT, todas las expresiones de cálculo relacionadas con la columna de perfil tubular real tienen ya incorporado el correspondiente coeficiente parcial de seguridad (o de resistencia) ( = 1/ ) y, como resultado, no es necesario aplicarles ningún coeficiente parcial de seguridad o de resistencia adicional. Sin embargo, para los elementos de la viga, las placas, los tornillos, etc., el ingeniero proyectista debe utilizar siempre los correspondientes coeficientes parciales de seguridad o de capacidad indicados en el código de diseño que esté empleando. Así, los coeficientes M o sólo deben utilizarse en esta Guía de diseño cuando se indique de forma específica. Detalles del diseño: Los diferentes códigos y especificaciones emplean diferentes detalles de diseño para cuestiones como la separación de los tornillos, las distancias a los bordes desde el eje de los tornillos, las longitudes eficaces de las soldaduras, etc. Esta guía de diseño no pretende establecer valores específicos para ninguna de estas cuestiones, y siempre deben aplicarse los valores especificados en el código que está empleando el ingeniero proyectista. No obstante, en algunos ejemplos de esta guía de diseño, los autores han realizado un diseño detallado utilizando un código de diseño local con el fin de ser más completos. En dichas ocasiones, explícitamente marcadas, los diseñadores deberán seguir utilizando sus propios códigos locales cuando realicen comprobaciones similares. Símbolos: En el mundo se utiliza una gran variedad de símbolos para designar el mismo concepto. Así, por ejemplo, el símbolo utilizado para el limite elástico en los diferentes códigos puede ser Fy o fy o py o Ys o Re, etc. Por ello, en el Capítulo 12 se muestra una lista de los símbolos utilizados en esta guía de diseño. 10

2 Ventajas de las columnas de perfil tubular El radio de giro, especialmente alrededor del eje menor, de un perfil tubular estructural es significativamente mayor que el de un perfil abierto de tamaño y área similares. Esto conduce a una relación de esbeltez mucho menor para la misma longitud eficaz y, con ello, una mayor capacidad de soportar compresión sin pandear. Las tensiones residuales que puedan existir en el interior del perfil debido al método de fabricación utilizado también suelen distribuirse de forma mucho más favorable que como lo hacen en los perfiles abiertos, debido a su diferente forma característica. Además, esto puede generar un aumento en la capacidad de soportar comprension sin inestabilidades. Los perfiles tubulares estructurales están disponibles en longitudes de hasta 12 ó 15 m (40 ó 50 pies), aunque en algunos casos longitudes mayores de hasta 20 m, también están disponibles. Esto permite que, para edificios de hasta 4 plantas, sólo se precisa utilizar un único perfil para cada columna (sin empalmes). Una ventaja adicional de los perfiles tubulares estructurales es que, para un tamaño exterior dado, las dimensiones exteriores del perfil permanecen fijas, independientemente del espesor, mientras que en las columnas de perfil H, las dimensiones interiores se mantienen similares mientras que las dimensiones exteriores varían en función del espesor. Esto significa que, incluso si el área de la sección transversal de la columna se reduce en las plantas superiores, las longitudes de las vigas pueden ser las mismas para todas las alturas del edificio, reduciendo los tiempos de fabricación y montaje de las vigas y, con ello, reduciendo los costes globales.

2.1 Columnas simples En la mayor parte de los países, los códigos y normas de diseño actuales están, o estarán en un futuro cercano, basados en un método de diseño por estados límite. La mayor parte de estos países utilizan, para el cálculo de los elementos comprimidos, varias curvas de pandeo. La designación de estas curvas varía de un país a otro. En Europa, por ejemplo, el Eurocódigo 3 usa las designaciones a, b, c, etc., mientras que otros países utilizan 1, 2, 3, etc. En el Eurocódigo 3 a los perfiles tubulares estructurales acabados en caliente se les asigna la curva a. Asimismo, a los perfiles tubulares estructurales conformados en frío, basándose en la mejora de las propiedades mecánicas del producto ya terminado, producida por la conformación en frío, se les ha asignado la curva c. En la figura 2.1 se muestran las curvas de pandeo dadas en el Eurocódigo 3. Por todo lo anterior, si se utiliza como columna un perfil tubular estructural en lugar de un perfil estructural abierto, se puede conseguir una capacidad de soportar carga centrada mucho mayor o un ahorro considerable de peso. Además, si las columnas están sometidas a solicitaciones de momento respecto de ambos ejes, los perfiles tubulares estructurales suelen tener habitualmente un momento de inercia y un módulo resistente alrededor del eje menor que son mayores que los de un perfil H comparable. El cálculo de elementos comprimidos a base de perfil tubular estructural se define más en detalle en la Guía de diseño sobre Estabilidad estructural de perfiles tubulares del CIDECT (Rondal et al. 1992).

Coeficiente de reducción del límite elástico

Figura 2.1 - Curvas de pandeo de columnas según el Eurocódigo 3

En las figuras 2.2 y 2.3 se muestra un ejemplo. Esta comparación se ha basado en una longitud eficaz de 5 m y en un cálculo según el Eurocódigo 3, con los requisitos del documento de aplicación nacional del Reino Unido, DD ENV 1993 (BSI 1992). Los perfiles utilizados son una columna universal de la serie británica (UC, perfil H), BS 4 (BSI 1993), y dos perfiles tubulares estructurales de la serie europea acabados en caliente, uno cuadrado (RHS) y uno circular (CHS), EN 10210 (CEN 1997), adoptando para todos los perfiles un límite elástico nominal de 275 N/mm2.

203X203X60

250x250x8,0

Perfil H RHS a) masa ~ 60 kg/m

323,9x8,0

CHS

254x254x107

350x350x10

Perfil H RHS b) masa ~ 106 kg/m

355,6x12,5

CHS

Figura 2.2 - Comparación de la capacidad resistente a compresión para perfiles de igual masa

Masa del perfil - kg/m

Basándose en el concepto de masas iguales, la figura 2.2 muestra que, para perfiles con masas de alrededor de 60 kg/m, el perfil tubular estructural presenta una capacidad resistente que es casi el doble de la de la columna universal, mientras que para perfiles con masas de alrededor de 106 kg/m, la capacidad resistente es un 50% superior. En la figura 2.3 se muestra lo inverso de esto, es decir, para capacidades resistentes iguales se puede conseguir un ahorro de masa de cerca del 40% para una capacidad resistente de unos 1000 kN y un ahorro de entre el 30% y el 35% para una capacidad resistente de unos 2100 kN.

203x203x60

200x200x6,3

Perfil H RHS a) capacidades ~ 950 kN

244,5x6,3

CHS

254x254x107

250x250x10

Perfil H RHS b) capacidades ~ 2100 kN

355,6x8,0

CHS

Figura 2.3 - Comparación de masas de perfiles para capacidades resistentes a compresión similares

2.2 Columnas rellenas de hormigón Gracias al agujero que presenta en el centro, un perfil tubular estructural puede rellenarse fácilmente con hormigón, con o sin armaduras de refuerzo, para crear un perfil mixto acero/hormigón, sin necesidad de realizar el encofrado temporal asociado a la ejecución de columnas mixtas partiendo de perfiles abiertos. En general, el hormigón utilizado presenta resistencias en probetas cilíndricas que se encuentran en el rango desde 20 N/mm2 a 50 N/mm2 (resistencias en probetas cúbicas desde 25 a 60 N/mm2). Aunque es posible utilizar hormigones con resistencias superiores, las investigaciones en este área siguen su curso y no existe todavía una guía de diseño CIDECT definitiva a este respecto. Las columnas de perfiles tubulares rellenos de hormigón son mucho más dúctiles que las columnas de hormigón armado o las de perfiles simples, y las uniones para vigas, etc. se pueden diseñar y construir utilizando criterios sencillos de diseño de acero. La ductilidad y la capacidad de rotación de las columnas de perfil tubular relleno de hormigón son mucho mayores que las de otros tipos de columnas mixtas, ya que el hormigón se encuentra confinado por la membrana de acero y no puede salirse de ella aunque se alcance la resistencia última del hormigón. En la figura 2.4 se comparan las capacidades resistentes de los mismos perfiles que se muestran en la figura 2.2.a), aunque también se incluyen las capacidades resistentes de los dos perfiles tubulares estructurales cuando están rellenos de hormigón que tiene una resistencia en probeta cúbica de 40 N/mm2. En ella, se observa un incremento considerable de las capacidades resistentes de los perfiles tubulares, que ahora son alrededor del 170% y 220% superiores a las del perfil tipo columna universal. 13

Capacidad resistente a compresión - kN

203x203x60

Perfil H

250x250x8,0

323,9x8,0

Cuadrado Circular Perfiles tubulares sin rellenar

250x250x8,0

323,9x8,0

Cuadrado Circular Perfiles tubulares rellenos de hormigón

Figura 2.4 - Capacidades resistentes a compresión para perfiles de igual masa (alrededor de 60 kg/m) y rellenos de hormigón

En la actualidad, muchos países, como Australia, Canadá y los países de Europa, utilizan métodos de estados límite para el diseño de columnas mixtas acero/hormigón, mientras que otros, como Japón, siguen utilizando un método de tensiones admisibles. El diseño de los perfiles tubulares estructurales rellenos de hormigón se describe completamente en la Guía de diseño para Columnas de perfiles tubulares rellenos de hormigón bajo cargas estáticas y sísmicas del CIDECT (Bergmann et al. 1995).

2.3 Protección contra el fuego Los perfiles tubulares estructurales son singulares dentro de los perfiles estructurales de acero, en cuanto a que pueden protegerse del daño provocado por el fuego utilizando métodos de protección internos o externos. Al igual que en otros perfiles estructurales de acero, en aquellos casos en los que el tiempo de resistencia al fuego sea corto, de 15 a 30 minutos, puede no ser necesario ningún tipo de protección contra el fuego. La Guía de diseño Nº 4 del CIDECT (Twilt et al. 1995) proporciona información detallada sobre los requisitos de diseño necesarios para ambos métodos de protección contra el fuego, interno y externo, para perfiles tubulares estructurales.

2.3.1 Protección externa contra el fuego Este tipo de protección contra el fuego se puede aplicar a todos los tipos de perfiles estructurales de acero. El grado de protección contra el fuego depende de las propiedades y del espesor del material de aislamiento, del factor de forma (periferia de la superficie calentada dividida por el área de la sección transversal) del perfil de acero y de la carga soportada. Si se utiliza un método de pulverizado o la protección exterior se aplica a brocha, el perfil tubular estructural requiere generalmente un volumen menor de material de protección contra el fuego que un perfil H equivalente, ya que la superficie expuesta al fuego es menor. Así, por ejemplo, en los el casos de perfiles mostrados en la figura 2.3 para una 14

capacidad resistente de aproximadamente 1000 kN, todos presentan un factor de forma en torno a 160, por lo que todos necesitarán el mismo espesor de material para protección contra el fuego. Sin embargo, ambos perfiles tubulares presentan una superficie externa que es aproximadamente el 35% inferior a la del perfil H, por lo que el volumen de material necesario para la protección contra el fuego será también aproximadamente el 35% inferior.

2.3.2 Protección interna contra el fuego El hueco central de un perfil tubular estructural se puede utilizar como un medio para proporcionar la protección contra el fuego necesaria para el perfil, mientras se conservan sus dimensiones externas originales. Se pueden utilizar dos tipos de protecciones internas contra el fuego: relleno de hormigón o relleno de agua. El rellenado con hormigón de los perfiles tubulares estructurales para obtener una columna mixta acero/hormigón ya ha sido descrito anteriormente (sección 2.2), aunque también puede utilizarse como un método de protección contra el fuego. En un incendio, la distribución de la temperatura en un perfil tubular relleno de hormigón es significativamente diferente a la distribución en un perfil tubular vacío. La combinación de materiales con conductividades térmicas marcadamente diferentes produce un comportamiento al calentamiento transitorio extremo y unos elevados diferenciales de temperatura a lo largo de toda la sección. Como resultado de estos diferenciales, se pueden diseñar columnas de perfil tubular rellenas de hormigón armado que presenten una resistencia al fuego de hasta 120 minutos, o más, sin necesidad de protección externa contra el fuego. En esta situación, la idea fundamental es que el acero más el hormigón armado están diseñados para soportar las cargas mayoradas normales en situaciones de no existencia de incendio, y que el hormigón armado está diseñado para soportar las cargas de servicio que son muy inferiores a las que hay que tener en cuenta en la situación de fuego. El rellenado con agua, utilizando un sistema de circulación natural, proporciona un método de protección contra el fuego seguro y fiable para columnas de perfil tubular estructural, dado que el sistema se activa por sí solo en caso de incendio y que el sistema también se autocontrola. En un sistema diseñado de forma adecuada, la circulación natural se activará cuando el fuego caliente localmente las columnas. La menor densidad del agua caliente, en comparación con la del agua de refrigeración restante, produce unos diferenciales de presión que generan la circulación natural. Si el fuego se extiende, este comportamiento se incrementa, aumentando el efecto refrigerador y generando un sistema que se autocontrola. Algunos de los métodos de diseño de un sistema de relleno con agua se describen en la Guía de diseño Nº 4 del CIDECT (Twilt et al. 1995).

3 Sistemas de atornillado por una sola cara Para realizar las uniones en obra existen, principalmente, dos métodos: atornillado y soldadura. El atornillado suele ser el método preferido, a menos que existan circunstancias especiales que dictaminen lo contrario. Para unir los perfiles tubulares estructurales es difícil utilizar tornillos y tuercas estándares, ya que no suele existir un acceso al interior del perfil para poder apretarlos. A menos que se haya adoptado la soldadura en obra como método de unión, para solventar el problema de la unión atornillada de los perfiles suele ser necesario fabricar alguna pieza adicional, con el consiguiente incremento de los costes. Aunque desde hace años existe un cierto número de sistemas de atornillado por una sola cara, o ciegos, éstos no se han empleado normalmente en la construcción metálica, principalmente debido a que presentan un diámetro demasiado pequeño para las aplicaciones estructurales. Por ello, se han realizado muy pocas investigaciones acerca de su resistencia estructural y su comportamiento. Sin embargo, en los últimos años han aparecido un cierto número de sistemas de fijación con tornillos ciegos disponibles en los tamaños (hasta M20, o incluso M24) y resistencias estructurales (ISO grado 8.8, ASTM A325, etc.) adecuados. Los sistemas de fijación con tornilos ciegos utilizan unos tipos especiales de tornillos o piezas de inserción o sistemas especiales de perforación. Como su propio nombre indica, estos sistemas son indicados cuando sólo una de las caras es accesible y, por ello, no es necesario acceder a ambas caras. Esto permite, por ejemplo, que se puedan diseñar los detalles de la unión de una viga atornillada con la columna de perfil tubular estructural de forma similar al diseño de la unión entre una viga y una columna de perfil abierto. Dado que estos sistemas de fijación con tornillos ciegos se encuentran ya disponibles, el CIDECT y otras entidades han llevado a cabo diversos proyectos de investigación y desarrollo, en colaboración con los fabricantes de los sistemas. Estos proyectos han sido utilizados para determinar los requisitos necesarios para el diseño de uniones a columnas de perfil tubular estructural que incorporen estos sistemas. Aunque también se puede disponer de otros sistemas, estos proyectos de investigación se han centrado en los siguientes: el sistema de barrenado con fluencia Flowdrill, la pieza de inserción Lindapter HolloBolt y el tornillo Huck Ultra-Twist, que se describen en las siguientes secciones de este capítulo. No existe un motivo intrínseco por el que estos sistemas no puedan aplicarse a columnas de perfil tubular rectangular y circular. No obstante, el atornillado directo a las columnas de perfil tubular de sección rectangular es un procedimiento ampliamente aceptado, mientras que el atornillado directo a las columnas de perfil tubular de sección circular no es un método habitual al necesitarse placas curvadas cóncavas, en lugar de placas planas. Las secciones 3.1 a 3.5 describen estos métodos/sistemas y sus capacidades resistentes como tornillos individuales en un perfil tubular estructural. En la mayor parte de las uniones que incorporan un grupo de tornillos a tracción, la capacidad resistente de la unión estará casi siempre controlada por la capacidad de deformación (admisible) o por la resistencia a fluencia de la cara del perfil tubular estructural, y no por de la del tornillo individual. Los métodos de diseño y los detalles prácticos sobre estas uniones se describen en la sección 6.5.2. 3.1 Sistema de barrenado con fluencia (Flowdrill) El sistema de barrenado con fluencia es un método patentado para el conformado de orificios por extrusión utilizando una broca de fricción con cuatro lóbulos de carburotungsteno. Los detalles acerca de las herramientas de perforación y el procedimiento están disponibles en la página web del fabricante Flowdrill B.V. en www.flowdrill.nl. El extremo de la broca de carburo-tungsteno forma un cono truncado en el lado opuesto a la cara 16

de trabajo en la pieza y un pequeño resalte en el lado más cercano, que puede retirarse automáticamente con una fresa incorporada en el extremo de la broca. A continuación, el orificio puede roscarse utilizando rodillos roscadores (o de forja), en lugar de uno de corte, para producir un orificio roscado con una longitud de rosca efectiva que es 1,5 a 2,0 veces el espesor del material. El proceso de barrenado con fluencia se muestra de forma esquemática en la figura 3.1. Las ventajas de este sistema son que el equipo especializado se encuentra en el taller de fabricación, que se utilizan tornillos roscados totalmente estándares (no son necesarias las tuercas), que se pueden utilizar disposiciones de orificios para los tornillos análogas a las disposiciones en uniones de vigas y columnas estándar y que no es necesario desplazar ningún equipo especializado hasta la obra.

Figura 3.1 - Esquema de barrenado con fluencia

Los resultados de una serie de ensayos realizados en orificios barrenados con fluencia individuales y en uniones realizadas utilizando el sistema de barrenado con fluencia (Yeomans 1996a y 1996b) han demostrado que este método es adecuado para aplicaciones estructurales. Estos ensayos han mostrado que: • los agujeros generados con el sistema de barrenado con fluencia pueden hacerse tanto en perfiles tubulares acabados en caliente como en los conformados en frío con un espesor que vaya de 5,0 a 12,5 mm; • se pueden hacer agujeros roscados con perfiles de rosca métrica ISO M16, M20 y M24; • los agujeros barrenados con fluencia y roscados pueden ser capaces de soportar la plena capacidad resistente de tornillos a tracción de grado 8.8 (similar a ASTM A325), siempre que el espesor del perfil tubular rectangular (RHS) sea igual o mayor que el espesor mínimo mostrado en la Tabla 3.1, y el RHS tenga una resistencia nominal a la fluencia de 275 a 355 N/mm2;

Tabla 3.1 - Espesor mínimo del RHS para soportar la plena capacidad resistente a tracción del tornillo de grado 8.8

• •

las capacidades resistentes a cortante y a aplastamiento del orificio y del tornillo pueden calcularse de la forma habitual; en la mayor parte de las aplicaciones en las que los tornillos están traccionados, la capacidad de deformación (admisible) o la resistencia a la fluencia de la cara del RHS determinará la capacidad resistente total de la unión y no será limitante la capacidad resistente de cada tornillo individual. Los criterios de diseño se describen en la sección 6.5.2. 17

3.2 Pieza de inserción Lindapter HolloBolt El HolloBolt es un conjunto premontado de tres piezas que consiste en un cuerpo principal, un cono truncado roscado y un tornillo estándar de grado 8.8, tal como se muestra en la figura 3.2. También está disponible un sistema de cinco piezas. Los detalles sobre las dimensiones, las tolerancias del orificio, los requisitos de par torsor a aplicar, etc. están disponibles en la página web del fabricante - Lindapter International PLC en www.lindapter.com.

Figura 3.2 - La pieza de inserción Lindapter HolloBolt

El principio en el que se basa el funcionamiento de la pieza de inserción HolloBolt es el siguiente: una vez colocada la pieza en el orificio, y una vez que los materiales están unidos, el apriete del tornillo impulsa el cono hacia el interior de los lados volados del cuerpo. Cuando esto sucede, los lados volados del cuerpo se abren hacia el exterior, proporcionando la fijación mecánica necesaria para evitar que se pueda sacar la pieza de inserción. Las capacidades resistentes a tracción y a cortadura de la pieza son iguales o mayores que las correspondientes a un tornillo de grado 8.8, aunque se recomienda utilizar las capacidades resistentes del tornillo de grado 8.8 por cuestiones de cálculo (Occhi 1996). Al igual que en el sistema de perforación Flowdrill, en aquellas uniones en las que el tornillo, o los tornillos, estén traccionados, la capacidad de deformación (admisible) de la cara del RHS (o su límite elástico) será el factor determinante, y no la capacidad resistente de la pieza de inserción individual (Yeomans 1998), a menos que la cara del perfil tubular esté reforzada. Los criterios de diseño se describen en la sección 6.5.2. 3.3 Tornillo Huck Ultra-Twist El tornillo Ultra-Twist es un conjunto premontado fabricado por Huck International Inc. cuyos detalles sobre dimensiones, tolerancias, requisitos de par torsor, etc. están disponibles en www.huck.com/industrial. En la figura 3.3 se muestra una imagen ampliada del elemento de fijación. El tornillo Ultra-Twist se coloca utilizando una atornilladora eléctrica para la fijación y se introduce en orificios 2 mm mayores que el diámetro exterior de los tornillos, la cual es la holgura convencional para orificios para fijación. Estos tornillos presentan resistencias a la tracción, capacidades resistentes a corte y tracción combinados que cumplen con los requisitos de los tornillos ASTM A325 (equivalentes a ISO grado 8.8, Sadri 1994 y Korol et al. 1993), de forma que las capacidades resistentes a tracción, cortante y aplastamiento de los elementos de fijación individuales se pueden calcular de la forma habitual. Sin embargo, al igual que anteriormente, en aplicaciones en las que se usa un grupo de tornillos a tracción, la capacidad de deformación (admisible) de la cara del perfil tubular, o el límite elástico de la misma será, casi siempre, el factor determinante en el diseño (véase la sección 6.5.2), a menos que la cara del perfil tubular esté reforzada de alguna manera. 18

Figura 3.3 - Imagen ampliada del elemento de fijación Huck Ultra-Twist

3.4 Soldadura de espárragos Para llevar a cabo las uniones también se pueden usar espárragos soldados a las columnas de perfil tubular estructural. Hay disponibles varios tipos de espárragos de diferentes fabricantes, los cuales presentan diferentes requisitos para su instalación y diferentes capacidades portantes. Para determinar los parámetros de soldadura y las capacidades resistentes de la unión se han llevado a cabo diversas investigaciones (Maquoi et al. 1985). Dado que la soldadura es un método adecuado, y que los espárragos están certificados de la misma manera que los tornillos, la capacidad resistente de los espárragos individuales se puede basar en los métodos de cálculo normales de tornillos y tuercas, aunque realizando comprobaciones adicionales sobre el punzonamiento y desgarro del perfil tubular. Si los espárragos se van a soldar a los perfiles tubulares en el taller de fabricación, se debe prestar especial cuidado para evitar daños durante el traslado hasta la obra. Nuevamente, en uniones que contengan un grupo de espárragos traccionados, la capacidad de deformación (admisible) de la cara del perfil tubular, o el límite elástico de la misma será casi siempre el criterio determinante (véanse los capítulos 5, 6 y 8), a menos que la cara del perfil tubular esté reforzada.

3.5 Otros métodos Hay disponibles otros métodos para realizar uniones atornilladas que puedan fijarse desde una sola cara. Dos de ellos se describen brevemente a continuación. El primer método consiste, simplemente, en la perforación y roscado del perfil tubular, aunque suele ser necesario un espesor de pared de 16 mm o más para generar suficiente capacidad resistente a la extracción. El otro método (Kato 1988) consiste en perforar agujeros en el perfil tubular que sean suficientemente grandes como para introducir una tuerca del tamaño necesario, para seguidamente soldar la tuerca en el perfil tubular enrasada al mismo nivel que la superficie exterior del mismo.(véase la figura 3.4). 19

Placa fijada Perfil tubular

Figura 3.4 - Tuercas soldadas a la pared del perfil tubular

4 Clasificación de las uniones Este capítulo proporciona información general sobre la clasificación de las uniones. En los capítulos 5, 6 y 8 posteriores se dan algunas guías de diseño sobre las uniones a columnas de perfil tubular para uniones trabajando a cortante (articuladas), semirrígidas y rígidas, respectivamente. El capítulo 9 contiene una guía de diseño específica para las uniones a columnas rellenas de hormigón.

4.1 Introducción En el pasado, la mayor parte de los proyectistas diseñaban las uniones viga-columna como uniones articuladas o como rígidas. Sin embargo, en la realidad, la rigidez real de una unión casi siempre estará en algún punto entre esas dos situaciones extremas, es decir, la unión se comporta de forma semirrígida. Además, la capacidad resistente de una unión no rigidizada puede ser inferior a la correspondiente a la viga unida, en cuyo caso se denomina "resistencia parcial". El uso de uniones semirrígidas puede ofrecer una reducción considerable de los costes globales de los pórticos, ya que no se suelen necesitar rigidizadores o se necesitan muchos menos que en las uniones rígidas. Así, por ejemplo, los cálculos de costes de pórticos semirrígidos hechos de vigas I o H muestran una reducción en los costes del 10 al 20% sobre los correspondientes a pórticos rígidos, dependiendo de la disposición estructural y de los perfiles utilizados. Por otra parte, no sólo hay que tener en cuenta los costes del material y de la mano de obra para las columnas, las vigas y las uniones, sino que hay que considerar otros efectos como el canto de la viga o el evitar colocar arriostramiento temporal.

Nota: en esta guía de diseño (versión castellano), los términos "unión" y "conexión" no utilizan la definición proporcionada en AISC (1997), sino la del Eurocódigo 3. En AISC, se utiliza en sentido inverso.

4.1.1 Comportamiento elástico En las figuras 4.1 y 4.2 se representa el efecto de la rigidez de la unión sobre el diagrama de momentos flectores elástico para una viga sometida a una carga uniformemente distribuida. La figura 4.1 muestra el diagrama de momentos flectores elástico en la viga con extremos articulados, con extremos empotrados y con extremos semirrígidos. Se puede observar que, con las uniones semirrígidas, se puede influir de forma considerable en la forma del diagrama de momentos flectores elástico.

Figura 4.1 -Viga con varias condiciones en los extremos

La rotación de la unión j viene dada por: j =

q · L3b 24Elb

Mj · L b 2Elb

siendo Mj = Sj · j

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .4.2

q · L3b Sj · j · L b 2Elb 24Elb

ó j =

Mj Sj

ó Mj =

q · L3b 24Elb

q L 2b 12

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.1

Mj · L b 2Elb

Sj (Kb + Sj)

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .4.3

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.4

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .4.5

donde Kb = 2El b /L b

Mb =

q · L 2b - Mj 8

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.6

Basándose en estas relaciones, en la figura 4.2 se muestra el momento flector en el centro de la viga Mb y los momentos de las uniones Mj para diferentes rigideces de la unión Sj.

1,00

Figura 4.2 - Variación de los momentos en apoyo y centro de viga con la rigidez de la unión (Anderson et al, 1997)

4.1.2 Comportamiento plástico Si se utiliza un análisis rígido-plástico, la capacidad resistente a momento de las uniones es de importancia primaria, pero la capacidad de admitir rotación también es importante, Así, por ejemplo, si la rigidez de la unión de la viga mostrada en la figura 4.1 es muy baja, puede alcanzarse primero el momento plástico resistente de la viga Mpl en el centro del vano. Como consecuencia, la capacidad resistente a momento de las uniones en los extremos Mj sólo puede alcanzarse si la viga tiene suficiente capacidad de rotación en la rótula plástica, En el caso de uniones con rigidez muy baja, esta situación no se puede dar, como en la unión "e" de la figura 4.3.

Figura 4.3 - Varias curvas características M-

Si la rigidez de la unión es elevada, se puede alcanzar primero la capacidad resistente (parcial) de las uniones de los extremos (por ejemplo, la unión "b" de la figura 4.3). Ahora, estas uniones deberían presentar suficiente capacidad de deformación para poder alcanzar, para incrementos sucesivos de la carga, el momento plástico resistente de la viga en el centro. Así, para realizar un análisis adecuado de los pórticos con uniones semirrígidas, se necesita una descripción del comportamiento momento-rotación. Para ello, se necesitan datos sobre: • • •

rigidez (estado límite de servicio y estado límite último), resistencia (estado límite último) y capacidad de rotación.

Sin embargo, toda esta información no está disponible todavía para las uniones tubulares viga-columna. Otras opciones incluyen que la rigidez sea tal que las uniones puedan clasificarse como (casi) rígidas o (casi) articuladas, según se discute en otros capítulos. Para ambos casos, se pueden proporcionar los límites para el cálculo. Sin embargo, las deformaciones (flechas) sólo se pueden determinar correctamente si se dispone de la rigidez del nudo. =

5q · L 4b 384Elb

Mj · L b2 8Elb

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.7

Combinada con la ecuación 4.5 da: =

5q L 4b 384Elb

4Sj 5(Kb + Sj)

. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.8

La figura 4.4 muestra esta relación entre la flecha en el centro del vano de la viga de la figura 4.1 y la rigidez de la unión Sj.

Figura 4.4 - Variación de la flecha en el centro del vano de la viga con la rigidez de la unión (Anderson et al. 1997)

4.2 Diseño de uniones semirrígidas de acuerdo al Eurocódigo 3 En esta sección se presenta brevemente el método de análisis utilizado en el Eurocódigo 3 para uniones semirrígidas entre perfiles I y H. Este método se conoce como el "método de los componentes" y se emplea para determinar la resistencia y rigidez de las uniones semirrígidas. Estas uniones son, fundamentalmente, uniones resistentes a momento y pueden ser soldadas o atornilladas (con placas frontales o con casquillos de angulares). Nota: Durante el proceso de redacción de esta guía de diseño, el CEN estaba reorganizando y actualizando el Eurocódigo 3. Las uniones se tratarán ahora en su parte 1.8.

Las uniones entre perfiles tubulares se tratan en el Eurocódigo 3. Parte 1.8. En él se trata, principalmente, la resistencia última de las uniones cargadas axialmente, aunque también se dan las fórmulas para algunos tipos de uniones resistentes a momento entre perfiles tubulares circulares o rectangulares. Sin embargo, no se suministra información alguna sobre las rigideces. En esta parte 1.8, se distinguen los diferentes tipos de uniones , tal y como se muestran en la figura 4.5. Método de análisis global

Tipos de uniones

Elástico

Nominalmente articulada Rígida

Semirrígida

Rígido-Plástico

Nominalmente articulada Resistencia total

Resistencia parcial

Elástico-Plástico

Nominalmente articulada Rígida y resistencia total

Semirrígida y resistencia parcial Semirrígida y resistencia total Rígida y resistencia total

Tipo de modelo de nudo Simple

Continua

Semicontinua

Figura 4.5 - Tipos de uniones de acuerdo al Eurocódigo 3.

En un análisis global elástico, las uniones se clasifican en función de su rigidez, en un análisis rígido-plástico las uniones se clasifican en función de su resistencia, y en un análisis elástico-plástico las uniones se clasifican en función de su rigidez y de su resistencia. Para realizar los análisis elástico y elástico-plástico es necesario disponer de la rigidez rotacional de una unión semirrígida. Un método simplificado consiste en utilizar la rigidez rotacional inicial Sj,ini hasta 2/3 Mj* y Sj,ini /η, para valores mayores como los mostrados en la figura 4.6. El valor de η se encuentra entre 2 y 3,5, dependiendo del tipo de unión. Por otra parte, un método aún más simplificado consiste en utilizar el valor de rigidez correspondiente a Mj* para todos los valores de Mj.

Figura 4.6 - Modelo M- de acuerdo al Eurocódigo 3

4.2.1 Clasificación de las uniones La clasificación por rigidez se muestra en la figura 4.7. Todas las uniones que se encuentren dentro de la zona marcada como "semirrígida" deben clasificarse como semirrígidas. Las otras dos zonas pueden considerarse opcionalmente como semirrígidas, si resulta conveniente.

Figura 4.7 - Límites para la clasificación por rigidez de las uniones viga-columna (EC3)

La clasificación por resistencia es la siguiente: Resistencia total - cuando la capacidad resistente de cálculo frente a momento de la unión es tal que los momentos plásticos resistentes de la(s) columna(s) o viga(s) conectada(s) son los primeros en alcanzarse. Articulada - cuando la capacidad resistente de cálculo frente a momento de la unión no supera el 25% de la capacidad resistente de cálculo a momento necesaria para una unión con resistencia total. Resistencia parcial - cuando las capacidades resistentes de cálculo frente a momento de la unión se encuentran entre los límites anteriores o, también, para todas las capacidades resistentes de cálculo frente a momento de la unión que sean inferiores al momento plástico resistente de la viga unida. 26

4.2.2

Capacidad resistente a momento

La capacidad resistente a momento de la unión se basa en la resistencia de todos los componentes, los cuales pueden fallar (véase la figura 4.8). Así, por ejemplo, el comportamiento a rotura de una unión viga I-columna I (capacidad resistente y rigidez) puede ser asimilado al que corresponde a una longitud de sección T equivalente. La combinación de todas estas rigideces y capacidades resistentes da como resultado el comportamiento de la unión. Así, para cada componente de la unión se da una referencia para determinar la capacidad resistente, la rigidez y, cuando está disponible, la capacidad de rotación. Grotmann (1997) analizó el comportamiento de algunas uniones soldadas y atornilladas entre vigas de perfil I o H y columnas de perfil tubular rectangular basándose en el método de los componentes. En principio, utilizó una metodología comparable a la de la figura 4.8 y similar a la utilizada por Togo (1967) para las uniones tubulares conocidas como modelo de anillo. Para las columnas RHS, no se trata de un anillo, sino de un pórtico con una cierta longitud eficaz (véase la figura 4.9). La longitud eficaz equivalente puede calcularse a partir de un mecanismo de líneas de plastificación para el ala de la columna RHS de la unión que genere una capacidad resistente similar. En casos particulares, este investigador obtuvo buenas correlaciones con las curvas momento-rotación reales. Sin embargo, en otros casos se produjeron grandes desviaciones. Por ello, es necesario realizar investigaciones adicionales antes de que este método pueda utilizarse en el diseño de uniones a columnas de perfil tubular.

Figura 4.8 - Modos de fallo de los componentes reales y de las alas de las secciones T equivalentes para uniones atornilladas viga-columna (vigas I)

Figura 4.9 - Pórtico simplificado para comportamiento de componentes

4.2.3 Rigidez rotacional La rigidez rotacional de una unión se determina a partir de las flexibilidades de sus componentes básicos. En la figura 4.10 se muestra un modelo avanzado (Jaspart 1997). Sin embargo, en el Eurocódigo 3 se dan únicamente las rigideces correspondientes a cada uno de los resortes lineales que simulan cada componente de la unión entre perfiles abiertos.

Figura 4.10 - Ejemplos de modelos de resortes empleados para una unión atornillada viga-columna con una placa de testa (Jaspart 1997)

En la figura 4.10, los resortes hacen referencia al comportamiento de los siguientes componentes: k1: alma de la columna (compresión) k3: alma de la columna (tracción) k5: tornillo (tracción)

k2: ala de la viga (compresión) k4: ala de la columna (flexión) k7: placa de testa (flexión)

Los resortes k1 a k2 y k3 a k7 trabajan en serie, mientras que los resultantes de k3,1 a k7,1 con k3,2 a k7,2 trabajan en paralelo. Para los resortes en serie, las deformaciones se suman para la misma fuerza, mientras que, para los resortes en paralelo, las fuerzas se suman para la misma deformación, como se muestra en la figura 4.10.

4.2.4 Capacidad de rotación Con respecto a la capacidad de rotación disponible, en el Eurocódigo 3 se dan algunas indicaciones, aunque existen investigaciones en curso encaminadas a determinar la capacidad de deformación necesaria para varios sistemas, así como determinar la capacidad de rotación disponible para varias configuraciones de uniones (Boender et al. 1996).

4.2.5 Diseño conceptual En el diseño conceptual de pórticos de acero no se conocen las dimensiones reales de las uniones, pero se deben hacer hipótesis sobre la rigidez y la resistencia de las uniones. Steenhuis et al. (1994, 1996) y Jaspart (1997) proporcionan indicaciones acerca de los valores de rigidez para varios tipos de uniones semirrígidas entre perfiles abiertos. Posteriormente habrá que verificar los valores reales de rigidez, Sj,act, para comprobar que no se desvían más allá de los siguientes límites (Steenhuis et al. 1994): para pórticos arriostrados: 8S j, app Elb si Sj, app< 8El b entonces 10El b + S j,app L b Lb

Sj, act

10S j, app Elb 8El b - S j, app Lb

..................... 4.9

para pórticos no arriostrados:

para Sj, app<

25El b entonces Lb

24Sj, app Elb 30S j, app Elb ................ 4.10 Sj, act 30Elb + S j, app L b 24Elb - S j, app L b

Si se cumplen estas limitaciones, la diferencia entre la capacidad de soportar carga del pórtico obtenida por el cálculo con el valor aplicado (Sj, app) y la obtenida por el cálculo con la rigidez real (Sj, act) será inferior al 5%. Las ecuaciones anteriores (4.9 y 4.10) son también aplicables a uniones semirrígidas entre perfiles tubulares.

5 Uniones simplemente apoyadas (trabajando a cortadura) 5.1 Introducción Se supone que los extremos de los elementos con uniones simplemente apoyadas presentan una rotación sin restricciones o libre para rotar al someter el elemento a carga. Sin embargo, en realidad, las uniones simplemente apoyadas poseen una cierta restricción rotacional. Este hecho se discute con mayor detalle en el capítulo 4, en donde se proporcionan las clasificaciones de las uniones en rígidas, semirrígidas y articuladas, basándose en la rigidez rotacional inicial de la unión de acuerdo al Eurocódigo 3. Esta pequeña resistencia al momento suele despreciarse, y la unión se idealiza como completamente flexible. Por lo tanto, las uniones simplemente apoyadas se dimensionan para soportar la reacción en el extremo o el esfuerzo cortante de la viga apoyada. No obstante, las uniones simplemente apoyadas deben seguir proporcionando flexibilidad para poder aceptar las necesarias rotaciones en los extremos de la viga apoyada. Para conseguirlo, se permite una acción inelástica en la unión para los niveles de carga especificados (no mayorados). Así, para los sistemas de pórticos simples, la respuesta momento-rotación de la unión (como se muestra en la figura 4.7) permanece lineal únicamente en los estados iniciales de carga. En algunos países, los códigos de construcción presentan un requisito de integridad estructural/robustez que verifican que todas las uniones simplemente apoyadas, además de soportar el esfuerzo cortante vertical paralelo a la columna, sean capaces de soportar una carga horizontal nominal actuante en perpendicular a la columna. Esto garantiza que, si en un edificio existen fuerzas horizontales accidentales, las uniones permanecerán intactas y el edificio no colapsará. Suponiendo que la carga horizontal nominal en la unión se produce bajo la misma combinación de cargas que produce la reacción máxima (cortante) en la unión del extremo de la viga, se determina que la fuerza resultante en la unión se inclinará hacia el eje de la columna. Esto es similar a lo que ocurre en el caso de un elemento de arriostramiento inclinado conectado a la columna, el cual se detallará en el capítulo 10. Cuando los elementos se diseñan con uniones simplemente apoyadas, se debe prever la estabilización del pórtico para cargas gravitatorias, así como para resistir las cargas laterales. Muchas de las uniones simplemente apoyadas (cortante) habituales que se utilizan para unir vigas de perfil I con columnas de perfil I se pueden utilizar también con columnas de perfil tubular. Éstas incluyen las uniones con angulares simples y dobles (casquillos), las de asiento rigidizado y no rigidizado, las hechas con una sola placa lateral a cortante (también denominadas "orejetas" o "aletas") y las de uniones en T (Packer y Henderson 1997, AISC 1997, SCI 1991). Un tipo de unión que es exclusivo de las uniones de perfiles tubulares es la unión con placa pasante. Debe destacarse que esta alternativa es raramente necesaria por motivos estructurales, y que conlleva un aumento significativo de los costes, cuando bastaría con utilizar una unión con una sola placa lateral a cortante. En las columnas de perfil tubular, las variaciones en las sujeciones están más limitadas, ya que la soldadura del elemento de conexión a la columna de perfil tubular suele realizarse en taller y luego se atornilla a la viga apoyada. Excepto para las uniones de asiento, el atornillado se realizará al alma de una viga de perfil I (u otro perfil abierto). En general, el despalmillado de la viga no es necesario, excepto el despalmillado del ala inferior (eliminación de parte del alma y de las alas inferiores) con uniones con doble angular, debido a consideraciones prácticas de montaje (la viga suele bajarse verticalmente con su alma entre los angulares). Las uniones simplemente apoyadas viga-columna también pueden hacerse en columnas RHS mediante atornillado directo a la pared de la columna. En este tipo de uniones, la viga, que normalmente presenta una placa frontal soldada a nivel en el taller, puede atornillarse en la obra a la columna utilizando "tornillos ciegos" o tornillos normales en orificios barrenados con fluencia. Estos métodos de fijación se describen en el capítulo 3. Una ventaja del atornillado directo a la columna RHS es que las sujeciones no sobresalen de la columna, por lo que el transporte y el montaje son más sencillos al ser necesarios 30

menores cuidados. Los ensayos realizados en uniones simplemente apoyadas viga-columna RHS que utilizan sistemas de atornillado por una sola cara no han evidenciado ningún modo de fallo especial, por lo que estas uniones simplemente apoyadas pueden calcularse utilizando las prácticas normales (Yeomans 1996, Korol et al. 1993, Sherman 1995, France et al. 1999). 5.2 Estados límite para las uniones simplemente apoyadas Existe un cierto número de estados límite asociados a los tornillos, a los elementos de conexión (placas, angulares, Tes), a las soldaduras y a las almas de las vigas que son aplicables en el cálculo de todas las uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante, tanto si se trata de columnas de perfil tubular como de perfil abierto, y para dichos criterios de cálculo deben seguirse las normativas nacionales o regionales de proyecto con acero estructural. Además de estos estados límite, se deben comprobar los siguientes modos de fallo potenciales para uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante en el caso de columnas de perfil tubular (AISC 1997): (i) resistencia a la fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a una soldadura (para todos los tipos de unión); (ii) punzonamiento a través de la pared del tubo (únicamente para uniones con una sola placa lateral a cortante); (iii) plastificación de la pared del tubo, utilizando un mecanismo de líneas de plastificación (únicamente para uniones de asiento rigidizado con columnas RHS). La forma de efectuar la comprobación de los tres modos de fallo anteriores en varios tipos de uniones se describe en la siguiente discusión. El tipo (iii) anterior, que representa un fallo por flexión de la cara del perfil tubular, no es un estado límite (con la excepción mencionada), ya que la rotación en la extremidad de una viga apoyada en ambos extremos está limitada y es insuficiente para desarrollar un mecanismo de líneas de plastificación en la cara conectada de la columna (AISC 1997). No obstante, los ensayos realizados por Sputo y Ellifritt (1991) sobre uniones de asiento rigidizado a las almas de columnas de perfil I mostraron que un mecanismo de líneas de plastificación puede ser un estado límite aplicable. Dado que esta situación (unión a un elemento plano que está apoyado en los dos extremos opuestos situados a una gran distancia) es similar a la de la cara de la columna RHS, el mecanismo de líneas de plastificación se considera un posible estado límite para las uniones de asiento rigidizado (AISC 1997). La inclusión de este modo de fallo reconoce que todas las "uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante" siguen teniendo cierta rotación en los extremos de la viga unida. 5.3 Uniones con una sola placa lateral a cortante (orejetas, aletas) Cuando se selecciona el tipo de unión, debe tenerse en cuenta que las columnas RHS pueden tener una anchura menor que el alma o el ala de la columna de perfil I equivalente, restringiendo la anchura del elemento de conexión bien sea el lado del angular o el ala de una T. Además, a menudo, el esfuerzo cortante mayorado a trasmitir en una unión es bajo, por lo que una elección lógica y económica suele ser una unión con una sola placa lateral a cortante, como la mostrada en la figura 5.1. White y Fang (1966) llevaron a cabo uno de los primeros estudios experimentales sobre uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante con columnas RHS, pero este tema recibió escasa atención durante los siguientes 20 años. Posteriormente, Sherman y Ales (1991) y Sherman (1995) han estudiado un gran número de uniones simplemente apoyadas de pórticos usando vigas de perfil I y columnas RHS, en las que el esfuerzo impuesto en la columna fue predominantemente cortante. En total, desde un punto de vista estructural, se consideraron nueve tipos de uniones simplemente apoyadas de pórticos usando columnas RHS y se realizó una revisión de los costes relativos de cada uno de ellos. Dicha revisión mostró que las uniones más baratas son las de una sola placa lateral a cortante y las de un solo casquillo de angular. Las uniones usando dos casquillos de angular y las uniones con casquillos de T soldados por el ala son algo más caras, mientras que las uniones con casquillo biselado en T soldando ala y alma y las uniones con placas pasantes se encuentran entre las más caras (Sherman 1995). 31

Sección A - A Figura 5.1 - Unión con una sola placa lateral a cortante

Los ensayos efectuados sobre uniones con una sola placa lateral a cortante se realizaron con tornillos apretados a tope y con tornillos completamente pretensados. Las uniones con tornillos apretados a tope presentaban las mismas capacidades resistentes últimas y excentricidades que las de los tornillos pretensados. (La excentricidad es la distancia desde la cara de la columna hasta el punto de momento nulo de la viga, o la distancia desde la cara de la columna hasta la línea de acción de la reacción de corte de la viga). Sin embargo, a las cargas de trabajo, los tornillos pretensados producen mayores excentricidades (hasta el punto de contraflexión/inflexión en donde el momento negativo pasa a ser momento positivo) y, con ello, mayores momentos de extremidad en las columnas. Se halló que la distorsión local que se producía en la pared de la RHS (para uniones en una o ambas caras de la RHS) tenía una influencia despreciable en la resistencia de la columna, siempre que la RHS no presente paredes delgadas ni esbeltas. La definición de "esbelta" que aquí se utiliza es una relación entre anchura y espesor para la zona plana de la cara de unión de la RHS que supera 1,4 (E/fc,y) (AISC 1997). En este documento también se realizó una extrapolación de esta provisión para columnas CHS, en donde las uniones con una sola placa lateral a cortante estaban permitidas para columnas CHS no-esbeltas sometidas a carga axial, que se definió mediante dc/tc 0,114E/fc,y. Así, suponiendo que la pared de la columna no es esbelta (de acuerdo con los límites anteriores), lo cual se produce en la mayor parte de las columnas en la práctica, no existe una ventaja especial por el uso de placas pasantes (Sherman 1995). Un posible modo de fallo de la unión con una sola placa lateral a cortante consiste en la deformación de la placa lateral debido al retorcimiento de la viga. Por ello, se recomienda que a las vigas largas no arriostradas soportadas mediante uniones con una sola placa lateral a cortante se les proporcione apoyo lateral en las proximidades de la unión. La alternativa es evitar usar uniones con placas laterales en dichas situaciones. Del amplio rango de uniones probadas por Sherman (1995, 1996), sólo se identificó un estado límite para la columna RHS. Se trataba de una rotura por punzonamiento relacionada con la rotación del extremo de la viga cuando una placa lateral a cortante gruesa se juntaba a una columna RHS con paredes relativamente finas. Dos uniones fallaron cuando la placa lateral se separó de la pared de la columna RHS por la parte superior de la placa alrededor del perímetro de las soldaduras. Un criterio simple que permite evitar este modo de fallo es garantizar que la resistencia a la tracción de la placa sometida a carga axial (por unidad de longitud de la placa) sea menor que la resistencia a cortante de la pared de la RHS a lo largo de dos planos (doble cortadura) (por unidad de longitud de la placa). Así (Sherman 1995, AISC 1997), 1 fp,y tp · (unidad de longitud) < 2 2 (0,60fc,u) tc · (unidad de longitud) .............................5.1 32

En la desigualdad anterior, la parte izquierda correspondiente a la resistencia a la tracción de la placa, se multiplica (para el diseño en estados límite) por un coeficiente de resistencia de 1 = 0,9 para fluencia. El lado derecho de la desigualdad, correspondiente a la resistencia al cortante de la pared de la RHS (para el que se considera que la tensión última de corte es 0,6 veces la tensión última de tracción), se multiplica por un coeficiente de resistencia 2 = 0,75 para rotura por punzonamiento (AISC 1997). Por lo tanto,

tp < (fc,u /fp,y) tc

.........................................................................................5.2

5.3.1 Ejemplo de diseño para unión a columna RHS El siguiente ejemplo muestra todos los estados límite típicos que hay que comprobar en la unión mediante una sola placa lateral a cortante de una viga de perfil I con una columna RHS, junto con el criterio único dado por la ecuación 5.2. Para ello, es necesario ajustarse a una normativa de cálculo de acero estructural en estados límite particular. Para el ejemplo, se ha utilizado la norma canadiense CAN/CSA-S16.1-94 (CSA 1994).

Unión de una viga W410 x 39 Grado 350W a una columna RHS 203 x 203 x 8,0 Grado 350W Clase C mediante una sola placa lateral trabajando a cortante, que sea capaz de desarrollar la capacidad resistente de la viga a cortante. (Una viga de perfil I de aproximadamente 410 mm de canto y un peso de 39 kg/m, de acero de límite elástico 350 N/mm2, que va a unirse a una columna RHS de sección cuadrada conformada en frío que mide 203 mm x 203 mm x 8 mm, de acero de límite elástico fc,y = 350 N/mm2 y tensión última mínima fc,u = 450 N/mm2).

Capacidad resistente a cortante de la viga: V* = 484 kN = capacidad resistente a cortante necesaria en la unión Especificación CSA

Espesor de la placa lateral a cortante: Esbeltez de la zona plana de la cara de la RHS= (bc - 4tc)/tc [7,95 mm, es el espesor de cálculo del perfil RHS 203 x 203 x 8,0] = (203 - 4(7,95))/7,95 = 21,5 < 1,4 (E/fc,y) = 33,5 Por lo tanto, la columna RHS no es "esbelta" y se puede aplicar la ecuación 5.2. Usando placas de Grado 300W con fp,y = 300 N/mm2 y fp,u = 450 N/mm2. tp < (fc,u /fp,y) tc = (450/300)7,95 = 11,93 mm Por ello, se eligen placas con un espesor de 10 mm.

Tornillos necesarios: Haciendo que las roscas de los tornillos no pasen por el del plano de corte, los tornillos trabajan a cortadura simple, y probando con 4 tornillos M22 ASTM A325 en orificios punzonados. Resistencia total a cortante de los tornillos, Vb* = 4 · (127) = 508 kN > 484 kN. Con tornillos en orificios punzonados, el diámetro efectivo del orificio = diámetro del tornillo + 4 mm = 26 mm (24 mm de punzonado para orificios de diámetro de 22 mm + 2 mm de holgura para tener en cuenta los daños en el borde del orificio causados por el punzonamiento). 33

Resistencia al aplastamiento: Tanto el alma de la viga (espesor = 6,4 mm) como la placa trabajando a cortante (tp = 10 mm) están hechas con aceros de tensión última 450 N/mm2, por lo que el aplastamiento será crítico en el elemento más fino (alma de la viga). B* = 3 3 tb,w db n fb,w,u

Especificación CSA

= 3(0,67)(6,4)(22)(4)(0,450) = 509 kN > 484 kN. En la expresión anterior se utiliza un coeficiente de resistencia 3 = 0,67 para el fallo asociado a un elemento de fijación (equivalente a un coeficiente parcial de seguridad de 1,5).

Longitud de la placa: La distancia libre entre la raíz de los cordones de la viga para el perfil W410 x 39 = 348 mm Manual CISC Por ello, se escoge una longitud de placa, Lp = 340 mm.

Resistencia al esfuerzo cortante de la pared del tubo adyacente a las soldaduras: V* = 2 1 Lp tc (0,6fc,y)

Manual AISC

= 2(0,9)(340)(7,95)(0,6)(0,350) = 1022 kN > 484 kN.

Roturas de la sección neta de la placa trabajando a cortante: Los cuatro tornillos se colocarán formando una línea, de forma similar a la mostrada en la figura 5.2. En general, se deben comprobar todas las posibles lineas de fallo. Tras colocar los tornillos como se muestra en la figura 5.2, se comprobarán dos posibles rutas de fallo, como se ilustra en dicha figura. (Se considera que la tensión última a cortante es 0,6 veces la tensión última a tracción). Para la figura 5.2(a): V* = 0,85 1 Ae fp,u

Especificación CSA

= 0,85(0,9)(340 - 4(26))(10)(0,6)(0,450) = 487 kN > 484 kN. Para la figura 5.2(b): V* = 0,85 1 Ae fp,u

Especificación CSA

= 0,85(0,9)[3(70-26)(0,6) + (65-13)(0,6) + (65-13)](10)(0,450) = 559 kN > 484 kN. Esta linea de fallo es mucho menos crítica que la mostrada en la figura 5.2(a), ya que, aunque la longitud de la línea de fallo es la misma, en este caso existe una parte que se encuentra en tracción en lugar de a cortante.

Roturas de la sección neta del alma de la viga: No es crítica, a menos que la viga esté despalmillada.

Fluencia de la sección bruta de la placa trabajando a cortante: V* = 1 Ag (0,6·fp,y)

Especificación CSA

= 0,9(340)(10)(0,6)(0,300) = 551 kN > 484 kN.

Soldaduras en ángulo: Se selecciona un electrodo multiusos con una resistencia última de 480 N/mm2. Al realizar la soldadura en toda la longitud de la placa, a ambos lados, se tiene una resistencia al corte de la soldadura de 0,762 kN/mm para una soldadura de 5 mm (Manual CISC). Por lo tanto, V* = 2(340)(0,762) = 518 kN > 484 kN. Así, se elige un tamaño de cordón de soldadura en ángulo (cateto del cordón) de 5 mm. En general, esta soldadura se realizará alrededor de toda la placa. En este procedimiento de cálculo no se ha realizado la comprobación del efecto producido por el momento flector en la soldadura causado por la excentricidad de la línea de acción del esfuerzo cortante respecto de la cara del RHS.

Figura 5.2 - Dos posibles líneas de fallo para la rotura de la sección neta de la placa trabajando a cortante

5.3.2 Uniones a columnas CHS Este tipo de unión es muy popular (véanse las figuras 5.3 y 5.4), ya que los elementos de conexión no necesitan ser redondeados ni cóncavos. Al contrario, las placas trabajando a cortante verticales se pueden soldar, con soldadura en ángulo en todo el perímetro, directamente a la cara de la columna CHS. Como se indica en la sección 5.3, este tipo de unión estaría permitido para aquellas columnas CHS que no son "esbeltas"; es decir, dc/tc 0,114E/fc,y. Aparte de esta condición, el procedimiento de diseño es el mismo que el descrito en la sección 5.3.1 para la unión a columna RHS.

Figura 5.3 - Uniรณn con una placa lateral trabajando a cortante a columna CHS

Figura 5.4 - Uniรณn con una placa lateral trabajando a cortante a columna CHS

Las figuras 5.1 y 5.3 se detallan de tal forma que el plano de simple cortadura de la unión atornillada se alinea con el eje de simetría de la columna. Aunque ésta sea una práctica común, existe una alternativa que consiste en alinear el eje de simetría de la viga con el eje de simetría de la columna. Es de suponer que la capacidad resistente de la unión será prácticamente idéntica en ambas disposiciones.

5.3.3 Uniones con una sola placa lateral trabajando a cortante situada en el vértice de una columna RHS Una variante de la unión mostrada en la figura 5.1 consiste en unir la placa al vértice de la columna RHS, como se muestra en la figura 5.5. De esta forma, la placa se une a una zona mucho más rígida del perfil transversal de la columna, evitando cualquier consideración sobre la esbeltez de la pared de la columna RHS, como se describe en la sección 5.3.

Sección D- D

Figura 5.5 - Unión con una sola placa lateral trabajando a cortante situada en el vértice de una columna rectangular

Estas uniones han sido ensayadas por White y Fang (1966) y no se ha observado ningún estado límite de fallo especial. Sin embargo, hay que destacar que, si se utilizan columnas RHS conformadas en frío, hay que tener especial cuidado si se pretende llevar a cabo una soldadura intensa, ya que el material del tubo tendrá una menor ductilidad en los vértices. 5.4 Uniones con "placas pasantes" En la unión con placa pasante mostrada en la figura 5.6, las dos caras opuestas de la columna (tanto RHS como CHS) están ranuradas, de forma que la placa de apoyo puede pasarse completamente a través de la columna de perfil tubular. A continuación, la placa se suelda a ambas caras de la columna RHS o CHS. 37

Sección E - E Figura 5.6 - Unión con placa pasante

La placa actúa como refuerzo de la cara del tubo. Por ello, si se desea colocar una sola placa y la columna es de sección "esbelta", este tipo de unión es preferible frente a la unión con una sola placa lateral trabajando a cortante (véase la sección 5.3). No obstante, la unión con placa pasante es bastante más cara que la unión con una sola placa lateral trabajando a cortante, por lo que ésta última es la que debe utilizarse si resulta suficiente. Cuando se lleva a cabo una unión a ambos lados de la columna, utilizando una placa pasante larga o ampliada, la parte de la placa que queda en el interior del perfil tubular está sujeta a un momento flector uniforme. Para uniones largas, esta parte de la placa puede tender a pandear de modo lateral-torsional antes de llegar a la fluencia, a menos que el ancho de la columna sea pequeño (AISC 1997). 5.5 Uniones con placas frontales Una unión flexible con placa frontal, generalmente con un espesor de placa de sólo 8 ó 10 mm, puede ser de canto parcial y soldarse al alma de la viga para conseguir un nudo simple o articulado. Los ensayos llevados a cabo por France et al. (1999, 1999a) sobre dichas uniones a columnas RHS, utilizando conectores flowdrill, han mostrado que estas uniones cumplen el criterio EC3 para nudos articulados (véase la figura 4.7). Una práctica común ha sido usar una placa frontal de canto total que se suelda al alma y a las alas de la viga, obteniendo lo que comúnmente se denomina una unión con placa frontal a nivel, pero los ensayos han confirmado que este tipo de unión es semirrígida según el criterio EC3. Las uniones semirrígidas se discuten en el capítulo 6. France et al. (1999, 1999a) encontraron que, como podía esperarse, el canto, la anchura y el espesor de la placa frontal, la localización de los tornillos y el espesor de pared de la columna afectan, todos ellos, a la rigidez y resistencia de la unión. Sin embargo, no observaron estados límite especiales, aparte de los ya conocidos para las uniones atornilladas convencionales. En algunas uniones se comprobó la influencia de la carga de compresión actuante en la columna, siendo todas las columnas RHS "no esbeltas" de acuerdo con el límite dado en la sección 5.3. Para las columnas RHS de esta categoría, las tensiones axiales en las columnas de hasta el 50% del limite elástico tienen escasa repercusión en el comportamiento como unión simplemente apoyada trabajando a cortante. Los ensayos de Sherman (1995) para uniones con placas frontales en el alma, atornilladas a columnas RHS con conectores de barrenado con fluencia también confirman estas recomendaciones. 38

Una desventaja de las uniones con placas frontales es que el atornillado a la columna hay que llevarlo a cabo en obra utilizando un sistema de atornillado por una sola cara (o "ciego") (véase el capítulo 3). Este tipo de unión, al igual que los tipos de unión que se presentan a continuación, sólo es adecuado para columnas RHS, y no para columnas CHS.

5.6 Uniones con T En este tipo de uniones, mostrado en la figura 5.7, el ala de la T viene soldada desde el taller a la columna RHS, y el alma de la T se atornilla en obra al alma de la viga. Sherman (1995) ha realizado ensayos de estas uniones con el ala de la T más estrecha que la RHS, con la soldadura vertical en ángulo, y con el ala de la T más ancha que la RHS, con soldadura vertical en ángulo sobre la ranura formada por el radio de encuentro de la esquina del tubo con el ala de la T. Ambos detalles se comportan correctamente, pero soldar en ángulo al "plano" de la RHS es una alternativa más económica.

Figura 5.7 - Unión con T

White y Fang (1966) propusieron originalmente que la relación anchura-espesor del ala de la T debía ser mayor o igual a 10 para proporcionar la flexibilidad deseada. Las investigaciones posteriores llevadas a cabo por Astaneh y Nader (1990) sobre uniones con T para columnas pesadas de perfil I concluyeron que una relación anchura-espesor del ala de la T mayor o igual a 13 proporciona suficiente flexibilidad para que las uniones sean consideradas como simplemente apoyadas (o articuladas). Este hecho ha sido verificado por Dawe y Mehendale (1995) mediante ensayos de esfuerzo cortante en uniones con T a columnas RHS. Existe poca diferencia de capacidad resistente entre el caso en el que la T está centrada y el caso en el que está descentrada (para permitir que la viga esté centrada con el eje de simetría de la columna). AISC (1997) recomienda finalmente que, para garantizar la ductilidad rotacional, el alma de la T (o cuerpo) tenga un espesor menor o igual a db/2 + 2 mm. Este mismo criterio también podría aplicarse a una sola placa lateral trabajando a cortante o a una placa pasante. Como se indicó en la sección 5.2, el único estado límite exclusivo de la pared de la RHS que hay que comprobar es la resistencia a fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a las soldaduras verticales (suponiendo que el ala de la T está soldada en la zona plana de la columna RHS). 39

5.7 Uniones con angulares simples y dobles Una unión con angular simple (o casquillo de angular), véase la figura 5.8, se hace colocando un angular en el que una cara se une con el alma de la viga y estando el angular soldado en taller a la columna RHS. Se recomienda hacer una soldadura en forma de L para proporcionar la flexibilidad adecuada a la unión, a lo largo del borde vertical del angular y por la parte inferior del mismo, además de añadir una pequeña longitud soldada en la parte superior del angular (véase la figura 5.9).

Figura 5.8 - Uniones con angulares simples a columna RHS

Sección A - A

Sección B - B Figura 5.9 - Unión con doble angular

Debe evitarse la soldadura de toda la parte superior del angular, ya que impediría que existiera cierta flexibilidad (AISC 1997). A menudo se selecciona un angular de 100 mm x 75 mm, con el lado de 75 mm soldado a la RHS. AISC (1997) también recomienda un espesor mínimo de 10 mm (para tornillos M20 y M22) o de 12 mm (para tornillos M24). Si se desea usar soldadura en ángulo en el borde vertical del angular efectuando la soldadura en el "plano" de la RHS, y el eje del alma de la viga se va a mantener en línea con el eje de la columna RHS, será necesario utilizar columnas con una dimensión en la cara de unión de 200 mm o mayor. Si las columnas RHS son estrechas, se puede soldar cada angular a lo largo de la ranura (vertical) formada por el radio de encuentro de la esquina del tubo con el ala del angular mediante soldadura en ángulo. Suponiendo que se utiliza el anterior método de soldadura (en ángulo sobre el "plano" de la RHS), el único estado límite exclusivo de la pared de la columna RHS que hay que comprobar es la resistencia a la fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a la soldadura vertical. Una unión con doble angular (o dos casquillos de angular), según se muestra en la figura 5.9, es una de las uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante más tradicionales. La pareja de angulares se suelda en el taller a lo largo del borde exterior de cada una de ellas, con una pequeña soldadura en la parte superior del angular (véase la figura 5.9), y posteriormente se atornilla en obra al alma de la viga. Esta unión es sensible a las tolerancias de fabricación en el taller, y puede ser necesario apalancar los dos angulares para permitir la entrada del alma de la viga en obra. Es conveniente despalmillar la parte inferior de la viga (véase la figura 5.9) para que los montadores puedan colocar la viga bajándola entre los angulares. Si la viga está despalmillada, se debe comprobar la rotura en bloque de corte en el alma de la viga (un desgarro del alma de la viga, con la línea de rotura pasando a través de los orificios para los tornillos). Las uniones con doble angular permiten que los tornillos trabajen a doble cortadura junto a una buena flexibilidad y, al ser simétricas, la unión elimina cualquier torsión lateral. Los fabricantes pueden preparar detalles de angulares normalizados que se encuentran en almacén, en vez de tener que preparar componentes especiales como las Tes. Por ello, muchos manuales de diseño en acero consideran este tipo de unión como "diseños de uniones prenormalizadas". Sherman (1995) ha verificado la idoneidad de las uniones con doble angular a columnas RHS y, suponiendo que el 41

borde del angular está soldado al "plano" de la columna RHS, el único estado límite exclusivo de la pared de la columna RHS que hay que comprobar es la resistencia a la fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a las soldaduras verticales (AISC 1997).

5.8 Uniones de asiento no rigidizado Una unión de asiento no rigidizado se hace con un angular para el asiento y un angular en la parte superior, tal como se ilustra en la figura 5.10. borde soldado o atornillado

colocación del angular superior

colocación alternativa

longitud del angular

Figura 5.10 - Unión de asiento no rigidizado

Las uniones de asiento son habituales para uniones con cargas ligeras y para aplicaciones como en las uniones de perfiles abiertos de acero. Mientras que se supone que el asiento soporta toda la reacción en el extremo de la viga apoyada, el angular superior (normalmente de dimensiones 100 mm x 100 mm x 100 mm) debe colocarse tal como se muestra en la figura, o en la posición lateral alternativa, para obtener un comportamiento y una estabilidad satisfactorios. Para proporcionar a la unión la flexibilidad adecuada, sólo se suelda a la columna RHS el borde del pie del angular superior. El espesor del angular superior debe ser de 6 mm o superior para poder acomodar la soldadura en ángulo de tamaño mínimo al ala de la viga o la RHS. Incluso si no se ha calculado la transferencia de esfuerzo cortante horizontal entre las alas de la viga y los angulares de asiento, se recomienda colocar dos tornillos M20 Grado 8.8 (o ASTM A325) en el angular de asiento inferior. También se pueden utilizar dos tornillos para unir el angular superior al ala de la viga, o se puede utilizar una soldadura en ángulo en el borde del pie del angular superior. De nuevo, el único estado límite exclusivo de la pared de la columna RHS que hay que comprobar es la resistencia a la fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a las dos soldaduras verticales al angular de asiento inferior (AISC 1997). 5.9 Uniones de asiento rigidizado Una unión de asiento rigidizado se realiza de la misma forma que una unión de asiento no rigidizado, excepto por el hecho de que el angular de asiento se sustituye por una T (tanto una T estructural como compuesta de dos placas), en donde al alma (o cuerpo) de la T se coloca verticalmente y el ala de la T (sobre la que asienta la viga) se coloca horizontalmente (véase la figura 5.11). 42

0,2hp

Figura 5.11 - Unión de asiento rigidizado

Nuevamente, se supone que el asiento soporta toda la reacción del extremo de la viga apoyada, y los comentarios que se han hecho anteriormente para el angular superior de la unión de asiento no rigidizado también son aplicables en este caso. La viga apoyada puede estar atornillada a la placa de asiento (ala de la T) con dos tornillos de capacidad igual o superior a M20 Grado 8.8 (ASTM A325), para tener en cuenta el efecto palanca provocado por la rotación del nudo en carga última. Se recomienda no soldar la viga a la placa de asiento. Además, para vigas de tamaño habitual (AISC 1997), la distancia (Lb) desde la cara de la columna RHS hasta el eje de los tornillos no debería superar el valor mayor de: la mitad de la longitud de la placa de asiento (Lp) medida en perpendicular desde la cara de la columna RHS y 67 mm. El espesor de la placa de asiento horizontal (o ala de la T) debe ser de al menos 10 mm. Las soldaduras que unen las dos placas deben tener una resistencia no inferior a la que tienen las soldaduras horizontales en el soporte bajo el asiento. También se recomienda de forma conservadora que el espesor del alma (o cuerpo) de la T, tp (véase la figura 5.11) sea (AISC 1997): tp (fb,y /fp,y) tb,w

y también cw .....................................................................5.3

en donde w es el tamaño de la soldadura (cateto del cordón) y c = 1,5 para fp,y de 350 N/mm2, suponiendo que las soldaduras están hechas con un electrodo que tiene una resistencia última de 480 N/mm2. Alternativamente, si el material del alma (o cuerpo) de la T presenta fp,y de 250 N/mm2, pero se utiliza el mismo tipo de electrodo (sobrecapacidad), se puede tomar c como 2. Como se menciona en la sección 5.2, existen dos estados límite para la cara de la RHS que hay que comprobar: (i) (ii)

resistencia a la fluencia por cortante de la pared del tubo adyacente a las dos soldaduras verticales a lo largo del alma (o cuerpo) de la T. Este modo de rotura ha sido citado en numerosas ocasiones y un ejemplo de los cálculos se muestra en la sección 5.3.1. plastificación de la pared del tubo, utilizando un mecanismo de líneas de plastificación rotacional. La resistencia de cálculo en los estados límite para la cara de unión de la columna RHS sometida a carga de momento en el plano se da en la sección 6.1.2 de la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al. 1992), para un nudo en T de RHS a RHS. Ese modo de fallo mediante líneas de plastificación sólo se considera aplicable para uniones que presentan relaciones entre las anchuras (la relación en este caso entre la anchura del ala del asiento respecto a la anchura de la columna RHS) inferiores o iguales a 0,85. Al aplicar este método de líneas de 43

Secciรณn A - A

Secciรณn B - B Figura 5.12 - Uniones simplemente apoyadas (trabajando a cortante) con vigas de perfil tubular

Figura 5.12 - Uniones simplemente apoyadas (trabajando a cortante) con vigas de perfil tubular

plastificación, el canto del asiento rigidizado (hp) sustituye al término del canto del elemento de arriostramiento (h1), la anchura del ala del asiento (que se recomienda que sea de al menos 0,4hp) sustituye al término de la anchura del elemento de arriostramiento (b1) y el momento flector aplicado a la cara de la columna RHS es el esfuerzo cortante de reacción en la viga multiplicado por la excentricidad efectiva (e) de esta fuerza medida desde la cara de la columna. AISC (1997) considera que esta excentricidad efectiva, para este tipo de unión, vale 0,8Lp (véase la figura 5.11). En la sección 6.1.2 de la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT se puede ver que esta resistencia al momento de la cara de la columna RHS también se reduce debido al efecto de la carga de compresión axial en la columna. 5.10 Uniones de vigas de perfil tubular con columnas de perfil tubular Para los pórticos articulados (vigas simplemente apoyadas), la elección habitual son las vigas de perfil I, y esto es lo que se ha supuesto en las secciones precedentes. Sin embargo, existen ejemplos en los que se han empleado perfiles tubulares tanto para las columnas como para las vigas. En general, las Tes, angulares y placas son de nuevo utilizadas junto con uniones atornilladas en obra. En la figura 5.12 se muestran algunos ejemplos. La figura 5.12(a) muestra una unión con T doble, con las Tes construidas a partir de placas o cortes de perfiles laminados. La alineación entre ejes de viga y de columna puede mantenerse mediante el descentrado de las Tes. La T de la columna debe soldarse únicamente a lo largo de los bordes verticales, y debe incluir una soldadura corta alrededor de los vértices superiores. En la sección 5.6 se dan indicaciones de diseño para obtener una T proporcionada. La figura 5.12(b) muestra un par de angulares lo cual permite trabajar a doble cortadura a los tornillos. La soldadura de estos angulares a la columna es igual que la de la T de la figura 5.12(a). La figura 5.12(c) muestra una unión de viga relativamente estrecha a una columna RHS ancha. Se utilizan angulares, soldados cerca de los vértices de la columna, prolongados a ambos lados de la viga la cual presenta un ala inferior recortada para permitir el necesario acceso a la misma para poder realizar el atornillado. La carga excéntrica en el plano de la cara de la columna sobre las soldaduras de los angulares puede limitar la capacidad resistente de esta disposición. Por ello, este tipo de unión no convencional sólo debe utilizarse para vigas ligeramente cargadas. La figura 5.12(d) muestra un mejor ajuste entre las anchuras de viga y de columna, utilizando dos placas laterales trabajando a cortante. Esta unión puede ser relativamente rígida con las placas soldadas cerca de los vértices de la columna. De nuevo, se utiliza un recorte del ala inferior de la viga para facilitar el atornillado convencional. En la figura 5.12(e) se muestra una ligera variación de esta unión, en la que los elementos presentan la misma anchura. Es posible que algunas de estas disposiciones de unión sean difíciles de ajustar en obra, debido a las distorsiones inducidas por la soldadura. Por ello, puede ser necesario separar ligeramente con gatos hidráulicos los pares de placas una vez enfriada la soldadura, ya que la contracción de la soldadura tenderá a flectar y juntar las placas. La figura 5.12(f) representa la habitual unión con placa de testa, en la que el atornillado se ejecuta fácilmente al colocarlo más allá de la anchura de los elementos. Esta unión se acomoda tanto a vigas RHS como CHS y permite sellar la viga de perfil tubular. Una variante de este concepto de unión se muestra en la figura 5.13. 5.11 Uso de tornillos pasantes en columnas de perfil tubular Cuando se atornilla un elemento como una placa frontal de una viga a una columna RHS, en lugar de utilizar "tornillos ciegos" (o "sistemas de atornillado por una sola cara"), se pueden utilizar tornillos largos o varillas roscadas que pasen a través de la columna RHS. De esta forma, tanto la cabeza como la tuerca del tornillo (o de la varilla roscada) se encuentran en la parte exterior de la RHS. Este sistema es adecuado en una unión 47

trabajando a cortante cuando los tornillos sólo estén apretados a tope (es decir, no estén completamente pretensados). Las uniones con placas frontales han sido estudiadas por extrapolación de las conclusiones obtenidas por Sherman (1995) en sus estudios sobre placas sometidas a cortante con tornillos apretados a tope y completamente pretensados, y ambos casos han respondido de forma adecuada. Las uniones con tornillos apretados a tope tenían las mismas capacidades resistentes y excentricidades últimas que las de los tornillos pretensados. Sin embargo, bajo las cargas de trabajo, los tornillos pretensados producen mayores excentricidades (hasta el punto de contraflexión en donde el momento negativo pasa a ser momento positivo). En numerosas uniones, los tornillos estarán completamente pretensados, especialmente si los tornillos tienen tendencia a ser traccionados. Con el pretensado total, sólo deben utilizarse tornillos pasantes si la parte del tornillo que se encuentra en el interior de las paredes del RHS pasa a través de un contrete espaciador o de un tubo. Este contrete espaciador debe ser de longitud igual a la profundidad interior del RHS; de esta forma, al traccionar el tornillo, el contrete espaciador se comprime, evitando que las caras flexibles del RHS se doblen hacia dentro y que se deformen durante el proceso de montaje. La sección 3.5.6 de la Guía de diseño Nº 6 del CIDECT (Wardenier et al. 1995) da algunos consejos de fabricación para este tipo de uniones. 5.12 Influencia de las losas de hormigón en el comportamiento de las uniones En la actualidad, en los "pórticos de acero" son frecuentes los sistemas de forjados mixtos. Una losa de hormigón alrededor de la columna RHS incrementa la rigidez rotacional de la unión viga-columna. De esta forma, una unión simplemente apoyada trabajando a cortante se transforma en una unión semirrígida mixta. Para obtener más información acerca de las uniones semirrígidas, consulte los capítulos 6 y 9.

Figura 5.13 - Vigas de doble perfil U atornilladas a las placas situadas en las caras laterales de una columna RHS

6 Uniones semirrígidas 6.1 Tipos de uniones semirrígidas con elementos de perfil tubular Las uniones capaces de transmitir momento en estructuras tubulares se pueden denominar como se indica en la figura 6.1.

Figura 6.1 - Denominación de las uniones capaces de transmitir momento con elementos de perfil tubular

Hasta la fecha, todas las investigaciones se centran principalmente en la determinación de la capacidad resistente a momento. Sólo existen fórmulas para la rigidez (inicial) de la unión para uniones no rigidizadas CHS a CHS, por ejemplo Efthymiou (1985). Para las uniones no rigidizadas CHS a CHS, RHS a CHS y viga de perfil I a CHS, las fórmulas de la capacidad resistente a momento se dan en el Eurocódigo 3, IIW-XV-E (1989) y en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT (Wardenier et al. 1991), que se basa fundamentalmente en Kurobane (1981). En Van der Vegte (1995) se proporciona un estudio detallado que incluye las uniones multiplano. Las fórmulas para la capacidad resistente a momento para uniones de CHS a CHS también se dan en API (1997), AWS (2002) y en el borrador de la normativa ISO (ISO, 1997), aunque estas normas utilizan una base de datos diferente y dan diferentes recomendaciones. Recientemente, Ariyoshi y Makino (2000) han vuelto a realizar un análisis de la uniones placa-CHS. Esta información también puede utilizarse para las uniones de RHS a CHS y de vigas I a CHS.

De Winkel (1998) proporciona información acerca de la resistencia de las uniones planas y multiplano de vigas de perfil I con CHS, aunque la rigidez sólo puede obtenerse a partir de los diagramas momento-rotación. Para las uniones no rigidizadas de RHS con RHS y de vigas I con RHS, se proporcionan fórmulas de cálculo en el Eurocódigo 3, IIW-XV-E (1989) y en la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al., 1992), basada fundamentalmente en Wardenier (1982). Yu (1997) ha llevado a cabo recientemente un estudio muy detallado de las uniones planas y multiplano de RHS con RHS para varias combinaciones de carga. Lu (1997) proporciona información acerca de la resistencia de las uniones planas y multiplano de vigas I con RHS, aunque, nuevamente, la rigidez sólo puede obtenerse a partir de los diagramas momento-rotación. Para las uniones no rigidizadas de vigas I con CHS y de vigas I con RHS, la capacidad resistente a momento se basa en los resultados mostrados en Wardenier (1982) y Packer et al.(1992). Las uniones atornilladas son cada vez más populares, gracias al uso de sistemas de atornillado ciego. Resultados experimentales y recomendaciones de diseño se proporcionan en Yeomans (1996, 1996a, 1998) y se resumen en Packer y Henderson (1997). Tanaka et al. (1996) describen un nuevo e interesante desarrollo, relativo a que las columnas tengan un espesor de pared localmente aumentado, el cual es producido por el uso de calor localizado generado por inducción y presión axial. Para los pórticos, las uniones más utilizadas son las de vigas I con CHS y las de vigas I con RHS, dado que los perfiles I y H son los más utilizados para las vigas y que los perfiles tubulares circulares o rectangulares presentan ciertas ventajas para las columnas. La sección 6.2 se centra en las uniones capaces de transmitir momento entre perfiles tubulares (CHS con CHS y RHS con RHS), mientras que la sección 6.3 se centra en las uniones no rigidizadas de vigas I con CHS o RHS.

6.2 Uniones soldadas de vigas y columnas de perfil tubular Las uniones de vigas con columnas de perfil tubular se comportan de forma similar a las Vierendeel o uniones capaces de transmitir momento tratadas en las Guías de diseño Nº 1 y 3 del CIDECT. Sin embargo, y para realizar un análisis completo, se tratarán de nuevo en esta sección. Las combinaciones más usuales se hacen entre elementos del mismo tipo, es decir, uniones CC o RR, mientras que otras combinaciones, como la CR o RC es muy raro emplearlas para uniones capaces de transmitir momento.

6.2.1 Elementos de vigas y columnas CHS La resistencia de la uniones capaces de transmitir momento entre vigas y columnas CHS se basa en el criterio de plastificación del cordón y en el criterio de punzonamiento del cordón. Los criterios de resistencia de cálculo se dan en la figura 6.2. Aunque en los pórticos planos no se producen momentos fuera del plano, también se dan criterios de resistencia para momentos fuera del plano para que el análisis sea completo y para poder analizar los pórticos tridimensionales.

= d c

para n' 0

d = 2ct c

para n' 0

= tb c

1,0 0,55

Figura 6.2 - Recomendaciones de diseĂąo para uniones CC solicitadas por momentos flectores primarios

La función f(n´) representa la influencia en la resistencia de la tensión axial y/o de flexión en la columna, de acuerdo con el criterio de plastificación del cordón. Como se muestra en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT (Wardenier et al.1991), la resistencia de cálculo para los momentos flectores en el plano es considerablemente mayor que para los momentos fuera del plano. Para obtener una buena eficacia, se recomienda elegir una relación entre diámetro y espesor dc / tc de la columna que sea, preferiblemente, inferior a 25, así como una relación tensión de fluencia-espesor entre la columna y la viga fc,y tc > 2 · fb,y · tb. Por motivos de rigidez, la relación de diámetros entre la viga y la columna debe ser grande, preferiblemente cercana a 1,0. Debe comprobarse la interacción al combinar las cargas axiales y los momentos flectores, de acuerdo con: Nb + Nb*

M b, ip M b, ip*

+ M b, op 1,0 Mb, op*

...........................................................................................6.1

en donde Nb , Mb,ip y Mb,op son los esfuerzos actuantes, y Nb*, Mb,ip* y Mb,op* son las capacidades resistentes de cálculo. La rigidez rotacional C (momento por radián) para uniones Vierendeel con 0,3 0,8 se proporciona en Efthymiou (1985). Para uniones en T y en Y sometidas a solicitación de momento en el plano, la rigidez de la unión es: Cb,ip = 1,3 E (dc/2)3 (2,25+ /125) -1,44 /sen( +0,4) ( ) ....................................................................6.2 Para uniones en T y en Y sometidas a solicitación de momento fuera del plano, la rigidez de la unión es: Cb,op = 2,3 E (dc/2)3 (2,12) (0,7(0,55- )2-2,2)/sen( +1,3) ( ) ...............................................................6.3 Estas ecuaciones pueden utilizarse dentro del siguiente campo de validez: 0,3 0,8

10 30

0,3 0,8

35 90

Hay que destacar que la rigidez puede verse afectada de forma considerable por la presencia de tensiones axiales y/o de flexión en la columna, aunque no se dispone de suficientes evidencias experimentales para cuantificar de forma detallada esta influencia. Van der Vegte (1995) investigó, entre otros aspectos, el efecto geométrico y de carga en las uniones CHS multiplano. En este estudio, se consideraron todos los tipos de situaciones de carga en elementos en el plano y fuera del plano. Sin embargo, existen demasiadas combinaciones de carga y las interacciones son demasiado complejas para poder dar rutinas de cálculo. Por ello, estas fórmulas de interacción no han sido incluidas en esta guía de diseño, pudiéndose obtener información de la referencia correspondiente.

Figura 6.3 - Uniones en ángulo de CHS

En la figura 6.3 se muestran algunos tipos especiales de uniones para esquinas de pórticos. Estas uniones en ángulo a inglete han sido investigadas especialmente en la Universidad de Karlsruhe (Karcher y Puthli, 2001 y Choo et al., 2001), y en ellas se recomienda que el diseño de estas uniones se base en los siguientes requisitos para ambos elementos: N M + α Npl M pl

..........................................................................................................................6.4

El término es un coeficiente de reducción de tensión, que debe tomarse como 1,0 para uniones a inglete con placas rigidizadoras. Para las uniones a inglete sin placas rigidizadoras, se trata de una función de las dimensiones de la sección transversal y se muestra en la figura 6.4 y en la ecuación 6.5. El grado S de la figura 6.4 corresponde al limite elástico nominal fy. α = (0,05 d/t + 0,77)-1,2 (235/fy)0,5

.....................................................................................6.5

Basándose en trabajos previos (Mang et al., 1991), se recomienda que, para uniones sin placas rigidizadoras, el esfuerzo cortante V y el esfuerzo axial N no superen: V/Vpl 0,5 y N/Npl 0,2 Para las uniones en ángulo a inglete con ángulos > 90 , se pueden adoptar las mismas recomendaciones que para = 90 (Karcher y Puthli, 2001). Aunque las uniones no rigidizadas se hayan investigado para 10 d/t 100, se recomienda que, en las aplicaciones estructurales, la relación d/t se restrinja a los perfiles de clase 1, de acuerdo al EC 3.

Figura 6.4 - Coeficiente de reducción de la tensión , para uniones en ángulo a inglete no rigidizadas de CHS

Las uniones con una placa rigidizadora se pueden considerar como rígidas, mientras que el comportamiento a rigidez de las uniones no rigidizadas depende de la relación d/t. Las uniones no rigidizadas sólo se pueden considerar como rígidas para relaciones d/t muy bajas. No se dispone de ninguna fórmula para la rigidez de la unión. Para aquellas aplicaciones estructurales en donde se necesite una resistencia, rigidez y capacidad rotacional razonables, se recomienda utilizar una unión rigidizada que emplee perfiles de clase 1. Para el resto de las aplicaciones estructurales, sólo se recomienda el uso de uniones no rigidizadas si los perfiles satisfacen al menos los requisitos de diseño plástico. El espesor de la placa rigidizadora debe satisfacer tp 1,5 tb y no debe ser inferior a 10 mm. Un requisito adicional es que d/t 50/(235/fy)0,5. 6.2.2 Elementos de vigas y columnas RHS La resistencia de las uniones soldadas capaces de transmitir momento de vigas y columnas RHS sin rigidizadores se basa en varios modos de fallo: • • • • •

fluencia de la cara de la columna (plastificación); agrietado de la cara de la columna (punzonamiento del cordón); agrietado de la viga (anchura eficaz); fluencia o aplastamiento de las paredes laterales de la columna; cortante de la columna.

Estos modos de fallo y los criterios de resistencia se tratan en detalle en Wardenier (1982) y en la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al. 1992) y se resumen aquí en la figura 6.5 para una unión de perfiles tubulares cuadrados con = 90 . Los criterios de resistencia para momentos fuera de plano se suministran igualmente para que la descripción sea 54

completa y para su uso en pórticos tridimensionales. Sin embargo, hay que destacar que las fórmulas para cargas fuera del plano sólo deben utilizarse si se evita la distorsión de la sección transversal del cordón, por ejemplo, mediante la colocación de rigidizadores cerca de la unión. Estas recomendaciones de diseño también se han adoptado en el Eurocódigo 3. La capacidad resistente a momento de las uniones con valores de bajos a moderados (0,85) puede determinarse con un modelo de líneas de plastificación. La función f(n) es una función que tiene en cuenta la reducción de la capacidad resistente a momento debida a la presencia de tensiones de compresión en la cara de la columna. Para valores de > 0,85, existen varios modos de fallo que pueden ser críticos en función de los parámetros geométricos. Como se muestra en la figura 6.5, se deben comprobar el criterio de anchura eficaz de la viga y el criterio de fallo de la pared lateral de la columna. Para una mejor comprensión, estos criterios se ilustran en la figura 6.6. En los ensayos realizados no se observó punzonamiento, por lo que no se da en la figura 6.5 como una comprobación específica, aunque se recomienda diseñar las vigas con un espesor tb < 0,6tc o evitar las uniones con bb bc - 2tc cuando se pueda producir punzonamiento. En la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al., 1992) se puede obtener información más detallada. De las expresiones de la figura 6.5 se puede deducir que las uniones Vierendeel de RHS no rigidizadas de anchura total ( = 1,0) son capaces de desarrollar la totalidad de capacidad resistente a momento de la viga, siempre que bc/tc sea suficientemente bajo. Para hc = bc= hb = bb y bc/tc< 16, Wardenier (1982) proporciona el valor del aplastamiento de la pared lateral del cordón: M*b,ip 8 . f c,y . t c M pl bc/tc f b,y . t b

........................................................................................................6.6

Así, para las uniones viga-columna de perfiles cuadrados con 1, una relación anchuraespesor de la columna bc/tc = 16 y una relación entre el espesor de columna y de viga tc/tb= 2, la capacidad resistente a momento será igual a la capacidad resistente a momento plástico de la viga. Esto concuerda con los resultados obtenidos por Korol et al. (1977). Las expresiones anteriores para la capacidad resistente a momento se basan únicamente en la solicitación de momento, aunque también pueden existir esfuerzos axiales en la viga. La interacción entre los esfuerxos axiales y los momentos flectores depende del criterio de fallo. Una aproximación conservadora consiste en utilizar una relación lineal: Nb Nb*

+ M b, ip M*b, ip

+ M b, op M*b, op

1,0

..........................................................................................6.7

Yu (1997), de forma similar a Van der Vegte (1995) para las uniones CHS, investigó el efecto de la geometría y de la carga en las uniones RHS multiplano. En su estudio, se consideraron todos los tipos de situaciones de carga en los elementos en el plano y fuera del plano. Sin embargo, existen demasiadas combinaciones de carga y las interacciones son demasiado complejas para la rutina del cálculo. Por ello, estas fórmulas de interacción no han sido incluidas en esta guía de diseño, pudiéndose obtener información de la referencia correspondiente. El trabajo de Yu confirmó que las fórmulas del CIDECT para las uniones de RHS con RHS solicitadas a momento de la figura 6.5 proporcionan un límite inferior para los resultados obtenidos por Elementos Finitos que se basan en la capacidad resistente a momento, o a carga, con una deformación local del 3% de la anchura de la columna bc. 55

0,5 0,85

0,5

db dc

pero f(n) < 1,0

Figura 6.5 - Recomendaciones de diseĂąo para uniones de RHS con RHS solicitadas por momentos flectores primarios

a. Mecanismo de líneas de plastificación para la fluencia de la cara del cordón sometida a flexión en el plano

b. Criterio de anchura eficaz de la riostra para uniones en T, Y y X

0,5 hb + 2,5 tc

c. Modelo de fallo por aplastamiento o pandeo de la pared lateral del cordón sometida a flexión en el plano Figura 6.6 - Criterios de fallo para uniones capaces de transmitir momento de RHS con RHS solicitadas a flexión en el plano

Las capacidades resistentes de cálculo para esfuerzo axial Nb* pueden obtenerse en la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al., 1992) y no se reproducen aquí. Las uniones entre perfiles tubulares rectangulares con relaciones de < 1,0 no son suficientemente rígidas como para ser utilizadas como uniones capaces de transmitir momento. Sin embargo, pueden rigidizarse mediante placas o cartelas. La figura 6.7 muestra algunas uniones en ángulo a inglete para vigas Vierendeel o para esquinas de pórticos. Estas uniones en ángulo a inglete han sido investigadas en detalle en la Universidad de Karlsruhe (Mang et al., 1991) y en la Universidad de Sidney (Wilkinson y Hancock,1998). A partir de los resultados de la investigación, en la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT se recomienda diseñar estas uniones basándose en los siguientes requisitos para ambos elementos: N + M Npl M pl con V/Vpl 0,5 y N/Npl 0,2

............................................................................................... 6.8

................................................................................................. 6.9

Aquí, N, M y V hacen referencia al esfuerzo axial, al momento flector y al esfuerzo cortante que actúan en un elemento de la unión, mientras que Npl, Mpl y Vpl son las capacidades plásticas resistentes del elemento de unión con Vpl = 2h t fy/ 3

............................................................................................. 6.10

Figura 6.7 - Uniones en ángulo a inglete para RHS

Al igual que en el planteamiento de las uniones en ángulo a inglete de CHS con CHS, el término α es un coeficiente de reducción de tensión, que puede considerarse como 1,0 para uniones en ángulo a inglete con placas rigidizadoras. Para las uniones en ángulo a inglete sin placas rigidizadoras, se trata de una función de las dimensiones de la sección transversal y se muestra en las figuras 6.8 y 6.9. Si las uniones en ángulo a inglete se usan con un ángulo > 90 entre los elementos, se puede utilizar de forma conservadora las mismas comprobaciones que para = 90 . 3,5

3,0

2,5

2,0

1,5

1,0 b/t Figura 6.8 - Coeficiente de reducción de tensión α, para uniones en ángulo a inglete no rigidizadas de RHS a 90 sometidas a flexión respecto al eje mayor

b/t Figura 6.9 Coeficiente de reducción de tensión α, para uniones en ángulo a inglete no rigidizadas de RHS a 90 sometidas a flexión respecto al eje menor

Dado que la capacidad de rotación de las uniones no rigidizadas puede ser relativamente baja, se recomienda utilizar una unión rigidizada para aquellas aplicaciones estructurales en las que se necesite una capacidad de rotación considerable. Para el resto de las aplicaciones estructurales, sólo se recomienda el uso de las uniones no rigidizadas si los perfiles satisfacen al menos los requisitos para usar diseño plástico. El espesor de la placa rigidizadora debería satisfacer que tp 1,5t y no ser menor de 10 mm. Otros requisitos adicionales son que las soldaduras deben ser, al menos, iguales al espesor de la pared a la que se unen y que el coeficiente α (para uniones no rigidizadas) utilizado en el cálculo debe ser: α < 0,84 para fy = 235 N/mm2 α < 0,71 para fy = 355 N/mm2 Las uniones con una placa rigidizadora se pueden considerar como rígidas, mientras que el comportamiento a rigidez de las uniones no rigidizadas depende especialmente de la relación b/t y de la relación h/t. Las uniones no rigidizadas sólo se pueden considerar como rígidas para relaciones b/t muy bajas. No se dispone de ninguna fórmula para la rigidez de la unión. Una forma alternativa de reforzar las uniones consiste en la colocación en el interior de la unión en ángulo a inglete de una cartela tubular de la misma anchura que los elementos RHS unidos. Sin embargo, no se dispone de suficientes evidencias experimentales para cuantificar las propiedades de este tipo de unión, especialmente la capacidad rotacional.

6.2.3 Elementos de vigas y columnas CHS y RHS Las uniones de una viga CHS con una columna RHS son muy poco habituales y no son eficaces para transferir momentos. Las uniones de una viga RHS con una columna CHS no se utilizan frecuentemente debido a que es necesario preparar los extremos del RHS. No obstante, con las actuales máquinas de corte, dicha preparación de extremos ya no supone un problema. Para las solicitaciones de momento no se dispone de resultados experimentales aunque, basándose en las investigaciones sobre uniones de placas y vigas I con columnas CHS, en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT se dan algunas recomendaciones que han sido adoptadas por el Eurocódigo 3 y que también se adoptarán aquí. En la figura 6.11 se dan las fórmulas de cálculo junto con las uniones de vigas I con columnas CHS.

6.3 Uniones soldadas de vigas I con columnas de perfil tubular Las primeras investigaciones realizadas sobre uniones no rigidizadas entre placas o vigas I y perfiles tubulares CHS se llevaron a cabo en Japón. Los trabajos de Akiyama, Kamba, Kanatani, Kurobane, Makino, Sasagawa, Suzuki, Tabuchi, Taguchi, Tanaka y Wakabayashi, publicados fundamentalmente en revistas japonesas, fueron resumidos y analizados inicialmente por Kurobane (1981). Posteriormente, volvieron a ser analizados por Wardenier (1982), Makino (1984), Kamba y Taclendo (1998), y recientemente por Ariyoshi y Makino (2000). Las uniones capaces de transmitir momento no rigidizadas entre placas o vigas I y perfiles 60

tubulares de columnas RHS fueron investigadas inicialmente por Kanatani et al. (1980). Ting et al. (1991) y Shanmugan et al. (1993) investigaron numéricamente el efecto de varios tipos de rigidizadores externos en uniones de vigas I con columnas RHS. Las uniones rigidizadas con diafragmas rígidos han sido ampliamente estudiadas en Japón y resumidas por Kurobane (1981) y Kamba et al. (1995, 1998). El resto de las investigaciones se centran, en su mayor parte, en las uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante (utilizando orejetas, placas o casquillos) o en las uniones rígidas frente a momento utilizando bridas o placas de diafragma u otro tipo de placas de refuerzo (véanse los capítulos 5 y 8). En los años 90, Lu (1997) y de Winkel (1998) llevaron a cabo un extenso programa para investigar el comportamiento de las uniones no rigidizadas planas y multiplano entre vigas de perfil I o H y columnas de perfil tubular de sección circular o cuadrada (véase la figura 6.10). Uniones

Unión plana

Unión multiplano

Cartela cargada axialmente con columna CHS

Viga I cargada axialmente con columna CHS

Viga I cargada por flexión en el plano con columna CHS

Viga I soportando un forjado con columna CHS

Figura 6.10 - Uniones de vigas I con columnas CHS o RHS investigadas por de Winkel (1998) y por Lu (1997); aquí sólo se muestran las uniones de vigas I con columnas CHS.

Dentro de este programa, se investigaron los siguientes aspectos tanto para columnas de perfil tubular circular como para columnas de perfil tubular cuadrado. 1. Comportamiento de las uniones de placas con columnas tubulares Efecto geométrico multiplano Efecto de carga multiplano 2. Interacción de dos placas a diferentes distancias Efecto del alma de la viga 3. Comportamiento de las uniones de vigas de perfil I o H con columnas tubulares sometidas a momentos de flexión en el plano Efecto geométrico multiplano Efecto de carga multiplano 4. Efecto de un forjado de chapa de acero (offshore) 5. Efecto del forjado mixto acero-hormigón (edificios) 6. Influencia del relleno de hormigón de la columna en diferentes condiciones de carga 7. Influencia de la carga de la columna o de la capacidad resistente a momento El programa se estableció de tal manera que se podía obtener información para piezas particulares, como el ala y el alma, y se investigó la influencia de varios parámetros. El objetivo era simular el comportamiento de las uniones más complejas mediante la combinación de los efectos por separado. Así, por ejemplo, el diagrama momento-rotación para una unión vigacolumna con un forjado mixto puede construirse a partir del comportamiento carga-deformación de la unión de las alas inferiores, el alma, los tornillos, los conectores entre viga y hormigón y las armaduras del hormigón. Sin embargo, dicho método de los componentes no podía presentarse de una forma sencilla y suficientemente precisa. Muchos diagramas carga-deformación y momento-rotación se han podido determinar a partir de simulaciones numéricas. Los trabajos de investigación se centraron en la formulación de la resistencia, aunque también se puede obtener información de la rigidez a partir de muchos diagramas carga (momento)-deformación (rotación). Todos los modelos empleados en el estudio de parámetros se realizaron para columnas con un diámetro o anchura de 300 mm y con espesores y dimensiones de viga variables. Todas las soldaduras se modelizaron como soldaduras a tope (en ranura), lo que lleva, en cierta manera, a resultados inferiores que en el caso de soldaduras en ángulo. La capacidad resistente última de carga se definió como la cresta de la curva carga-deformación o de la curva momento-rotación, o, si se alcanza antes, como la carga o el momento para el cual se produce una deformación local del 3% de bc ó del 3% de dc en la pared de la columna (Lu et al. 1994, Lu 1997). 6.3.1 Uniones de vigas I con columnas CHS Como se mencionó en la sección 6.3, Kamba y Taclendo (1998) y Ariyoshi y Makino (2000) han realizado recientemente análisis de uniones de cartelas con columnas CHS. No obstante, estas fórmulas para la fluencia y para la resistencia última requieren una evaluación adicional y una modificación de las resistencias de cálculo, así como una simplificación, la cual puede que se lleve a cabo para la siguiente revisión del IIW-XV-E y de las recomendaciones de diseño del CIDECT. En principio, esto también se aplica a los trabajos de investigación de De Winkel (1998) sobre uniones capaces de transmitir momento no rigidizadas de vigas I con columnas CHS. En esta guía de diseño, las recomendaciones son consistentes con las recomendaciones dadas en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT, las cuales se basaron en los trabajos de 62

Kurobane (1981), Wardenier (1982) y en otros análisis para el comité IIW-XV-E y para el Eurocódigo 3, y que fueron confirmadas posteriormente por Makino et al. (1991). Estas fórmulas han sido también adoptadas por el Eurocódigo 3. En caso necesario, estas recomendaciones han sido ampliadas o modificadas basándose en las recientes investigaciones mencionadas. Las fórmulas recomendadas para la resistencia de cálculo de una unión entre una columna CHS y una RHS, una placa y una viga I se basan en la hipótesis del modelo de anillo para plastificación del cordón con un ajuste estadístico de la curva, y se muestran en la figura 6.11.

5,0

0,5

5,0

bb dc

= b dc d = c 2tc

0 0

Figura 6.11 - Fórmulas para la resistencia de cálculo de uniones RC e IC planas.

Las fórmulas para la capacidad resistente a momento de la unión de una viga I con una columna se basan en la resistencia de las uniones con placas. En principio, las uniones con una viga a un lado de la columna (indicadas como TP) se comportan de manera algo diferente a aquellas uniones con vigas a ambos lados de la columna (indicadas como XP) y, en la bibliografía mencionada se dan diferentes fórmulas. De la evaluación estadística se deduce que la función f( ) para las uniones de placa con CHS es la siguiente: para uniones XP-1 con dos placas: f( ) = 5/(1 - 0,81 )

.................................................................................... 6.11

para uniones TP-1 con una placa: f( ) = 4 + 20 2

.................................................................................. 6.12

No obstante, y debido a los procedimientos de ajuste estadístico de la curva, las fórmulas resultantes no son correctas para valores pequeños de , es decir, la unión XP se hace más fuerte que la unión TP, lo que es físicamente incorrecto. Por ello, aquí se recomienda utilizar las fórmulas de la figura 6.11. De los trabajos de Ariyoshi y Makino (2000) se pueden obtener indicaciones sobre la rigidez axial de las uniones con placas de ala (uniones TP y XP). Las fórmulas para la rigidez inicial de las uniones con placas de ala se han simplificado aquí y se muestran en las ecuaciones 6.13 y 6.14: para uniones XP-1 con dos placas: KXP-1 = 6,8 E tc (2 )-1,3

..........................................................................6.13

para uniones TP-1 con una placa: KTP-1 = 1,9 E tc 1,3 (2 )-0,7 ............................................................................6.14 Las ecuaciones original y simplificada se presentan en las figuras 6.12 y 6.13 Para el comportamiento momento-rotación se aplican las siguientes ecuaciones: Mb, ip = Np (hb - tb,f) = Cb, ip = Cb, ip

Cb,ip = 0,5 K(hb - tb,f)2

2N 2 .................6.15 = Cb, ip K(h (hb - tb,f) b - tb,f)

.....................................................................6.16

Así, multiplicando la rigidez K frente a esfuerzo axial de la unión con placa de ala por 0,5 (hb- tb,f) 2 se obtiene una aproximación de la rotación inicial Cb, ip para uniones capaces de transmitir momento IC, aunque se desprecia el efecto del alma de la viga.

Figura 6.12 - Rigidez de las uniones XP-1

Figura 6.13 - Rigidez de las uniones TP-1

De los trabajos de De Winkel (1998) se pueden extraer las siguientes conclusiones: -

La comparación entre las uniones multiplano y las uniones planas muestra que el efecto geométrico de la rigidización sólo es significativo para valores de próximos a 0,7; para 0,5 es despreciable. Sin embargo, para valores de próximos a 0,7, la capacidad de rotación también puede disminuir, ya que la formación de grietas en la columna entre las alas de la viga puede ser el modo de fallo crítico.

Las relaciones J de carga o de momento positivas (es decir, la relación de la carga o el momento fuera del plano dividido por la carga o el momento en el plano) generalmente suelen mostrar un efecto beneficioso, mientras que las relaciones de carga J negativas muestran un descenso considerable de la capacidad resistente.

Este efecto se simplifica aquí en comparación con la compleja fórmula original, dando: Mj/Mj=0 = 1 + J ( - 0,4 2 - 0,1) para J < 0

..............................................................6.17a

Mj/Mj=0 = 1 para J 0

..............................................................6.17b

En general, las ecuaciones simplificadas son conservadoras, excepto para valores bajos de β en combinación con J > 0. Las figuras 6.14 a 6.16 muestran una representación gráfica del efecto multiplano y del efecto de la simplificación. -

La influencia de la relación de carga es independiente del canto de la viga.

Las uniones cargadas axialmente de vigas I con columnas CHS presentan, para < 2, una capacidad resistente que es inferior al doble de la de la unión placa-CHS.

Si el alma no está presente en la intersección con la columna, la resistencia de la unión se reduce en tan sólo un 2-12%.

El pretensado de la columna disminuye considerablemente la capacidad resistente de la unión. La función de pretensado se basa en la tensión máxima de la columna, en una forma simplificada que excluye el efecto de , y que viene dada por: f(n) = 1 - 0,25n2 (2 )0,3

.................................................................6.18

La ecuación original y la simplificada, para = 0,45, se muestran en la figura 6.17. -

El uso de un forjado de chapa de acero, como el que se utiliza en las plataformas offshore, no mejora la capacidad resistente de la unión.

El relleno de hormigón de las columnas CHS aumenta considerablemente la rigidez y la capacidad resistente, pero limita la capacidad de deformación de las uniones.

La resistencia y rigidez de la unión pueden incrementarse de forma significativa utilizando un forjado mixto. No obstante, si el armado del hormigón es el que controla la capacidad resistente de la unión, la capacidad de rotación será pequeña, limitada por la fisuración del hormigón o por las propias armaduras, si éstas son de baja ductilidad.

Figura 6.14 - Efecto multiplano de las uniones de vigas I con columnas CHS solicitadas por momentos de flexiรณn en el plano ( = 0,25)

0,8

Figura 6.15 - Efecto multiplano de las uniones de vigas I con columnas CHS solicitadas por momentos de flexiรณn en el plano ( = 0,45)

Figura 6.16 - Efecto multiplano de las uniones de vigas I con columnas CHS solicitadas por momentos de flexiรณn en el plano ( = 0,65)

= 0,45

Figura 6.17 - Influencia de la tensiรณn en la columna sobre las uniones de vigas I con columnas CHS solicitadas por momentos de flexiรณn en el plano ( = 0,45)

6.3.2 Uniones de vigas I con columnas RHS Las primeras investigaciones sobre uniones de vigas I con columnas RHS fueron llevadas a cabo por Kanatani et al. (1980), mientras que las uniones con placa de ala a RHS fueron investigadas por Wardenier (1982) y Davies y Packer (1982). Para las uniones de vigas I con columnas RHS, Lu (1997) ha realizado recientemente un estudio similar al realizado por de Winkel (1998) para uniones de vigas I con columnas CHS. Por una cuestión de coherencia, las fórmulas que aquí se dan son consistentes, en principio, con las proporcionadas en la Guía de diseño diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al., 1992) y en el Eurocódigo 3. No obstante, estas fórmulas han sido verificadas con investigaciones recientes y ampliadas cuando ha sido necesario. La comparación de las fórmulas de cálculo de la resistencia para los diferentes criterios de fallo de las uniones de placa de ala con columnas RHS (Wardenier 1982, Packer et al. 1992) muestra que, para tp tc, el criterio de anchura eficaz de la placa (ecuación 6.20) generalmente suele ser crítico en comparación con el punzonamiento, la plastificación de la cara de la columna y el fallo de la pared lateral de la columna (véase la figura 6.18). Np* = fp,y tp be

...................................................................................................................6.19

con be =

10 bc tc

•

f c,y • t c f p,y • t p

•

bp bp

......................................................................................6.20

La capacidad resistente a momento para las uniones de vigas I con columnas RHS se obtiene multiplicando la resistencia de la unión con placa de ala Np* = Nb,f* para carga axial por el canto (hb - tb, f). Mb* = Nb, f*(hb - tb, f)

...........................................................................................................6.21

0 0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

Figura 6.18 - Comparación de los resultados mediante Elementos Finitos basados en el criterio de deformación del 3% de la anchura de la columna bc y en el criterio de líneas de plastificación de la cara de la columna, el criterio de punzonamiento, el criterio de anchura eficaz de la placa y el de la pared lateral el de la columna (Lu, 1997)

No obstante, para columnas altamente cargadas, la resistencia de cálculo para la plastificación de la cara de la columna se reduce mediante una función f(n) que puede hacer que sea este criterio el que gobierne. Además, Lu (1997) mostró que el mecanismo de líneas de plastificación para la plastificación de la cara de la columna se produce a deformaciones que superan el límite del 3% de la anchura de la columna bc. Como consecuencia, se propuso, basándose en este límite del 3% de la anchura de la columna bc, el siguiente criterio modificado para la plastificación de la cara de la columna de las uniones de vigas I con columnas RHS: Mb* = (0,5 + 0,7 )

4 fc,y tc2

..............................................................6.22

(hb - tb,f) f(n)·f(J)

(1 - 0,9 )0,5 donde f(n) tiene en cuenta la tensión máxima de la columna: f(n) = 1 + 1,48 · n · (2 )-0,33 - 0,46 · n1,5 · (2 )(0,33 - 0,11

...........................................................6.23

aunque f(n) 1,0 La función f(n) se muestra en la figura 6.19. Así, la resistencia frente al momento mínima calculada utilizando las ecuaciones 6.19 a 6.23 es el criterio limitante. El criterio de plastificación de la cara de la columna para la unión placa-RHS no aparece en la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT. En el caso de cargas axiales, debe observarse que la capacidad resistente a carga axial de una unión entre una viga I y una columna RHS sólo será el doble de la capacidad capacidad resistente a carga axial de un ala si η > 2·(1- )0,5, véase Lu (1997). En tal caso, para el criterio de plastificación de la cara de la columna no existe interacción entre un ala y la otra (si existen dos alas separadas). Así, para valores de η < 2·(1- )0,5, es posible que haya que tener en cuenta varios criterios de resistencia. De los trabajos de Lu (1997) se pueden extraer las siguientes conclusiones: -

Todas las uniones multiplano con una relación de carga J = 0 y 0,73 se comportan como uniones planas. Debe observarse que para relaciones con mayores, de hasta 1,0, se prevé un efecto geométrico positivo, en concordancia con los resultados de Yu (1997).

Como se muestra en la figura 6.20 para las relaciones de anchura investigadas 0,15 < < 0,75, las relaciones de carga negativas (J < 0) disminuyen considerablemente la capacidad resistente de la unión, mientras que las relaciones de carga positivas (J > 0) suelen tener un pequeño efecto beneficioso. De forma simplificada, este efecto (véase la figura 6.20) viene dado por f(J) = 1 + 0,4J, aunque 1,0. Este límite inferior también puede utilizarse para las uniones de vigas I con RHS cargadas axialmente. Basándose en los trabajos de Yu (1997), se prevé que para relaciones de próximas a 1,0, las relaciones de carga positivas también puedan tener un efecto negativo en la carga, por lo que el campo de validez se limita a 0,2 0,8.

El uso de un forjado de chapa de acero no mejora de forma significativa la capacidad resistente de la unión si se basa en una deformación bajo carga del 3% de bc.

El relleno de hormigón de las columnas RHS incrementa considerablemente la rigidez y la capacidad resistente.

La resistencia y la rigidez de la unión pueden incrementarse de forma significativa utilizando un forjado mixto. No obstante, si el armado del hormigón es el que controla la capacidad resistente de la unión, la capacidad de rotación será pequeña, limitada por la fisuración del hormigón o por las propias armaduras, si éstas son de baja ductilidad (véase el capítulo 9).

Figura 6.19 - Efecto de la carga en la columna sobre la resistencia frente a momento de la uniรณn

Figura 6.20 - Efecto de carga multiplano para uniones capaces de transmitir momento de vigas I con columnas RHS

Los criterios de resistencia anteriormente mencionados se han resumido en la figura 6.21.

รณ

0,8

37,5

2,0

Figura 6.21 - Fรณrmulas para la resistencia de cรกlculo de uniones de vigas I con columnas RHS

6.4 Uniones atornilladas de vigas y columnas de perfil tubular Las uniones atornilladas entre elementos de perfil tubular se pueden hacer usando placas de ala, cartelas, angulares, casquillos o recortes de perfiles abiertos. La mayor parte de las uniones atornilladas se diseñan como uniones trabajando a cortadura, uniones rigidizadas capaces de transmitir momento o empalmes solicitados a tracción. 6.4.1 Uniones viga-columna CHS Los únicos tipos comunes de uniones atornilladas capaces de transmitir momento entre elementos CHS son los que se muestran en la figura 6.22 (a).

(a)

(b)

(c)

Figura 6.22 - Uniones en ángulo atornilladas de elementos CHS o RHS para pórticos

No existe ningún resultado detallado acerca de la rigidez de estas uniones en relación con las dimensiones de la placa y con la colocación de los tornillos. Por ello, se recomienda utilizar un espesor de placa tal que la unión pueda considerarse como rígida. Los tornillos deben estar calculados, preferiblemente, para transmitir la capacidad resistente a momento del perfil tubular unido. 6.4.2 Uniones viga-columna RHS Para las uniones en ángulo atornilladas, como las mostradas en la figura 6.22 (b y c), se pueden hacer las mismas observaciones que para las uniones con elementos CHS. La soldadura de un acartelamiento entre el ala inferior de la viga RHS y la placa de ala (de la columna) rigidiza la unión en ángulo de la figura 6.22(c). Otro conjunto atornillado, que puede diseñarse para transferir momentos, es el mostrado en la figura 6.23.

Figura 6.23 - Unión con placas atornilladas entre elementos RHS

6.5 Uniones atornilladas de vigas I con columnas de perfil tubular Las uniones atornilladas entre vigas I y columnas de perfil tubular se pueden clasificar en uniones con vigas continuas, como la mostrada en la figura 6.24, uniones con placas pasantes, mostrada en la figura 6.25, y uniones con columnas continuas, mostrada en la figura 6.26.

(a)

(b)

Figura 6.24 - Uniones atornilladas de vigas continuas con columnas (Packer y Henderson, 1997)

La resistencia y la rigidez de las uniones atornilladas con una viga continua son directamente dependientes del espesor de las placas de extremo (de la columna), de los rigidizadores de la viga y de los tornillos. Dado que no se dispone de ninguna evidencia para la rigidez, se recomienda diseĂąar estas uniones capaces de transmitir momento rĂgidas con placas de extremo (de columna) relativamente gruesas.

Figura 6.25 - Uniones atornilladas capaces de transmitir momento con placas pasantes (Packer y Henderson, 1997)

Las uniones con placa pasante de la figura 6.25 permiten la transferencia directa de solicitaciones desde una viga a otra viga o a una columna, mientras que el esfuerzo cortante se transfiere mediante orejetas o angulares soldados al alma de la columna. Aquí, la flexibilidad de la unión de la viga depende fundamentalmente de los tornillos solicitados a cortadura (pretensados o no); por otra parte, la flexibilidad de la unión de la columna por la parte superior con una columna interrumpida es similar a la de las uniones mostradas en la figura 6.24. La unión atornillada que aparece en la figura 6.26(a) es, en principio, una unión soldada viga-columna, como se discutió en la sección 6.3.1, con un empalme en prolongación atornillado. Este tipo de unión es muy común y fácil de manejar en obra.

(a)

(b)

Figura 6.26 - Unión atornillada viga-columna con columna continua

6.5.1 Uniones de vigas I con columnas CHS La mayor parte de las uniones atornilladas capaces de transmitir momento entre vigas I y columnas CHS están rigidizadas con placas y pueden diseñarse como uniones rígidas. Este tema se tratará posteriormente en el capítulo 8.

6.5.2 Uniones de vigas I con columnas RHS Además de las uniones atornilladas de vigas I con columnas RHS con placas ampliadas mostradas en la figura 6.26(b), hoy en día es también posible realizar una unión directa a la cara de la columna RHS. En este caso se utiliza el atornillado por una sola cara (también denominado ciego). Los sistemas que se utilizan actualmente, es decir, el sistema de barrenado con fluencia Flowdrill, la pieza de inserción Lindapter HolloBolt y el sistema de fijación Huck Ultra-Twist, se describen en el capítulo 3. La figura 6.27 muestra dos ejemplos de uniones capaces de transmitir momento: (a) con una placa de extremo (de viga) ampliada, y (b) con una placa de extremo (de viga) a nivel. 76

(a)

(b) Figura 6.27 - Uniones con tornillos ciegos de vigas I con columnas RHS

Como se discutió en el capítulo 3, estos sistemas pueden tratarse como uniones atornilladas normales, siempre que sean tenidas en cuenta las limitaciones del diámetro del tornillo con respecto al espesor de la columna RHS. No obstante, para uniones capaces de transmitir momento no sólo hay que tener en cuenta la deformación de la placa de extremo (de viga), sino también la cara flexible de la columna RHS. Así, hay que tener en cuenta los siguientes criterios de fallo (Yeomans 1996, 1996a): -

tornillos (tracción y esfuerzo cortante y aplastamiento para placa y cara de columna); eliminación del paso de rosca de los tornillos; cara de la columna - punzonamiento del tornillo a través de la cara de la columna; plastificación de la cara de la columna (distribución de líneas de plastificación); aplastamiento de la pared lateral de la columna; plastificación de la placa (distribución de líneas de plastificación). 77

Para el cálculo de los tornillos se pueden utilizar los siguientes, y bien conocidos, criterios de fallo: - capacidad resistente a cortante del tornillo; - capacidad resistente a aplastamiento del tornillo; - capacidad resistente a tracción del tornillo; - combinación de esfuerzo cortante y tracción. La eliminación del paso de rosca de los tornillos debe comprobarse para tornillos de uniones barrenadas con fluencia. La capacidad resistente a la eliminación del paso de rosca del tornillo es: Fts = 0,6 fc,y db (tc + 8 mm)

.................................................................................................6.24

Para el criterio de punzonamiento, el diámetro a considerar depende del tipo de sistema que se esté utilizando. Así, por ejemplo, para el punzonamiento de la extrusión barrenada con fluencia de la RHS: Fps = 0,6 fc,y tc (db + tc )

.................................................................................................6.25

Para una unión Hollobolt, la capacidad resistente a punzonamiento viene dada por: Fps = 0,6 fc,y tc db

.................................................................................................6.26

Como se muestra en la figura 6.28, el criterio de plastificación de la cara de la columna depende de las dimensiones de la placa con respecto a la anchura de la columna RHS. Para pequeñas anchuras de placas y placas de extremo (de viga) rígidas, el área comprimida será empujada hacia dentro y el área traccionada de la unión será empujada hacia fuera generando una distribución de líneas de plastificación en la cara de la columna (caso a). Sin embargo, en las uniones sometidas a momento se recomienda tener una anchura de placa igual a la anchura de la columna, ya que esto incrementa la rigidez y la capacidad de soportar momento (caso b). En este caso, sólo se formará una distribución de líneas de plastificación en el área traccionada si la resistencia al aplastamiento de las paredes de la columna no es el criterio limitante. El criterio de plastificación de la cara de la columna para una distribución de tornillos con cuatro tornillos traccionados dado por Yeomans (1994, 1998) es: Npl = fc,y tc2 [2(hb - db)/b' + 4(1 - c/b')0,5 ]/(1-c/b') f(n)

........................................................6.27

en donde b' = bc - tc y c = g - db f(n) = 1 + n 1,0

..................................................................................................6.28

En aquellos casos en los que el espesor de la placa sea pequeño, hay que comprobar la placa de la misma forma que en las uniones viga-columna de vigas I, es decir, considerando el modelo mostrado en la figura 6.29. Aquí, hay que comprobar la plastificación de la placa (Zoetemeyer 1974, Eurocódigo 3) para la fluencia completa de la placa de extremo (de viga) (caso c1) y para la fluencia de la placa de extremo con rotura del tornillo (caso c2) de manera similar a lo que se hace en a las uniones de columnas con vigas I. No obstante, dependiendo de la rigidez y, con ello, de la deformación de la cara de la columna, la acción de la fuerza de palanca puede ser diferente.

Figura 6.28 - Distribución de líneas de plastificación (fluencia) para la plastificación de la cara de la columna

plastificación total de la placa de extremos Figura 6.29 - Modelos de plastificación de placas

La capacidad portante o la capacidad frente a aplastamiento de la pared para columnas con bc/tc < 35 puede venir dada por: ...............................................................................................................6.29 Nc,w = 2 fc,y tc bw La anchura de apoyo bw puede tomarse como: .............................................................................................................6.30 bw = (tb,f + 2tp + 5tc) Además de la parte atornillada, hay que comprobar las soldaduras que unen la placa de extremo y la viga I. También hay que destacar que, para uniones por una sola cara, hay que comprobar la capacidad resistente frente a cortante de la columna. La capacidad resistente frente a momento de la unión se obtiene multiplicando la mínima capacidad resistente a carga axial de las anteriores por el canto de la viga (hb - tb,f). En la actualidad, no existe información disponible sobre fórmulas o diagramas acerca de la rigidez, por lo que todavía no es posible realizar un análisis semirrígido real de estas uniones. 6.6 Ejemplos En el diseño de uniones semirrígidas se pueden seguir los siguientes procedimientos: 1. Suponer las uniones como rígidas y, tras determinar los tamaños de los elementos, comprobar si la rigidez de la unión cumple con los requisitos mínimos de rigidez dados en la figura 4.7. a.

Si no los cumple, modificar los parámetros de la unión y, por tanto, los perfiles deben ser modificados, de tal forma que se cumpla dicho requisito de rigidez, o

se puede utilizar la rigidez real en los cálculos de diseño y se debe comprobar si la estructura sigue cumpliendo los requisitos de resistencia y rigidez.

2. Suponer las uniones como de extremos articulados y, tras determinar los tamaños de los elementos, comprobar si la rigidez de la unión no supera el requisito de rigidez máxima dado en la figura 4.7 para la condición de extremo articulado. 80

Si no se cumple este requisito, modificar los parámetros de la unión y, por tanto, los perfiles deben ser modificados, de tal forma que se cumpla dicho requisito de rigidez, o

se puede utilizar la rigidez real en los cálculos de diseño y se debe comprobar si se siguen cumpliendo los requisitos de resistencia y rigidez.

3. Diseñar el pórtico basándose en un análisis del pórtico rígido-plástico y comprobar si la rigidez de las uniones y la capacidad de rotación permiten la supuesta redistribución de momentos. 4. Si el proyectista tiene datos acerca de los parámetros de la unión, también se puede determinar la rigidez asociada a la unión para utilizarla en el cálculo; tras la determinación de los tamaños finales de los elementos, hay que comprobar que la rigidez real de la unión no se desvía en exceso de la rigidez supuesta. Si es así, el diseño es correcto; en caso contrario, los análisis deben volver a realizarse, pero esta vez con la rigidez real de la unión. El método 1 es especialmente adecuado para uniones con gran rigidez, por ejemplo, con una baja relación 2γ, una elevada relación β y/o una baja relación η. El método 2 es más adecuado para uniones con baja rigidez, por ejemplo, con una elevada relación 2γ, una baja relación β y/o una baja relación η. El método 3 es un planteamiento muy sencillo que se utiliza en aquellos casos en los que la rigidez de las uniones es menos importante, por ejemplo, en pórticos arriostrados. Ejemplo 1: vigas y columnas CHS La figura 6.30 muestra un pórtico arriostrado de elementos CHS en el que se supone que las uniones entre los perfiles tubulares circulares son rígidas.

Figura 6.30 - Pórtico de vigas y columnas CHS 81

El grado de acero es S355 con un lĂmite elĂĄstico fy = 355 N/mm2. Se supone que, a partir del anĂĄlisis del pĂłrtico con uniones rĂgidas, se han seleccionado los siguientes perfiles: columnas 298,5 x 10 ; vigas 298,5 x 6,3

Comprobar si la rigidez es suficiente para suponer una uniĂłn rĂgida. El EurocĂłdigo 3 establece el siguiente requisito para pĂłrticos arriostrados (vĂŠase la figura 4.7): Sj,ini 8EIb/Lb Para la viga 298,5 x 6,3, se aplican las siguientes propiedades: lb = 6175 x 104 mm4, Wel = 414x 103 mm3, E = 2,1x 105 N/mm2, Lb = 6000 mm Por lo tanto, la rigidez de la viga es: EIb/Lb = (2,1 x 105 ) (6175 x 104)/6000 = 2161 x 106 Nmm/rad = 2161 kNm/rad Y la rigidez necesaria para los pĂłrticos arriostrados es: 8 x 2161 = 17288 kNm/rad La rigidez para uniones entre elementos CHS viene dada por la ecuaciĂłn 6.2; sin embargo, esta ecuaciĂłn sĂłlo es vĂĄlida para 0,3 0,8. No obstante, si la rigidez fuera suficiente suponiendo = 0,8, tambiĂŠn serĂa suficiente para = 1,0, ya que la rigidez aumenta con . Cb,ip = 1,3E

dc 2

(2,25+ 125) -1,44

1 sen ( +0,4)

= (1,3) (2,1 x 105) (3,32 x 106) (0,589) (0,02) x 1=10,89 x 109 Nmm/rad = 10890 kNm/rad < 17288 kNm/rad AsĂ pues, la rigidez disponible para = 0,8 no es suficiente para suponer que la uniĂłn es rĂgida. Ahora puede comprobarse, por ejemplo, si se dispone de suficientes evidencias experimentales relevantes. Van der Vegte (1995) realizĂł cĂĄlculos numĂŠricos para las uniones en T con Î˛ = 1,0 y sometidas a flexiĂłn en el plano, aunque el diĂĄmetro de la columna era de 406,4 mm. AsĂ, la rigidez dada por Van der Vegte debe corregirse debido a la influencia del diĂĄmetro de la columna o hay que determinar la influencia del parĂĄmetro Î˛ entre 0,8 y 1,0. En el artĂculo de Van der Vegte (1995), la rigidez sĂłlo puede determinarse a partir de los grĂĄficos obtenidos con los resultados experimentales. Para evitar que las diferentes dimensiones obliguen a realizar nuevos cĂĄlculos, es mĂĄs fĂĄcil determinar la influencia del parĂĄmetro Î˛ entre 0,8 y 1,0. De los resultados obtenidos se puede concluir que la rigidez para Î˛ = 1,0 es aproximadamente un 60% superior a la de Î˛ = 0,8. La ecuaciĂłn 6.2, que se muestra de forma grĂĄfica en Wardenier et al. (1991) y que aquĂ aparece en la figura 6.31, proporciona un incremento aproximado del 60% para una extrapolaciĂłn lineal conservadora de Î˛ = 0,8 a Î˛ =1,0. 82

Esto hace que la rigidez de la unión sea: 1,6 x 10890 = 17424 kNm/rad.

Figura 6.31 Rigidez de la unión en T entre elementos CHS

Dado que 17424 es mayor que 17288, la unión se puede considerar como rígida para pórticos arriostrados. Nota 1: En lugar de realizar todos estos ejercicios, también se puede comprobar, mediante la ecuación 4.9, si el valor calculado inicialmente para Cip = 10890 kNm/rad (para = 0,8) no daría una capacidad de soportar carga del pórtico que difiera en más del 5% a la esperada. Los límites dados se traducirían en 5793 10890 36782, lo que significa que una rigidez de 10890 kNm/rad sería aceptable. Esto también demuestra que, incluso para grandes desviaciones en la rigidez, la influencia en la capacidad de soportar carga del pórtico es escasa. Nota 2: Si el pórtico de este ejemplo hubiera sido un pórtico no arriostrado, la rigidez necesaria habría sido: Sj,ini ≥ 25EIb/Lb = 25 x 2161 = 54025 kNm/rad Seleccionando perfiles con un espesor 20% mayor y un diámetro 20% menor se genera, de acuerdo con la ecuación 6.2, el siguiente efecto en la rigidez:

(0,8)

0,8 1,2

-1,44

= 0,92

El favorable efecto de la reducción de la relación γ se compensa con la reducción en el diámetro, por lo que la rigidez resultante es prácticamente la misma. El mantenimiento de los diámetros de los elementos y el incremento del espesor de la columna tiene un efecto considerable en la rigidez de la unión. No obstante, esto se traduciría en mayores costes materiales, por lo que, desde el punto de vista económico, es mejor adoptar la rigidez previamente determinada en el análisis del pórtico.

Comprobación de la capacidad resistente de la unión Las fórmulas para la capacidad resistente de la unión se muestran en la figura 6.2. También se puede utilizar el gráfico de diseño de la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT (Wardenier et al., 1991) y que aquí se muestra en la figura 6.32.

Figura 6.32 - Gráfico de diseño para uniones CHS solicitadas a momentos de flexión en el plano

Del gráfico de diseño: para

dc tc

para

fc,y · tc fb,y · tb

= 29,85: C b,ip = 0,67 (dado que db > dc - 2tc) = 1,6:

M*b,ip = 0,67 · 1,6 · f(n') · Mb,pl = 1,07 f(n') · Mb,pl

Suponiendo que la tensión de compresión en la columna es 0,6 fc,y, entonces n' = - 0,6 y con f(n') = 1 + 0,3n' - 0,3(n')2 = 0,71 M*b,ip = 0,76 · Mb,pl

Así, para pórticos arriostrados, esta unión es una unión rígida de resistencia parcial, mientras que para pórticos no arriostrados es una unión semirrígida de resistencia parcial.

Ejemplo 2: vigas y columnas RHS La figura 6.33 muestra una unión en X con vigas y columna RHS. Para este tipo de uniones no se dispone de fórmulas que permitan la determinación de la rigidez. No obstante, se pueden extraer algunas indicaciones de la bibliografía como, por ejemplo, de Yu (1997). En comparación con las uniones de perfiles CHS, aquí también hay que tener en cuenta el parámetro = hb/bc, ya que los perfiles pueden ser rectangulares en lugar de cuadrados.

columna 200 x 200 x 8 vigas 200 x 120 x 6,3 acero de fy = 355 N/mm2

Figura 6.33 - Unión de elementos RHS

Comprobar si la unión se puede considerar como articulada. El Eurocódigo 3 establece que la unión debe considerarse como extremidad articulada si se satisface el siguiente requisito (véase la figura 4.7): Sj, ini < 0,5Elb/Lb Para la viga 200 x 120 x 6,3, se aplican las siguientes propiedades: Ib = 2065 x 104 mm4, Wb,el = 207 x 103 mm3 , Wb,pl = 253 x 103 mm3 E = 2,1 x 105 N/mm2, Lb = 4000 mm Con ello, 0,5EIb/Lb = 0,5(2,1 x 105) (2065 x 104)/4000 = 542 x 106 Nmm/rad = 542 kNm/rad Para la rigidez de la unión son importantes los siguientes parámetros de la unión: β = 120/200 = 0,6 ; 2γ = 200/8 = 25 ; η = 200/200 = 1,0 85

En Yu (1997) se muestra una representación gráfica de los resultados de los ensayos (véase la figura 6.34) para este tipo de unión con: β = 0,6 ; 2γ = 24 ; η = 2β = 1,2

δi (mm) Figura 6.34 - Resultados numéricos de Yu (1997) para uniones en X solicitadas a momentos de flexión en el plano

Los parámetros son prácticamente los mismos que los de la unión que se está considerando, sólo las dimensiones de los ensayos son diferentes, es decir, bc = 150 mm en lugar de 200 mm. Por ello, hay que incorporar la influencia de bc en los resultados de Yu y hay que incluir el efecto de η mediante interpolación entre η = 0,6 y η = 1,2. Como se muestra en la figura, la curva momento-rotación es fuertemente bilineal. La rigidez inicial φi viene dada por: φi = 2δi/hb Para η = 1,67 = 1,0 y para Mb,ip = 10 · fc,y · tc2 · bc se tiene que δi = 1,9 mm 86

así,

φi = 2 x 1,9/150 = 0,025 para Mb,ip = 10 x 355 x (6,25)2 x 150 = 20,8 x 106 Nmm = 20,8 kNm Cb,ip = Mb,ip/ I = 832 kNm/rad

La indentación local es una función de b4c ; para la rotación, la indentación se divide por el canto de la viga, que está relacionado con bc mediante , por lo que la rotación es una función de bc3, En consecuencia, la rigidez inicial viene dada por:

200 = 1972 kNm/rad > 542 kNm/rad = Sj,ini Cb,ip = 832 150 Así, se puede concluir que, de acuerdo con el Eurocódigo 3, la unión del ejemplo no puede considerarse como de extremos articulados.

Comprobación de la capacidad resistente de la unión Las fórmulas para la capacidad resistente de la unión se muestran en la figura 6.5.

M*b,ip = 355 x 82 x 200

200 1 2 200 + + 200 (1 - 0,6)0,5 (1 - 0,6) 2 200

f(n) = 28 x 106 f(n) Nmm

= 28 x f(n) kNm La capacidad resistente plástica a momento de la viga es: Mb,pl = (253 x 103) (355 x 10-6) = 89,8 kNm >> 28 x f(n) kNm

(Nota: ambos perfiles pueden clasificarse como perfiles de clase 1) Así, esta unión debería clasificarse como una unión semirrígida de resistencia parcial.

Ejemplo 3: vigas I y columna CHS La figura 6.35 muestra un pórtico con vigas I soldadas a ambos lados de una columna CHS. Columna: 273 x 6

vigas: IPE 360

Para la viga IPE 360 se aplican las siguientes propiedades: Ib = 16270 x 104 mm4 ; Wb,el = 904 x 103 mm3 ; Wb,pl = 1020 x 103 mm3 E = 2,1 x 105 N/mm2 ; Lb = 6000 mm El grado del acero de las vigas y de las columnas es S235 con una tensión de fluencia mínima especificada fy = 235 N/mm2. La viga I ha sido diseñada originalmente para una carga distribuida uniformemente, suponiendo que se trata de uniones articuladas en los extremos.

Comprobar si, basándose en un análisis plástico rígido, se puede incrementar la capacidad de soportar carga de las vigas IPE 360.

Figura 6.35 - Unión soldada entre vigas IPE 360 y columna CHS 273 x 6

Para las uniones con las columnas 273 x 6, los parámetros de la unión son: β = 170/273 = 0,62 ; 2γ = 273/6 = 45,5

Comprobación de la capacidad resistente de la unión La capacidad resistente a momento de la unión se muestra en la figura 6.11. M*b,ip = 360

1 -0,81 = 40,7 f(n’) kNm

(1 + 0,25

360 ) x 235 x 62 x f(n’) = 40,675 x 106 f(n’) Nmm 273

Supongamos, para desarrollar el ejemplo, que n’ = -0,7, entonces, de acuerdo a la figura 6.11 : f(n’) = 1 + 0,3 n’- 0,3n’2 = 0,64 Como alternativa y de acuerdo con la ecuación 6.18, y asumiendo que n ~ – n’ : f(n) = 1 - 0,25n2 x 45,50,3 = 1 - 0,79 n2 = 0,61 Entonces, M*b,ip = 40,7 x 0,61 = 26 kNm. Comprobación del punzonamiento. fb tb,f 1,16 fc,y · tc ó fb 1,16 (6/12,7) · fc,y por lo tanto: fb 0,55 fc,y y fb 129 N/mm2. M*b,ip = Wb,el x fb = (904 x 103) x 129 = 116,4 x 106 Nmm = 116,4kNm > 26 kNm. Así, el punzonamiento no es el criterio limitante. El momento plástico resistente de la IPE 360 es: Wb,pl · fb,y = (1020 x 103) x (0,235) = 240 x 103 kNmm = 240 kNm. Esto significa que la capacidad total de la viga y la de la unión es: M*b,ip + Wb,pl fb,y = 26 + 240 = 266 kNm, y que la capacidad resistente de la unión obtiene, en este caso, un incremento de tan sólo el 10,6% de la capacidad total de soportar carga de la viga, siempre que se satisfagan los requisitos de rigidez y/o capacidad de rotación.

Comprobar si la rigidez de la unión es suficiente para alcanzar la capacidad resistente a momento de la unión antes de que la viga alcance la capacidad de rotación en el centro del vano. La rigidez de la unión se obtiene de las ecuaciones 6.13 y 6.16: Cb,ip = 6,8 E tc (2 )-1,3 (hb-tb)2/2 Cb,ip = 6,8 (2,1 x 105) (6) (0,62) (45,5)-1,3 (360 - 12,7)2/2 = 2240 x 106 Nmm/rad = 2240 kNm/rad El límite para suponer la condición de articulación en los extremos es (véase la figura 4.7): Sj,ini < 0,5EIb/Lb 0,5EIb/Lb = 0,5 (2,1 x 105) (16270x104) /6000 = 2847 x 106 Nmm/rad = 2847 kNm/rad Cb,ip = 2240 < 2847, por lo que la hipótesis original de que se trata de una unión articulada en los extremos es correcta. 89

Con esta baja rigidez de la uniĂłn, se alcanzarĂĄ primero el momento plĂĄstico resistente en el centro del vano de la viga; por ello, hay que comprobar si se alcanza la capacidad resistente de la uniĂłn antes de que la viga alcance la capacidad de rotaciĂłn. Se supone que la viga presenta una capacidad de rotaciĂłn R = 3, lo que significa que, de acuerdo con la definiciĂłn de R, la viga puede rotar hasta (R + 1) pl = 4 pl. Si se supone que, cuando se alcanza el momento plĂĄstico, en la rĂłtula plĂĄstica se produce la fluencia en las fibras de la viga a ambos lados de la rĂłtula sobre una distancia igual al canto de la viga, es decir, sobre una distancia total de 2hb, entonces la elongaciĂłn â&#x2C6;&#x2020;L de las fibras exteriores es igual a 2hb Âˇ y. AsĂ, la rotaciĂłn en la rĂłtula plĂĄstica de la viga es: 2hb Âˇ y fb,y L =4 =4 = 16 = 18 x 10-3 rad 0,5hb E 0,5hb Suponiendo una situaciĂłn rĂgida-plĂĄstica, es decir, despreciando la parte elĂĄstica, la uniĂłn rotarĂĄ sobre: 0,5 = 9 x 10-3 rad. Para esta rotaciĂłn, la resistencia al momento de la uniĂłn serĂĄ: 0,5 Âˇ Cb,ip = (9 x 10-3) 2240 = 20,2 kNm Ă&#x2030;sta es menor que la capacidad resistente a momento de la uniĂłn M*b,ip = 26 kNm en el estado lĂmite Ăşltimo y el incremento real de la capacidad de soportar carga de la viga, incluyendo la capacidad resistente de la uniĂłn, es de 20,2 kNm. Esto se traduce en una capacidad total de la uniĂłn y de la viga de: 20,2 + 240 = 260,2 kNm

Nota: En este ejemplo se ha despreciado la rotaciĂłn de la columna.

Ejemplo 4: UniĂłn atornillada de viga I con columna RHS Se ha considerado una uniĂłn barrenada con fluencia para varias vigas I y columnas RHS. Para estas uniones, la rigidez no sĂłlo estĂĄ influida por la rigidez de la cara de la columna, sino tambiĂŠn por la geometrĂa de la placa frontal. La forma mĂĄs sencilla de diseĂąar estas uniones es que sean articuladas. Esto se puede conseguir, por ejemplo, utilizando un canto parcial y placas frontales relativamente delgadas para las vigas. En caso contrario, la rigidez debe obtenerse de los datos de ensayos existentes en la bibliografĂa o de cĂĄlculos numĂŠricos que habrĂĄ que llevar a cabo. Como ejemplo, en la figura 6.36 se muestran algunos ensayos llevados a cabo por France et al. (1999, 1999a). Las columnas eran de 200 x 200 con un espesor que variaba entre 6,3 y 12,5 mm. El grado del acero utilizado era S275, aunque las tensiones de fluencia reales de las columnas variaban entre 300 y 340 N/mm2.

Figura 6.36 - Uniones entre vigas I y columnas RHS con canto parcial y placas frontales a nivel (France et al.1999, 1999a)

La figura 6.37 muestra una comparación entre las curvas momento-rotación de una placa frontal a nivel y una placa frontal de canto parcial para una unión entre un perfil UB 457 x 152 x 52 y una columna RHS 200 x 200 x 8. Además, se indica el requisito de extremos articulados para una luz de 7,5 m. La unión con placa frontal a nivel se clasifica como semirrígida, mientras que la unión con placa frontal de canto parcial es articulada.

Semirrígida Extremos articulados

Figura 6.37 - Curvas momento-rotación de una unión con placa frontal a nivel y con placa de canto parcial

De esta investigación también se puede concluir que, si el espesor de la placa frontal a nivel es aproximadamente 1,5 veces el espesor del perfil RHS, sólo contribuirá mínimamente a la deformación de la unión; es decir, la deformación de la cara de la RHS es más importante. En la figura 6.38 se muestra la influencia del espesor de la columna RHS. Así, de la misma forma que en el ejemplo 2, se puede hacer uso de los datos experimentales disponibles para llevar a cabo el diseño.

Figura 6.38 - Curvas momento-rotación de uniones con placas frontales a nivel entre una viga UB 356 y columnas RHS con espesores variables

7 Requisitos especiales para cargas sísmicas

Esfuerzo cortante de respuesta

La carga sísmica varía con la capacidad de disipación (o absorción) de energía de la estructura. Este hecho se explica mediante relaciones sencillas entre el esfuerzo cortante de respuesta V (aceleración de la respuesta multiplicada por la masa) y desplazamiento de la respuesta δ cuando una estructura está sometida a una carga dinámica en su base, como se muestra en la figura 7.1. Si la estructura se comporta elásticamente, la estructura soporta un esfuerzo cortante Vel y un desplazamiento δel. Sin embargo, si la estructura se deforma y alcanza la capacidad última a cortante Vu, la estructura soportará un desplazamiento δu. Las energías disipadas por las dos estructuras, es decir, las áreas bajo las dos curvas carga-desplazamiento, son prácticamente similares.

Desplazamiento de respuesta Figura 7.1 - Relaciones esfuerzo-desplazamiento de estructuras elásticas e inelásticas sometida a una carga dinámica

El resultado anterior hace que el diseño sísmico sea diferente del diseño para los estados límites últimos ordinarios, que tienen en cuenta otras cargas como las cargas gravitatorias o la fuerza del viento. Si la fuerza del viento supera la capacidad Vu, la estructura colapsa. Pero éste no es el caso con cargas sísmicas. En cambio, el diseño sísmico requiere que la estructura no colapse ni siquiera cuando se alcance el desplazamiento máximo δu. Así, los códigos sísmicos existentes especifican las cargas sísmicas de diseño como una función de la capacidad de disipación de energía de las estructuras. De forma más especifica, el factor de comportamiento q del Eurocódigo 8, el coeficiente de reducción R del Uniform Building Code (ICBO1997) y el factor de características estructurales Ds del Japanese Building Code (BCJ 1997) juegan un papel muy similar en la reducción del espectro de respuesta elástica para obtener el espectro de respuesta de diseño, teniendo en cuenta las diferentes características de disipación de los diferentes tipos de estructuras. Además, todos estos códigos sísmicos especifican reglas detalladas para elementos estructurales y pórticos, para garantizar que la estructura pueda disipar una cierta cantidad de energía correspondiente al coeficiente de reducción. Otro punto que hace que el diseño sísmico sea diferente del diseño para los estados limites últimos ordinarios es el hecho de que la carga dinámica no sólo se aplica una vez, sino que se aplica de forma cíclica, aunque el número de ciclos de grandes intensidades sea muy 93

pequeño, normalmente de 2 ó 3 ciclos. No obstante, hay partes de la estructura que se deforman adecuadamente en la región de endurecimiento por deformación de forma cíclica. Esta deformación plástica cíclica en frío deteriora rápidamente la tenacidad del material, pudiendo provocar una rotura no dúctil por tracción de los elementos estructurales, que se inicia frecuentemente en los puntos críticos de las uniones soldadas. Las roturas no dúctiles no son deseables y deben evitarse. Si la estructura se diseña para permanecer prácticamente elástica, incluso bajo fuertes terremotos, debe evitarse el deterioro del material debido a la deformación plástica en frío. No obstante, mantener la estructura de un edificio normal prácticamente elástica para que esté preparada en caso de que se produzca un hecho tan poco frecuente resulta extremadamente caro y no suele intentarse a menos que la estructura esté aislada de las sacudidas terrestres mediante dispositivos especiales. La siguiente parte de este capítulo discute los requisitos especiales necesarios para el diseño resistente a terremotos de las uniones viga-columna, adicionales a los requisitos necesarios para el diseño por estados límites últimos ordinarios. Las descripciones generalmente siguen el formato del Eurocódigo 8, aunque los procedimientos de diseño adoptados en el Eurocódigo 8 sean similares a los adoptados en otros códigos, como el Uniform Building Code o el Japanese Building Code (la Ley sobre normas de edificación de Japón y sus leyes y reglamentaciones subsidiarias emitidas por el Ministerio de Fomento, Infraestructuras y Transporte). En lo sucesivo, se hará referencia a ellos como el Código de Edificación Japonés. 7.1 Comportamiento estructural disipativo y no disipativo El Eurocódigo 8 recomienda los dos siguientes conceptos de diseño: a) comportamiento estructural disipativo; b) comportamiento estructural no disipativo. En el concepto (a) se tiene en cuenta la capacidad de algunas partes de la estructura (denominadas zonas disipativas) para resistir las cargas sísmicas más allá de la región elástica. Los elementos y uniones de las zonas disipativas soportan la fluencia o pandeo local y participan en la disipación de la energía entrante durante los terremotos gracias a un comportamiento de histéresis. Cuando se suponen cargas sísmicas de diseño, el factor de comportamiento q se considera mayor que 1,0, de acuerdo con la capacidad de disipación de energía de la estructura. Los valores del factor de comportamiento se discutirán posteriormente en la sección 7.3. En el concepto (b), el análisis de la estructura se basa en un análisis elástico sin tener en cuenta el comportamiento no lineal del material. Cuando se suponen cargas sísmicas de diseño, el factor de comportamiento (es decir, factor de reducción) q se considera como 1,0. Para estructuras diseñadas utilizando el concepto (b), la resistencia de los elementos y de las uniones puede evaluarse de acuerdo con las reglas presentadas en el Eurocódigo 3, sin tener que satisfacer los requisitos de ductilidad presentados en este capítulo. El concepto de diseño (b) puede utilizarse para estructuras que se encuentren en zonas de baja sismicidad, en estructuras esbeltas en celosía o en estructuras aisladas y no se van a discutir en este capítulo. 7.2 Materiales Los terremotos de Northridge en 1994 y de Kobe en 1995 cogieron por sorpresa a los profesionales de ingeniería estructural en lo referente a que muchas de las uniones soldadas que existían en los pórticos de acero de edificios modernos sufrieron fracturas frágiles. Estas fracturas se produjeron más frecuentemente en las regiones que se encontraban 94

alrededor de las soldaduras del ala inferior de la viga. Especialmente en Northridge, las fracturas frágiles se iniciaron a niveles muy bajos de demanda plástica y, en algunos casos, mientras las estructuras se mantenían elásticas. La baja tenacidad del metal de soldadura producido por electrodos designados como AWS E70T-4 y la elevada velocidad de deposición en los procedimientos de soldadura desempeñaron un papel relevante en la inducción de las fracturas frágiles (Fisher 1997). La tendencia actual es que los códigos sísmicos impongan requisitos de tenacidad más rigurosos para el acero que se va a utilizar en zonas disipativas. El Eurocódigo 8 especifica que el acero de las zonas disipativas debe ser conforme a la norma EN 10025. El requisito mínimo de resiliencia Charpy (Charpy V Notch - CVN) varía de 27 Julios a 20 C hasta 40 julios a - 20 C dependiendo del grado del acero. Las recomendaciones recientemente revisadas del IIW y del CIDECT sobre el diseño a fatiga de uniones de perfiles tubulares (IIW 1999, Zhao et al. 2000) especifican la utilización de un acero ISO 630 y de unos perfiles tubulares acabados en caliente y conformados en frío según la EN 10210-1(HF) y EN 10219-1(CF), requiriendo ambos la misma resiliencia CVN mínima que la norma EN 10025. Para obtener información adicional, consulte la Guía de diseño del CIDECT sobre fabricación, ensamble y montaje (Dutta et al. 1998). Los criterios de diseño de FEMA (2000) recomiendan 27 J a 21 C para el metal base y 27 J a -29 C y 54 J a 21 C para el metal de aportación de la soldadura como los valores de CVN mínimos necesarios. También merece destacarse el hecho de que la mayor parte de las investigaciones experimentales, que conforman la base de estas recomendaciones, utilizan materiales que muestran propiedades de resiliencia muy superiores al requisito mínimo de 27 J a 0 C actualmente recomendado por las autoridades de edificación japonesas. Otras propiedades mecánicas importantes que son necesarias para las zonas disipativas son la resistencia a la fluencia y la relación resistencia a la fluencia/resistencia a la tracción. Estos requisitos garantizan que la estructura muestre el mismo mecanismo de colapso durante los terremotos que el anticipado en la etapa de diseño, y que se discutirá más adelante en este capítulo. El Eurocódigo 8 recomienda que se especifique el rango de variación de las resistencias a la fluencia y a la tracción del acero utilizado en la fabricación. 7.3 Tipos estructurales y factores de comportamiento Los pórticos de acero de los edificios resisten las cargas sísmicas horizontales gracias a pórticos resistentes a momentos o a pórticos arriostrados. Cuando estos dos tipos de pórticos se usan en combinación, a los pórticos resultantes se les denomina estructuras duales en el Eurocódigo 8 y, también, en el Uniform Building Code. Los pórticos resistentes a momentos resisten las cargas horizontales mediante elementos que actúan esencialmente por flexión. En estas estructuras, las zonas disipativas están localizadas fundamentalmente en las rótulas plásticas, cerca de las uniones viga-columna, y la energía se disipa por medio de flexión cíclica. Los pórticos arriostrados resisten las cargas horizontales mediante esfuerzos axiales en los arriostramientos. En estos pórticos, las zonas disipativas se encuentran localizadas fundamentalmente en los arriostramientos traccionados y/o comprimidos. En general, los pórticos arriostrados son mucho más rígidos y robustos que los pórticos resistentes a momento. Sin embargo, los pórticos resistentes a momento muestran una capacidad de deformación mucho mayor que los pórticos arriostrados. El Eurocódigo 8 recomienda valores del factor de comportamiento que dependen del tipo de estructura, como se muestra en la figura 7.2, aunque estos valores sólo son aplicables si se cumplen las reglas de detalles mostradas en los capítulos 7 y 8. Observe que los arriostramientos traccionados presentan capacidades de disipación de energía mayores que los arriostramientos comprimidos. Los valores para el factor q del Eurocódigo 8 son menores que los valores de los coeficientes R del Uniform Building Code, aunque son mayores que los factores 1/Ds del Código de Edificación japonés. Sin embargo, estas diferencias no influyen en las reglas de detalle descritas en este capítulo. 95

zonas disipativas (rótulas plásticas)

zonas disipativas (diagonales traccionadas y comprimidas) Nota: αu /α1 representa la relación entre la carga sísmica a la que un número de secciones, suficientemente grande para desarrollar una inestabilidad estructural global, alcanza su resistencia de momento plástico y la carga sísmica a la que la sección transversal con mayor deformación unitaria alcanza su resistencia plástica. αu /α1 debe limitarse a 1,6.

Figura 7.2 - Tipos estructurales y factores de comportamiento según el Eurocódigo 8

7.4 Uniones en zonas disipativas El Eurocódigo 8 define los siguientes criterios para el diseño sísmico: 1. Las partes estructurales de zonas disipativas deben presentar una ductilidad y resistencia adecuadas para que la estructura pueda soportar suficiente deformación sin fallar por culpa de la inestabilidad global. 2. Las partes no disipativas de las estructuras disipativas y las uniones de las partes disipativas con el resto de la estructura deben presentar suficiente sobrerresistencia como para permitir la fluencia cíclica de las partes disipativas. Para garantizar que las uniones presenten suficiente sobrerresistencia, el Eurocódigo 8 especifica las siguientes reglas de detalle: 1. El valor de la resistencia a la fluencia del acero que se utiliza realmente en la fabricación no debe superar en más del 10% al valor fy empleado en el diseño. 2. Se considera que las uniones de partes disipativas realizadas por medio de soldaduras en ranura de penetración completa (CJP) (soldaduras a tope de penetración completa) satisfacen el criterio de sobrerresistencia. 3. Para las uniones con soldadura en ángulo o atornilladas, se deben cumplir los siguientes requisitos, que también son aplicables a las uniones en los extremos de los arriostramientos: a) (resistencia de la unión según el Eurocódigo 3) 1,2 x (resistencia plástica de la parte unida). b) Para las uniones atornilladas trabajando a cortadura, la rotura por aplastamiento debe ser anterior a la rotura a cortante de los tornillos. Tras los terremotos de Northridge y Kobe, se ha mostrado que la regla de detalle anteriormente mencionada sobre las uniones soldadas a tope no siempre es correcta. En la sección 7.6 se discutirán otras reglas de detalle necesarias para cumplir con el criterio de suficiente sobrerresistencia. El Eurocódigo 8 permite uniones que están diseñadas para contribuir de forma significativa a la capacidad de disipación de la energía inherente al factor q elegido. A estas uniones no es necesario aplicarles las condiciones de sobrerresistencia. Sin embargo, dichas uniones deben utilizar dispositivos especiales verificados experimentalmente y, por ello, no son adecuadas para el trabajo ordinario de un gabinete de diseño. La única excepción a estas difíciles uniones es el panel del alma de la columna, que se describe en la sección 7.7. 7.5 Diseño de columnas robustas-vigas débiles La formación de rótulas en las columnas, al contrario que en las vigas, no es deseable, ya que puede provocar la formación de un mecanismo en una sola planta (véase la figura 7.3), en el que el daño se concentra en unas pocas plantas, y el número de elementos que participan en la disipación de la energía es relativamente pequeño. Además, dicho mecanismo puede generar un daño local a las columnas que son elementos críticos para soportar cargas gravitatorias.

Figura 7.3 - Comparación de los mecanismos de colapso adecuados y no adecuados

El Eurocódigo 8 establece: "Los pórticos resistentes a momento deben diseñarse de manera que las rótulas plásticas se formen en las vigas y no en las columnas. Este requisito se invalida en la base del pórtico, en la planta superior de los edificios de varias plantas y en los edificios de una sola planta." Las Provisiones Sísmicas del AISC (1997a, 2000) también incluyen las relaciones que deben satisfacerse para una condición nominal de diseño de columnas robustas-vigas débiles, aunque las ecuaciones del AISC no son suficientes para evitar la articulación de las columnas en las estructuras reales. Las Directrices Provisionales de SAC (1999), así como los Criterios de Diseño FEMA (2000) recomiendan una fórmula más detallada para garantizar la condición de columnas robustas-vigas débiles. La fórmula refleja un probable incremento de la resistencia a la fluencia del material de la viga y las posiciones de las rótulas plásticas en los sistemas de uniones reforzadas viga-columna. La guía de diseño japonesa para columnas conformadas en frío (BCJ 1996) recomienda que la suma de los momentos plásticos resistentes de las columnas debe ser 1,5 veces superior a la suma de los momentos plásticos resistentes de las vigas, ambas calculadas utilizando resistencias a la fluencia nominales, para cada unión. La relación de 1,5 es el resultado de una norma de buena práctica basada en el análisis de los siguientes factores que influyen en la condición de columnas robustas-vigas débiles, y resulta ser prácticamente igual a la relación dada por los Criterios de Diseño FEMA anteriormente mencionados.

Si las cargas sísmicas horizontales actúan diagonalmente al eje principal del edificio, las vigas en las dos direcciones participan en el soporte de los momentos de flexión de las columnas. Por ello, las columnas deben ser 1,4 veces más robustas que las vigas.

Las vigas se diseñan frecuentemente como elementos mixtos con losas de hormigón.

La variabilidad de la resistencia a la fluencia en los materiales de vigas y columnas hace que exista una cierta probabilidad de que las columnas sean más débiles que las vigas.

7.6

Durante las respuestas sísmicas, los modos de vibración superiores pueden forzar una concentración del momento de flexión en un lado de las columnas.

Uniones viga-columna capaces de transmitir momento (uniones rígidas y de resistencia total)

La figura 7.4 muestra un ejemplo del alzado de un ensamblaje viga-columna con momentos de flexión en la viga debidos a cargas horizontales.

zona de rótula plástica

Figura 7.4 - Ejemplo de ensamblaje viga-columna con detalles convencionales

El momento de flexión en el extremo de la viga Mpl está controlado por efectos locales o combinación de efectos locales, torsión y pandeo lateral de la viga, a menos que la rotura por tracción sea la que controle la carga máxima. El Eurocódigo 8 especifica que la relación anchura-espesor de los elementos planos de las zonas disipativas de pórticos resistentes a momento debe estar en el rango de perfiles compactos de clase 1, y que el pandeo lateral o lateral torsional prematuro de las vigas se evita siguiendo las recomendaciones del Eurocódigo 3. Aún más, el Eurocódigo 8 especifica que las uniones viga-columna deben presentar una sobrerresistencia adecuada para permitir que las rótulas plásticas se formen en las vigas. El Eurocódigo 3 recomienda cumplir la siguiente desigualdad para las uniones rígidas de resistencia total: Mj, end* 1,2Mpl*

..................................................................................................7.1

en donde Mj,end* representa la resistencia a la flexión de la unión en el extremo de la viga. Es decir, se recomienda un coeficiente de sobrerresistencia de = 1,2 Msoldadura/ M0 = 1,36 o mayor para que las rótulas plásticas en los extremos de la viga tengan una capacidad de rotación suficiente para presentar un mecanismo estructural global. Un valor típico recomendado para en el Código de Edificación Japonés es 1,3, aunque en las publicaciones del AIJ se proponen diferentes valores que varían en función del material empleado y del tipo de unión. Durante los terremotos de Northridge y Kobe, muchas uniones de momento sufrieron roturas por tracción en las uniones viga-columna, que habían sido diseñados de acuerdo con reglas de detalle similares a las del Eurocódigo 8. 99

En EE.UU. y en Japón se han llevado a cabo extensas investigaciones para encontrar mejoras que eviten la rotura prematura por tracción de las uniones viga-columna. Una de las cuestiones importantes, que invalida los detalles convencionales, se discutirá más adelante. La figura 7.4 muestra el detalle típico de una unión entre una viga y una columna RHS. La unión presenta placas pasantes de continuidad, también denominadas diafragmas pasantes, en la posición de las alas de la viga. Las alas de la viga están soldadas en obra a los diafragmas pasantes utilizando soldaduras de penetración completa en ranura en V con bisel simple con placas de apoyo. El alma de la viga se atornilla en obra a la placa lateral a cortante (orejeta), que viene soldada a la columna desde el taller. El panel del alma de la columna (o panel de unión), que es realmente una columna corta soldada a los diafragmas pasantes en los extremos, no está reforzado; para el panel de unión se utiliza el mismo perfil que para el perfil de la columna. Durante el terremoto de Kobe, las grietas se iniciaron, en muchos casos, en los bordes de los despalmillados de las vigas y en los cráteres o bordes de las soldaduras alrededor de las regiones de los apéndices de retención (en horizontal) de soldadura (los extremos inicial y final de los nudos soldados a tope) y se extendieron de forma quebrada por las alas de la viga. Uno de los motivos por los que las fracturas se producen frecuentemente en este área es que la falta de capacidad resistente a flexión de la unión atornillada del alma genera una sobretensión en el ala de la viga y en las soldaduras del ala. Así, la placa lateral está soldada al ala de la columna, que soporta el momento flector del alma de la viga mediante flexión fuera del plano del ala de la columna de pared delgada. Además, si deslizan los tornillos del alma, la unión atornillada del alma requerirá una deformación relativamente grande para desarrollar una capacidad resistente a flexión significativa (véase Engelhardt y Sabol 1996). Por ello, las soldaduras de las alas que son mucho más rígidas resisten la mayoría de los momentos de flexión de una unión. El análisis simplificado de la unión (Tanaka et al. 1997) que se muestra a continuación demuestra claramente cómo se produce la sobretensión. Se han hecho dos hipótesis de simplificación: 1. Es necesario un momento máximo de 1,2Mpl o mayor para desarrollar significativas rotaciones en el extremo de la viga sometida a carga cíclica; 2. la unión atornillada del alma puede transferir el 10% del momento soportado a través de las alas. Así, se debe cumplir la siguiente desigualdad para conseguir unas rotaciones plásticas adecuadas. 1,1 Ab,f (hb - tb,f ) fb,u 1,2 Wpl fb,y

..............................................................7.2

en donde Ab,f representa el área transversal del ala de la viga, mientras que Ab,w representa, en la siguiente ecuación, el área transversal del alma de la viga. Wpl corresponde al módulo plástico resistente de la viga. La anterior relación puede redefinirse como: fb,y fb,u

1 1 + 0,275

Ab,w Ab,f

. ..........................................................................7.3

Los valores típicos de Ab,w /Ab,f para perfiles de viga laminada son de aproximadamente 1,5. Esto significa que, a menos que la relación entre la resistencia a la fluencia y la resistencia a la tracción sea inferior a 0,71, las alas de la viga pueden fracturarse en una unión vigacolumna antes de que se desarrolle la rotación plástica adecuada. El Eurocódigo 3 especifica que la relación entre la resistencia a la fluencia y la resistencia a la tracción del material de la viga debe ser inferior a 1/1,1 = 0,91. Sin embargo, este valor limitante es insuficiente para prevenir las fracturas en los extremos del ala de la viga. 100

Los detalles de unión mostrados en la figura 7.4 resultaron inapropiados para conseguir un comportamiento dúctil. Si existe algún defecto en las soldaduras, se puede producir una fractura frágil. Por ello, es necesario realizar mejoras en los detalles de unión, como se discutirá en el siguiente capítulo. Debe observarse que el coeficiente de sobrerresistencia es una medida indirecta que garantiza la capacidad de rotación suficiente de una rótula plástica en el elemento adyacente a la unión. La α necesaria depende de muchos factores, como la relación anchura-espesor de los elementos planos, así como del objetivo de comportamiento del diseño del pórtico del edificio. Aunque α es una medida que puede usarse fácilmente en el diseño de la unión, para conseguir un determinado objetivo de comportamiento resulta más inequívoco especificar el ángulo de desplazamiento entre plantas. Los Criterios de Diseño de FEMA (2000), resultantes de investigaciones analíticas no lineales, como se muestran en el tabla 7.1, recomiendan los ángulos mínimos de desplazamiento entre plantas hasta los cuales las uniones deben aguantar las demandas sísmicas consideradas máximas sin que se produzca una degradación de resistencia o un fallo completo que lleve a un colapso total de la estructura.

Sistema estructural

Capacidad calificativa de ángulo de desplazamientodegradación de resistencia, SD (radianes)

Capacidad calificativa de ángulo de desplazamiento-última, U (radianes)

OMF

0,02

0,03

SMF

0,04

0,06

Nota: El pórtico ordinario resistente a momento (OMF) es un pórtico resistente a momento que no cumple con los requisitos de detalle especiales necesarios para un comportamiento dúctil. El pórtico especial resistente a momento (SMF) es un pórtico resistente a momento especialmente detallado para suministrar un comportamiento dúctil y que cumple con los requisitos enumerados en este Capítulo. SD toma el valor de , en el que se produce un fallo de la unión o en el que la resistencia de la unión se degrada hasta un nivel inferior a la capacidad plástica resistente nominal, lo que sea inferior. U toma el valor de , en el que el daño en la unión es tan importante que no se puede garantizar que se mantenga la capacidad necesaria para permanecer estable bajo carga gravitatoria. Tabla 7.1 - Capacidades mínimas calificativas totales de ángulo de desplazamiento entre plantas para pórticos ordinarios resistentes a momento y para pórticos especiales resistentes a momento, de acuerdo con FEMA 350

Las uniones de los extremos de la columna suelen diseñarse como uniones soldadas a tope de penetración completa (CJP) con placas de apoyo. No obstante, si se utilizan columnas RHS conformadas en frío se pueden formar grietas en la zona afectada por el calor (HAZ) en los vértices del perfil RHS y extenderse rápidamente bajo carga cíclica inelástica. El deterioro del material debido al conformado en frío aplicado durante los procesos de fabricación es el principal responsable de un desarrollo tan prematuro de una grieta dúctil y de su paso a fractura frágil. Los resultados experimentales obtenidos en el pasado han mostrado que la capacidad de rotación de las columnas RHS conformadas en frío se reduce significativamente con el desarrollo temprano de grietas, aunque los momentos máximos en los extremos de la columna alcancen valores mayores que Mpl. Si, en las uniones viga-columna, los perfiles de las columnas no están interrumpidos por los diafragmas, los desarrollos de grietas se suprimen. Uno de los últimos ejemplos es una unión con diafragmas internos, que se describe en la sección 8.5. 101

Los fallos en los bordes de la columna debidos a grietas se pueden evitar realizando un diseño del pórtico en el que las columnas siempre sean más fuertes que las vigas. Además, en muchos casos, los momentos máximos en los extremos de las columnas están limitados por la fluencia de los paneles del alma de las columnas, como se discutirá en la siguiente sección. Si, no obstante, un análisis del pórtico indica que todas las columnas de una planta específica presentan rótulas plásticas en los extremos superior e inferior de las columnas, se considera que el pórtico soporta un mecanismo de planta. En ese caso, la resistencia de las columnas de esa planta en particular debe incrementarse. Para el diseño de pórticos se han propuesto dos aproximaciones. Una primera aproximación consiste en disminuir el factor q (incrementar el factor Ds) para esa planta (Akiyama 1994), mientras que la otra aproximación consiste en reducir la resistencia de cálculo de las columnas en esa planta (BCJ 1996). Si una columna se articula únicamente en la base de un pórtico o únicamente en la planta superior de un pórtico de un edificio de varias plantas, esto no constituye un mecanismo de planta. 7.7 Panel del alma de la columna La siguiente ecuación evalúa la resistencia a cortante del panel del alma de la columna mostrada en la figura 7.5 (AIJ 2001).

Figura 7.5 - Panel del alma de la columna enmarcado por alas y rigidizadores

Vc,w* = Ac,w

I - n2

fc,y

.................................................................................7.4

en donde Ac,w es el área resistente a cortante del panel del alma de la columna, y se calcula como Ac,w = 2(hc,w - tc,w) tc,w tanto para columnas CHS como RHS, en donde hc,w y tc,w representan el canto y el espesor de los paneles del alma de CHS y RHS, respectivamente. “n” corresponde a la 102

tensión media en el panel del alma de la columna dividida por la tensión de fluencia del panel. La ecuación 7.4 es aplicable a columnas CHS y RHS, dado que existen rigidizadores transversales a los niveles de las alas de la viga. La ecuación anterior es más adecuada para columnas de perfil tubular que la que aparece en el Eurocódigo 3, siendo esta última más apropiada para columnas de perfil H. Las uniones de los pórticos resistentes a momentos deben diseñarse de forma que satisfagan la siguiente desigualdad: Vc,w* Vc,w

.............................................................................................7.5

en donde el esfuerzo cortante de cálculo Vc,w puede calcularse como: Vc1 + Vc2 Mb1 + Mb2 Vc,w = ..................................................................7.6 hb - tb,f 2 En la ecuación anterior, las cargas de diseño que actúan en el panel del alma de la columna están representadas por Mb1, Mb2, Vc1 y Vc2, que corresponden, respectivamente, a los momentos flectores para las vigas de los lados derecho e izquierdo y los esfuerzos cortantes de las columnas en las partes inferior y superior (véase la figura 7.5). La rotación elástica del panel del alma de la columna el,c,w debida al esfuerzo cortante se puede evaluar mediante la siguiente ecuación: el,c,w =

Vc,w

............................................................................................7.7

GAc,w

en donde GAc,w es la rigidez inicial a cortante del panel del alma de la columna y presenta la misma forma para columnas CHS y RHS. El panel del alma de la columna soporta una deformación por cortante γ de cerca del 0,5 a 0,6% si el esfuerzo cortante alcanza el valor dado en la ecuación 7.4, de acuerdo a los resultados experimentales obtenidos en el pasado. No obstante, el panel es capaz de soportar un incremento adicional de la carga debido al endurecimiento por deformación, mostrando una curva estable de carga vs. deformación. El Eurocódigo 3 afirma que: "Se puede suponer que una unión viga-columna, en la que la resistencia al momento de cálculo Mj,cf* está controlada por la resistencia de cálculo a cortante del panel del alma de la columna, presenta una capacidad de rotación adecuada para un análisis plástico global". Así, una fluencia moderada del panel del alma de la columna tiene un efecto beneficioso en la mejora del comportamiento de los pórticos resistentes a momento, ya que puede participar en la disipación de la energía entrante. Sin embargo, debe evitarse una excesiva fluencia del panel del alma de la columna, ya que una gran deformación por cortante en el panel induce una flexión local (retorcimiento) de la columna o de las alas de viga en la región adyacente a las soldaduras, pudiendo provocar un desarrollo prematuro de las roturas por tracción en dichas regiones. Si el panel de unión presenta la misma sección transversal que las columnas situadas a ambos lados de la unión, el panel del alma de la columna suele ser más débil que las columnas. Una excepción a esto es un diseño bastante inusual en el que el canto de la viga es 1,5 veces mayor que el canto de la columna. Así, la fluencia del panel del alma de la columna ayuda a evitar la articulación de la columna. Aún más, la fluencia del panel del

103

alma de la columna tiene la misma función que las rótulas plásticas en los extremos de la viga a ambos lados de la unión. En la figura 7.3(b) se muestra un ejemplo de mecanismo de colapso que acompaña a la fluencia del panel del alma de la columna. En los paneles del alma de las columnas, las uniones a dos caras son más fáciles de fluir, mientras que es más fácil que las uniones a una sola cara presenten una rótula plástica en el extremo de la viga. El mecanismo de colapso mostrado en la figura 7.3(b) no presenta articulación en las columnas, excepto en la base y en la planta superior del pórtico. Con ello, se evita un mecanismo de planta y hay más partes del pórtico que pueden participar en la disipación de la energía.

104

8 Uniones rígidas (resistencia total) Las uniones semirrígidas viga-columna pueden ser una opción ventajosa para el diseño sísmico, ya que se puede disipar una cierta cantidad de energía dentro de las uniones y también debido a que se puede evitar la innecesaria sobretensión en áreas locales de las uniones que llevarían a fracturas frágiles. No obstante, el desarrollo de uniones semirrígidas seguras bajo una condición de carga cíclica inelástica requiere considerables investigaciones y no es fácilmente aplicable al trabajo ordinario de un gabinete de diseño. Por ello, la mayor parte de las uniones viga-columna de pórticos resistentes a momento utilizan uniones rígidas de resistencia total para el diseño sísmico, excepto para el panel del alma de la columna, en donde se permite la fluencia por cortante. Las uniones con placas de extremo (de testa) de vigas que se describen en la sección 8.7 no son completamente rígidas y se trata de una de las pocas excepciones a las uniones rígidas. Para desarrollar una capacidad resistente a momento completa, suele ser necesario emplear rigidizadores transversales en la columna para transferir las cargas axiales en las alas de la viga. El rigidizador puede ser un diafragma pasante, un diafragma interno o un diafragma externo. El diafragma pasante es la opción más popular en Japón, ya que la carga axial del ala de la viga se transfiere directamente al alma de la columna de la manera más sencilla. El otro factor que hace que los diafragmas pasantes se usen de forma frecuente es que la mayor parte de los fabricantes japoneses poseen recursos de producción bien establecidos, particularmente robots de soldadura, más adecuados para producir este tipo de uniones. Este capítulo se inicia con el diseño, basado fundamentalmente en criterios y códigos japoneses, de aquellas uniones rígidas de resistencia total que utilizan diafragmas pasantes, y que se aplican específicamente a las condiciones de cargas sísmicas. 8.1 Uniones con diafragmas pasantes para aplicación de soldadura en taller Las uniones de vigas cortas con columnas se sueldan en taller en cada unión, según se muestra en la figura 8.1. La viga que salva la distancia entre las dos vigas cortas se atornilla en obra. El diafragma pasante suele diseñarse para ser de 3 a 6 mm más grueso que las alas de la viga.

Figura 8.1 - Uniones viga-columna con diafragmas pasantes para soldadura en taller

Aunque las uniones soldadas (a tope de penetración completa) CJP entre las alas de la viga y los diafragmas pasantes parecen ser relativamente sencillas y convencionales, tanto el terremoto de Kobe como las investigaciones posteriores demostraron que se podía producir una fractura frágil en dichas uniones viga-columna si no se realizaban mejoras en los detalles de la unión y en los procedimientos de soldadura. Uno de los motivos por los que se producen las fracturas frágiles es la sobretensión en el ala de la viga y en las soldaduras del ala de la viga debido a la falta de capacidad resistente a flexión de la unión 105

soldada del alma, como se ha discutido en la sección 7.6. Sin embargo, existen además otros factores que podrían provocar roturas por tracción, incluyendo las fracturas frágiles de la unión. Una investigación a gran escala, realizada tras el terremoto, sobre uniones de vigas a columnas RHS con diafragmas pasantes se llevó a cabo utilizando muchas muestras duplicadas (AIJ, Kinki 1997). La evaluación de los resultados obtenidos de esta investigación reveló que la importancia de los cuatro factores que influyen en la ductilidad de los ensambles vigacolumna se podía clasificar en términos cuantitativos, y que la ductilidad de las uniones convencionales y mejoradas se podía predecir (Kurobane 1998). Esta evaluación se resume en el Anexo A. La tabla 8.1(a) muestra los valores medios y ponderados (valor medio menos una desviación estándar) previstos para la ductilidad de los ensambles viga-columna y demuestra el incremento de la ductilidad con la mejora de los detalles de la unión.

(a) Uniones soldadas en taller Factor de deformación plástica acumulada

Mejora obtenida en Despalmillado de viga

sí y no sí y no no no sí sí

Pasadas de soldadura Apéndice retenedor de soldadura

no sí no sí no sí

no no sí sí sí sí

Media

Media menos una SD

31 (0,040) 46 (0,047) 51 (0 ,049) 51 (0 ,049) 54 (0 ,051) 68 (0 ,056)

15 (0,029) 30 (0,039) 35 (0 ,041) 35 (0 ,041) 38 (0 ,043) 52 (0 ,050)

(b) Uniones soldadas en obra Mejora obtenida en Despalmillado de viga

Pasadura soldadura

sí y no sí y no no no sí sí

no no sí sí sí no

sí

Apéndice retenedor Defecto soldadura de soldadura

Deformación plástica acumulada Media

Media menos una SD

no sí no sí sí sí

no existe existe no existe existe existe no existe

29 (0 ,038) 34 (0 ,041) 42 (0 ,045) 46 (0 ,047) 47 (0 ,048) 49 (0 ,049)

6 (0,019) 12 (0 ,025) 19 (0 ,032) 24 (0 ,035) 25 (0 ,036) 27 (0 ,037)

sí

no existe

62 (0 ,054)

40 (0 ,044)

Nota: Los valores entre paréntesis muestran los ángulos de desplazamiento entre plantas en radianes. Tabla 8.1 - Capacidades de rotación de uniones convencionales y mejoradas de vigas con columnas RHS con diafragmas pasantes

La ductilidad se representa mediante el factor de deformación plástica acumulada, según se define en el Anexo A. Los perfiles con despalmillados mejorados y convencionales se muestran en la figura 8.2. La condición de mejora indicada como "sí y no" en la tabla 8.1 muestra que una mejora en el despalmillado del perfil no influye en la ductilidad, ya que la fractura se inicia en una región del apéndice retenedor (horizontal) de soldadura.

106

Figura 8.2 - Detalles de despalmillados de vigas convencionales y mejorados

Las pasadas de soldadura mejoradas representan pasadas entretejidas que sustituyen a las pasadas extendidas. Los apéndices retenedores (en horizontal) de soldadura mejorados representan apéndices retenedores de fundente o apéndices retenedores de acero que han sido retirados y suavizadas las superficies tras la soldadura. El procedimiento experimental seguido en la investigación a gran escala se asemeja al procedimiento recomendado en los Criterios de Diseño de FEMA. El factor de deformación plástica acumulada utilizado en esta investigación a gran escala puede convertirse en el ángulo de desplazamiento entre plantas utilizado en los Criterios de Diseño de FEMA mediante la fórmula = 0,0081 0,46, en donde representa el ángulo de desplazamiento de la planta y representa el factor de deformación plástica acumulada (véase el Anexo A). Los ángulos de desplazamiento entre plantas convertidos en radianes se muestran entre paréntesis para poder compararlos con los factores de deformación plástica acumulada. La evaluación de la investigación a gran escala muestra que las uniones con detalles mejorados son equivalentes a las uniones precalificadas conforme con los Criterios de Aceptación de FEMA (FEMA 2000a), que se discutirán en la siguiente parte de esta sección y en la sección 8.3. Los ángulos de desplazamiento entre plantas mostrados en la tabla 8.1 corresponden a los designados como las "capacidades calificativas de ángulo de desplazamiento-degradación de resistencia SD". Aunque los "ángulos de desplazamiento últimos" no aparecen en el informe (AIJ Kinki 1997), estos ángulos se consideran significativamente mayores que SD y, por tanto, no afectan a la evaluación. Este es el motivo por el que, incluso si se produce una fractura frágil en un ala traccionada, la grieta no se propagará hasta el ala comprimida, dejando una cierta capacidad residual para soportar las cargas gravitatorias. Los ángulos de desplazamiento medidos son los extraídos únicamente de las rotaciones de las vigas y, por ello, no incluyen otras rotaciones como las debidas a las deformaciones de las columnas y de los paneles de conexión. El otro factor a tener en cuenta es el hecho de que los ensambles viga-columna utilizados en estas pruebas presentaban relaciones luz/canto de la viga ligeramente altos, Lb/hb, que varían de 13 a 16, en donde Lb corresponde a la luz entre ejes del vano. Los componentes elásticos de las rotaciones de la viga son del orden de 0,01 radianes. Teniendo en cuenta estas condiciones, se pueden hacer las siguientes observaciones comparando los resultados experimentales para las uniones soldadas en taller mostradas en la tabla 8.1(a) con los criterios de FEMA mostrados en la tabla 7.1. Las cuatro uniones con apéndices retenedores de soldadura mejorados listadas en la tabla 8.1(a) presentan capacidades de ángulo de desplazamiento ponderadas mayores de 0,04 radianes, es decir, el valor límite especificado para el pórtico especial resistente a momento. Sin embargo, las capacidades de ángulo de desplazamiento de las uniones con 107

despalmillado de viga convencional sólo superan el valor límite de forma marginal, Se recomienda utilizar el despalmillado de viga con perfiles mejorados para los pórticos especiales resistentes a momento. La unión sin ningún tipo de mejora muestra en todos los casos una ductilidad superior a 0,02 radianes especificada para el pórtico ordinario resistente a momento. Está permitido utilizar uniones con detalles convencionales para pórticos ordinarios resistentes a momento (véase la nota de la tabla 7.1 sobre la definición del pórtico especial resistente a momento y sobre el pórtico ordinario resistente a momento). A continuación se propone el procedimiento de diseño y los requisitos de fabricación para uniones aplicables a los pórticos especiales resistentes a momento.

(1) Resistencia de las uniones La resistencia última a la flexión de la unión en la cara de la columna, Mj,cf*, se puede evaluar mediante Mj,cf* = Mb,f,u + Mb,w,u

.............................................................................8.1

en donde Mb,f,u representa el momento último soportado por las soldaduras de conexión entre las alas de la viga y los diafragmas, y viene dado por Mb,f,u = Ab,f (hb-tb,f) fb,u

.............................................................................8.2

El símbolo Mb,w,u corresponde al momento último soportado por las soldaduras del alma y viene dado por Mb,w,u = m Wpl,b,w,n fb,y

.............................................................................8.3

en donde Wpl,b,w,n corresponde al módulo plástico resistente del área neta del alma de la viga teniendo en cuenta la reducción de la sección transversal debida al despalmillado, y puede calcularse como Wpl,b,w,n =

1 (hb - 2tb,f - 2sv)2 tb,w .............................................................................8.4 4

El símbolo m de la ecuación 8.3 representa la capacidad resistente a momento adimensional de la soldadura de conexión del alma, que se expresa como

m=4

bjfc,y

tb,wfb,y

y m ≤ 1,0

....................................................................8.5

en donde bj = bc - 2tc y dj = hb - 2td representan la anchura y el canto de la cara del panel del alma de la columna, en donde el alma de la viga está soldada (véase la figura 8.3). Se supone que el espesor de garganta de las soldaduras en ángulo entre el alma de la viga y el ala de la columna es mayor de 3tb,w/2. La capacidad última resistente a momento de la soldadura de conexión del alma que se da en las ecuaciones 8.3 a 8.5 se basa en un análisis de las líneas de plastificación realizado por Suita y Tanaka (2000), y ha demostrado concordar con los resultados experimentales existentes. Existe una ligera diferencia entre el Mj,end* definido en la sección 7.6 y Mj,cf*. No obstante, esta diferencia se ignorará en lo sucesivo. 108

Figura 8.3 - Dimensiones para la soldadura de conexión del alma

(2) Criterios de sobrerresistencia Aunque el Eurocódigo 3 recomienda el coeficiente de sobrerresistencia que aparece en la ecuación 7.1, con los resultados experimentales se busca obtener un valor más apropiado para dicho coeficiente. Como se muestra en la figura A.5, el momento máximo en la cara de la columna, Mcf,max, conseguido durante la carga cíclica se representa frente al factor de deformación plástica acumulada para todas las piezas, excluyendo las uniones soldadas en obra con despalmillados de vigas mejorados (estas últimas uniones tienen diferentes detalles que el resto). La figura indica que el momento máximo, relativo al momento plástico total de la viga, Mpl, aumenta con el factor de deformación plástica acumulada. El aumento en la resistencia puede deberse a los efectos de un incremento en el rango de rotación, en el endurecimiento cíclico del material y en las restricciones plásticas de las soldaduras de conexión. Estos efectos no se tienen en cuenta en la ecuación 8.1, que es una fórmula sencilla aplicable a las uniones monotónicamente cargadas. Si se desprecia el incremento de la resistencia debido a la carga cíclica, el coeficiente de sobrerresistencia resulta ser de aproximadamente 1,2 o mayor, como se observa en la figura A.5. El valor de α = Mj,cf*/Mpl calculado a partir de la ecuación 8.1 utilizando las propiedades medidas del material varía entre 1,2 y 1,25, un valor que es consistente con la estimación anterior. La resistencia a la flexión obtenida de la ecuación 8.1 se calcula utilizando las propiedades nominales del material fb,y y fb,u, que pueden ser diferentes de los valores reales de las resistencias a fluencia y ultima a tracción σy y σu. El coeficiente de sobrerresistencia debe multiplicarse por la relación resistencia a la fluencia/resistencia a la tracción probable Ry/u, en donde: Ry/u =

( y / u)m fb,y / fb,u

.......................................................................................................8.6

Así, el coeficiente de sobrerresistencia viene dado como: α = 1,2 Ry/u

............. .................................................................................................8.7 109

Para determinar Ry/u es necesario realizar una evaluación estadística del acero empleado en la fabricación. Por ello, se propone un valor por defecto de = 1,3, ya que este valor se ha utilizado frecuentemente en la práctica de diseño real. El criterio de sobrerresistencia puede escribirse como Mj,cf* α Mpl

.................................................................................................8.8

Los coeficientes parciales de seguridad γMsoldadura/γM0 se consideran como unitarios en la ecuación anterior. No obstante, la variabilidad en la capacidad resistente a flexión se tiene en cuenta cuando se evalúa la capacidad de rotación de los ensambles viga-columna. Debe observarse que el coeficiente de sobrerresistencia aquí propuesto se basa en una investigación a gran escala (AIJ Kinki 1997). Si las relaciones anchura/espesor del ala y del alma de la viga son mucho menores que los de las vigas utilizadas en esta investigación a gran escala, será necesaria una evaluación experimental adicional para encontrar un valor apropiado de α.

(3) Perfiles de despalmillado de viga Los despalmillados de vigas deberían tener el perfil mejorado mostrado en las figuras 8.2(a) o (b). Recientemente se ha intentado obtener una mejora adicional en el perfil (Nakagomi et al. 2001). Como se muestra en la figura 8.4, el perfil mejorado no presenta aperturas para la placa de apoyo.

Figura 8.4 - Mejora adicional del corte del extremo de la viga sin orificio de acceso

Las dos piezas de la placa de apoyo están hechas de forma que se ajusten desde ambos lados del ala de la viga, ya que el alma de la viga interrumpe la placa de apoyo (esto también ocurría con el despalmillado mejorado de tipo A mostrado en la figura 8.2(a)). Con este detalle, una parte del momento flector del alma de la viga se puede transmitir directamente al diafragma. Una serie de ensayos sobre los ensambles viga-columna utilizando estas nuevas uniones demostró que la capacidad de rotación es satisfactoria y comparable a las uniones "hueso de perro" descritas en la sección 8.4 (Suita et al. 1999). El otro perfil mejorado propuesto es idéntico al perfil convencional (véase la figura 8.2 (c)), excepto porque el radio de curvatura en el borde del despalmillado debe ser mayor de 10 mm. Por ello, con este detalle es obligatorio un mecanizado cuidadoso del orificio del despalmillado. La tenacidad del material debe ser, al menos, conforme con los requisitos del Eurocódigo 8.

(4) Apéndices retenedores de soldadura Utilice apéndices retenedores (en horizontal) de fundente. Los soldadores deben estar cualificados para utilizar apéndices retenedores de fundente. Si se utilizan apéndices retenedores de acero, retírelos tras la soldadura y rebaje suavemente los extremos de las soldaduras. (Ver Anexo A, página 203). 110

(5) Placas de apoyo Está permitido dejar las placas de apoyo tal como quedan tras la soldadura final. No obstante, evite el puntear la soldadura en puntos que se encuentren a una distancia inferior a 5 mm de los extremos del ala de la viga y del acuerdo de alma de la viga.

(6) Procedimientos de soldadura Utilice pasadas de refuerzo cuando le resulten prácticas. Limite la entrada de calor a 40 kJ/cm y la temperatura entre pasadas a 350 C.

(7) Control de calidad La calidad de las uniones soldadas a tope de penetración completa debe ser equivalente a la de las piezas ensayadas. No se ha observado ninguna discontinuidad constituyente de condiciones de rechazo según los Criterios UT del AIJ (AIJ 1979) anteriores al ensayo. En principio, las uniones soldadas CJP requieren la realización de ensayos 100% no destructivos, así como de inspecciones visuales. Observe que estos nudos se clasifican como de categoría A (superior) de exigencia sísmica a la soldadura de acuerdo con el FEMA 353 (2000a). Esta categoría se define como "soldaduras en las que se prevé que las tensiones de servicio se encuentren a nivel de la tensión de fluencia, o por encima de ella, con una cierta exigencia de deformación no elástica en la región de endurecimiento por deformación". El tamaño del defecto permitido depende, no sólo de la severidad de una entalla, sino también de la tenacidad del material, del historial de deformación, etc. Recientemente se han propuesto los criterios de "aptitud para el servicio" para la verificación de los defectos de soldadura (JWES 1997, IIW 2003), que se evaluaron a la vista de los resultados experimentales y de estructuras reales dañadas durante el terremoto de Kobe (Azuma et al. 2000, Shimanuki et al. 1999). Los pórticos ordinarios resistentes a momento son aplicables a estructuras de edificios situadas en zonas de baja sismicidad o a estructuras aisladas, para las que la disipación por histéresis de la energía de entrada no es esencial. Para las uniones de pórticos ordinarios resistentes a momento, se puede renunciar a los requisitos de fabricación (3), (4), (6) y (7). El procedimiento de diseño y los requisitos de fabricación aquí propuestos se basan fundamentalmente en una investigación a gran escala (AIJ Kinki 1997). Sin embargo, existen otros estudios experimentales sobre uniones entre vigas y columnas RHS con diafragmas pasantes. Los resultados de estos otros estudios no se contradicen con las propuestas que aquí se hacen. En estos resultados experimentales existentes, el espesor máximo de las alas de la viga es de 32 mm. Además, las capacidades de ángulo de desplazamiento entre plantas necesarias se determinaron siguiendo los Criterios de Diseño de FEMA, que implican que la relación mínima luz/canto de la viga debe limitarse a Lb/hb > 8,0 para que se precalifiquen las uniones. 8.2 Uniones atornilladas con diafragmas pasantes Las uniones viga-columna que aquí se describen son una de las alternativas a las uniones soldadas mostradas en la sección anterior. Los diafragmas pasantes se extienden lo suficiente como para acomodar los empalmes de viga atornillados utilizados para uniones en obra (véase la figura 8.5). Ochi et al. (1998) seleccionaron el espesor de los diafragmas pasantes para que fuera mayor que el espesor de las alas de la viga, de forma que la sección de la ménsula corta que se extiende desde la cara de la columna presente una sobrerresistencia adecuada para permitir los modos de fluencia esperados que se muestran a continuación. Por otra parte, es posible utilizar un diafragma pasante con el mismo espesor que el del ala de la viga si se preparan cartelas horizontales como las mostradas en la figura 8.6. 111

(a) SecciĂłn A - A

Figura 8.5 - Uniones atornilladas con diafragmas pasantes

Figura 8.6 - Ejemplo de diseĂąo y modos de fallo supuestos para un empalme de viga con mĂŠnsula corta

112

Estas uniones son similares en comportamiento último a las uniones atornilladas con platabanda recomendadas en FEMA 350 (2000). Un buen comportamiento no elástico se consigue con una fluencia equilibrada en los tres siguientes mecanismos elegidos: 1. fluencia por flexión y pandeo local de la viga adyacente al empalme de la viga; 2. fluencia de la ménsula corta; 3. fluencia del empalme de la viga. La capacidad resistente a flexión de la viga en la sección neta en la última fila de tornillos, la más separada de la columna, determina la demanda de momento en estos detalles de unión. La capacidad resistente a momento en la sección neta puede calcularse como: n Mb,n* = (bb,f dh) tb,f (hb - tb,f) fb,u + (hb - 2tb,f - x)xtb,wfb,y ..............................8.9 2 con

hb - 2tb,f 2

ndh

tb,f fb,u

tb,w fb,y

en donde dh es el diámetro de los orificios para los tornillos y n es el número de orificios para tornillos de la última fila (n = 2 en el ejemplo de la figura 8.6). En la anterior ecuación se desprecia la reducción del área transversal del ala de la viga en el lado de compresión debida a los orificios para los tornillos. Para conseguir la suficiente fluencia por flexión de la viga, se debe cumplir el siguiente criterio de sobrerresistencia: Mb,n* 1,2Mpl

...............................................................................................8.10

El coeficiente de sobrerresistencia necesario es menor que el recomendado en la sección 8.1, debido a que la fluencia en la ménsula corta y en los empalmes de la viga también participan en la rotación no elástica de esta unión. La capacidad resistente a flexión necesaria en la cara de la columna es: L Mcf = · Mb,n* ............................................................................................8.11 L - sl en donde L/(L - sl) representa el incremento en el momento de la viga debido a un gradiente de momento (véase la figura 8.5). La capacidad última resistente a flexión de la ménsula corta, que debe ser mayor o igual a Mcf, viene dada por el más pequeño de los valores evaluados en los dos siguientes modos de fallo. Las dimensiones bb,f, hb, tb,f y tb,w representan, en este caso, las dimensiones de la ménsula corta, mientras que fb,y y fb,u representan, en los siguientes cálculos, la resistencia a la fluencia y la resistencia a la tracción nominales para los materiales de la ménsula corta. Si se supone el fallo por área neta en la primera fila de tornillos, la más cercana a la cara de la columna, la ecuación 8.9 puede utilizarse para calcular la capacidad resistente a momento de esta sección, Mb,n*. La capacidad resistente a momento en la cara de la columna viene dada por: 113

Mj,cf * =

L L - sc

Mb,n*

..................................................................................8.12

en donde sc representa la distancia entre los primeros tornillos y la cara de la columna. Observe que, en la anterior ecuación, el valor de Mb,n* no es igual al utilizado en la ecuación 8.11. Si el fallo por área neta en la primera fila de tornillos viene acompañado por una rotura por cortante en el alma de la ménsula a lo largo de una longitud Le (véase la figura 8.6), la capacidad última resistente a momento en la cara de la columna puede calcularse a partir de la ecuación 8.1 y de las ecuaciones 8.13 y 8.14 que se muestran a continuación. Mb,f,u = (bb,f - ndh)tb,f(hb - tb,f)fb,u Mb,w,u = mWpl,b,w,nfb,y +

...................................................................8.13

Letb,w(hb - 2tb,f)fb,u 3

.........................................8.14

donde "m" viene dada por la expresión 8.5 (página 112) y "Le" es la longitud de la soldadura de unión en horizontal de la ménsula al diafragma (ver figura 8.6). En la ecuación 8.13 se hacen las reducciones por los orificios para los tornillos en los lados traccionado y comprimido de las alas de la ménsula. De esta forma, se simplifican las ecuaciones. El empalme de la viga debe diseñarse como una unión resistente al deslizamiento en el estado límite de servicio, siguiendo las recomendaciones del Eurocódigo 3. Hay que determinar el número de tornillos, las distancias al borde, el espaciado entre los tornillos, etc., para permitir los modos de fallo deseados (fluencia del empalme de la viga, etc.). La solicitación última de flexión de diseño dada en la ecuación 8.11 no debe ser superior a las resistencias a la flexión y al aplastamiento de diseño (véase el Eurocódigo 3) en la cara de la columna, en donde M0 y Mb pueden considerarse como unitarias. No obstante, debe evitarse la rotura por corte de los tornillos de alta resistencia. La resistencia al corte de los tornillos de alta resistencia debe evaluarse con un cierto margen de seguridad ( = 1,25 en el Eurocódigo 3). Se pueden utilizar los detalles estándares para empalmes de vigas, si existen.

Figura 8.7 - Comparación de las curvas de histéresis momento/rotación entre uniones convencionales y uniones atornilladas con diafragmas pasantes

114

La figura 8.7 muestra ejemplos de momento, Mcf, frente a rotación, cf, ciclos de histéresis, en los que se compara una unión atornillada con diafragma pasante con una unión convencional mediante soldadura. La unión atornillada con diafragma pasante soporta fluencia por tracción combinada con pandeo local del ala y del alma de la viga adyacente al empalme de la ménsula. También se produce fluencia en las placas de empalme y en la ménsula corta (véase la figura 8.8). Los ciclos de histéresis de la unión atornillada con diafragma pasante mostraron una forma irregular debido al deslizamiento de los tornillos. No obstante, los ciclos mostraron envolventes de endurecimiento significativos tras el deslizamiento de los tornillos hasta apoyar con lo que se consiguió una gran rotación de la viga.

Figura 8.8 - Modo de fallo de una unión atornillada con diafragma pasante

Las ventajas de estas uniones atornilladas sobre las uniones soldadas se basan en el hecho de que se puede evitar una fractura fragil si se utiliza material suficientemente tenaz para las vigas, las platabandas de empalme y los diafragmas. Las alas de la viga de las uniones atornilladas soportan una amplia deformación plástica fundamentalmente en un estado de tensión plano, lo que sugiere que las alas fallarían por inestabilidad plástica en lugar de por fractura frágil. Además, no existen uniones soldadas en los extremos de la ménsula corta en donde los momentos de la viga se hacen máximos. Por ello, para las nuevas uniones atornilladas la demanda de soldadura especializada es menor. Para estas uniones es fácil obtener un factor de deformación plástica acumulada superior a 100. Estas uniones son ejemplos de uniones drásticamente mejoradas con respecto a las uniones convencionales soldadas (véase la sección 8.1). 8.2.1 Ejemplo de diseño de una unión atornillada con diafragma pasante Se va a comprobar si los detalles de la unión viga-columna con diafragmas pasantes atornillados mostrada en la figura 8.6 son adecuados para permitir los modos de fallo deseados bajo la influencia de un fuerte terremoto. La columna es un perfil tubular cuadrado acabado en caliente 400 x 400 x 16 de Grado EN-10210 S275J2H. La viga es un perfil I laminado en caliente 500 x 200 x 10 x 16 de Grado JIS G3136 SN400B. Los materiales de las placas son del mismo grado de acero. Los tornillos de alta resistencia utilizados son de Grado 10,9 con un diámetro nominal de 20 mm. Los valores nominales de la resistencia a la fluencia y de la resistencia última a la tracción para cada material se muestran a continuación: 115

Resistencia a la Resistencia fluencia última a la (N/mm2) tracción (N/mm2)

Material Perfil tubular cuadrado

275

410

Perfil I y placas

235

400

Tornillos de alta resistencia

900

1000

El cálculo de la relación entre el momento de plastificación total de la columna y el de la viga da 2,1, mostrando que el ensamble viga-columna satisface la condición de columna resistente-viga débil. La luz entre ejes de la viga es de 8000 mm. Se supone un punto de inflexión en el centro de la luz y hay que comprobar si la rótula plástica puede formarse en las secciones adyacentes al empalme de la viga. Se supone también que hay un esfuerzo cortante de 63 kN, debido a las cargas gravitatorias, actuante en la unión.

Demanda de momento en la cara de la columna La capacidad resistente a flexión de la viga en la sección neta en la última fila de tornillos puede calcularse mediante la ecuación 8.9. Es decir, Mb,n* = [(200 - 22) · 16 · (500 - 16) · 400 + (500 - 2 · 16 - x) · x · 10 · 235]10-3 = 672 kNm en donde x=

500 - 2 · 16 2

- 22 ·

16 · 400 10 · 235

= 174 mm

La relación entre la capacidad resistente a flexión en la sección neta y el momento de plastificación total de la viga es: Mb,n* Wplfb,y

672 2130 · 235 · 10-3

= 1,34

que es un número suficientemente grande como para garantizar la formación de una rótula plástica en la viga. La demanda de momento necesaria en la cara de la columna viene dada por la ecuación 8.11 como: Mcf =

3800 3800 - 355

· 672 = 741 kNm

donde, L = 8000-400 = 3800 y Sl = 180 + 175 = 355 (ver figuras 8.5 y 8.6). 2 Capacidad resistente a flexión de la ménsula corta La ecuación 8.12 permite obtener la capacidad resistente a flexión, en la cara de la columna, de la sección de la ménsula corta a través de los primeros orificios para tornillos: 116

Mj,cf* =

3800 3800 - 70

· 1012 = 1031 kNm

en donde sc = 70 mm. La capacidad resistente a flexión de 1012 kNm se calculó a partir de la ecuación 8.9 como: Mb,n* = [(340 - 2 · 22) · 16 · (500 - 16) · 400 + (500 - 2 · 16 - x) · x · 10 · 235]10-3 = 1012 kNm en donde x=

500 - 2 · 16 2

- 2 · 22 ·

16 · 400 10 · 235

= 114 mm

Si la rotura del área neta por los primeros orificios para tornillos viene acompañada de roturas por cortante en el alma de la viga (véase la figura 8.6), la ecuación 8.13 proporciona la capacidad resistente a flexión de las alas de la viga, mientras que la ecuación 8.14 proporciona la capacidad resistente a flexión de las soldaduras de conexión del alma al ala de la columna y a los diafragmas. Es decir, Mb,f,u = [(340 - 4 · 22) · 16 · (500 - 16) · 400] · 10-6 = 781 kNm

Mb,w,u = 0,897

10 · (500 - 2 · 16)2 70 · 10 · (500 - 2 · 16) · 400 · 235 + · 10-3 3 4

= 191 kNm en donde Le = 70 mm. El valor de m de 0,897 empleado en la anterior ecuación se calculó a partir de la ecuación 8.5 como

m=4·

16 468

368 · 275 = 0,897 10 · 235

La capacidad resistente a momento en la cara de la columna es igual a la suma de Mb,f,u y Mb,w,u calculados anteriormente (véase también la ecuación 8.1). Es decir, Mj,cf* = Mb,f,u + Mb,w,u = 972 kNm Los cálculos anteriores muestran que el último modo de fallo es más crítico que el modo de fallo anterior. Sin embargo, incluso con el último modo de fallo, la capacidad resistente a flexión de la ménsula corta se hace mucho mayor que la demanda de momento de 741 kNm. Esto se debe a las cartelas horizontales preparadas en la ménsula corta para acomodar 6 tornillos.

Diseño del empalme de la viga Los detalles y dimensiones del empalme de la viga son muy dependientes de los requisitos de fabricación. Las áreas transversales de las platabandas de empalme son significativamente mayores que las de las alas y almas de la viga. En este ejemplo no es necesario comprobar la resistencia de la sección neta de las platabandas del empalme. Los siguientes cálculos para nudos atornillados se basan en el Eurocódigo 3. 117

La resistencia al corte de los tornillos de alta resistencia por cada plano de corte viene dada mediante Vb* =

0,6 · fb,u · Ab 0,6 · 1000 · π· 102 = 10-3 = 151kN 1,25 Mb

Se supone que los planos de corte pasan a través de las porciones no roscadas de los tornillos. Todos los tornillos se utilizan trabajando a doble cortadura, por lo que la resistencia al corte de cada tornillo es igual a 2Vb*. La resistencia al aplastamiento de un tornillo Bb* viene determinada por la placa más fina en la que se apoya el tornillo. En un orificio para tornillos, la resistencia al aplastamiento está controlada por un ala de viga con un espesor de 16 mm o por un alma de viga con un espesor de 10 mm. La resistencia al aplastamiento también es función de la distancia al borde, de la separación entre tornillos, del diámetro del tornillo y del diámetro del orificio para el tornillo. Los valores de la resistencia al aplastamiento calculados a partir de las recomendaciones del Eurocódigo 3 son los siguientes:

Material en el cual Cuando domina la se apoya el tornillo distancia al borde

Cuando domina la separación entre tornillos

ala

242 kN

211 kN

alma

152 kN

132 kN

El coeficiente parcial de seguridad γMb se considera como unitario, ya que la elongación del orificio para el tornillo es uno de los modos de fallo preferidos. Así, la resistencia al corte de cálculo de cada tornillo a menudo está controlada por la resistencia de cálculo al aplastamiento Bb*. La capacidad resistente a flexión del empalme de la viga se puede calcular como la suma de la capacidad resistente a flexión de la unión entre el ala de la viga y la platabanda de empalme con 6 tornillos más la capacidad resistente a flexión de la unión entre el alma de la viga y la placa de empalme con 2 tornillos. Es decir, Mbs* = [(2 · 242 + 4 · 211) · (500 - 16) + 2 · 152 · 240] · 10-3 = 716 kNm Observe que sólo los dos tornillos que están más cerca del ala superior y los dos que están más cerca del ala inferior son considerados como portadores de solicitaciones de flexión. La capacidad resistente a flexión del empalme de la viga en la cara de la columna es (véanse la ecuación 8.11 y la figura 8.6): 3800 = 751 kNm Mbs,cf* = 716 · 3800 - 180 que es mayor que la demanda de momento de 741 kNm. El valor de 180 mm de la ecuación anterior representa la distancia desde la cara de la columna hasta la sección en donde las solicitaciones de flexión y de esfuerzo cortante son soportadas únicamente por el empalme de la viga. El esfuerzo cortante es resistido por los dos tornillos centrales. La capacidad resistente a cortante del empalme de la viga viene dado como: Vbs* = 2 · 132 = 264 kN 118

mientras que la capacidad resistente a cortante necesaria Vbs es la suma de los esfuerzos cortantes debidos a las cargas gravitatorias y a las cargas sísmicas. Es decir,

Vbs = 63 +

741 3800 · 10-3

= 258 kN

En la figura 8.6 se muestra un posible modo de fallo por arrancamiento en bloque en las platabandas del empalme, con un espesor total de 12 + 9 mm. Las partes sombreadas de la figura 8.6 pueden desgarrarse. De acuerdo con el Eurocódigo 3, las resistencias de cálculo para el arrancamiento en bloque son 1599 kN y 1565 kN para los bloques de arrancamiento 1 y 2, respectivamente. El coeficiente parcial de seguridad gM0 se considera como unitario, ya que las roturas por corte y por tracción son los modos de fallo preferidos. Las resistencias al arrancamiento en bloque son ligeramente superiores a las resistencias al aplastamiento de los 6 tornillos del ala, que son iguales a 2 · 242 + 4 · 211 =1328 kN. Por ello, la rotura por arrancamiento en bloque es menos crítica. Los cálculos anteriores sugieren que, en el ensamble viga-columna adoptado en este ejemplo, se forma una rótula plástica en la sección de la viga adyacente al empalme de la ménsula, que acompaña al pandeo local de las alas y las almas de la viga. La siguiente sección crítica es la sección neta a través de los últimos orificios para tornillos más alejados de la columna dentro de la luz de la viga. Se puede anticipar una cierta elongación del orificio para el tornillo. Sin embargo, hay que observar que las ecuaciones de resistencia última para el aplastamiento del orificio del tornillo y para el arrancamiento en bloque especificado en el Eurocódigo 3 son más conservadoras que las ecuaciones similares recomendadas en otros códigos como la Especificación AISC LRFD (Diseño por Factores de Carga y Resistencia) (1999). Recientemente se ha ensayado un ensamble viga-columna con detalles similares a los de este ejemplo. El ensamble mostró una excelente capacidad de rotación plástica soportando el pandeo local en las alas y el alma de la viga en las secciones que se encuentran justo en el exterior del empalme de la viga (Kurobane 2002). En la sección de los últimos tornillos se observó el rebajamiento del ala de la viga debido a la fluencia por tracción. Estos modos de fallo eran próximos a los anticipados en la etapa de diseño. 8.3 Uniones con diafragmas pasantes para aplicación de soldadura en obra Las uniones soldadas en obra pueden resultar más económicas que las soldadas en taller, ya que en el primer caso se pueden omitir los empalmes de vigas. Sin embargo, el control de calidad de los nudos soldados en obra y la reparación de las grietas detectadas tras la soldadura son más difíciles de realizar que en las uniones soldadas en taller. Por ello, las uniones soldadas en obra necesitan frecuentemente refuerzos de algún tipo para suprimir las exigencias de resistencia adicionales en los nudos soldados, que se describirán más adelante en esta sección. 8.3.1 Uniones con detalles mejorados Una vez más, los resultados de los ensayos realizados a gran escala (AIJ Kinki 1997) para uniones soldadas en obra, mostrados en la tabla 8.1(b), se comparan con los criterios de FEMA mostrados en la tabla 7.1. Sólo las uniones con despalmillados de viga mejorados, pasadas de soldadura mejoradas, apéndices retenedores de soldadura mejorados y sin defectos de soldadura presentan una capacidad ponderada de ángulo de desplazamiento entre plantas superior a 0,04 radianes y se pueden aplicar a los pórticos especiales resistentes a momento. 119

Las uniones mejoradas soldadas en obra anteriormente mencionadas se mejoraron aún más en un estudio reciente (Miura et al. 2002). Un ejemplo de estas uniones nuevamente mejoradas se ilustra en la figura 8.9. Hay que destacar que esta unión no presenta despalmillado de viga. Esta unión puede ser ligeramente más económica y presenta una mejor capacidad de rotación que las uniones originales probadas en la investigación a gran escala. El procedimiento de diseño y los requisitos de fabricación y montaje se proponen basándose en estos nuevos detalles de unión.

Figura 8.9 - Unión mejorada soldada en obra

(1) Resistencia de las uniones Las ecuaciones 8.1 y 8.2 son aplicables sin ninguna modificación para calcular la resistencia última a la flexión de la unión. Además, la ecuación 8.14 se puede utilizar para calcular la resistencia a la flexión de la soldadura de conexión del alma. Por ello, las soldaduras en ángulo que se encuentran en los extremos superior e inferior de la placa lateral a cortante participan en el soporte de los momentos de flexión en el alma. Hay que destacar que, cuando se calcula la resistencia a la flexión de la soldadura de conexión del alma, tb,w, fb,y y fb,u representan el espesor, la resistencia nominal a la fluencia y la resistencia nominal a la tracción de la placa lateral a cortante, mientras que tb,f representa el espesor del diafragma ampliado. La unión atornillada del alma debe diseñarse como una unión resistente al deslizamiento en el estado límite de servicio, siguiendo las recomendaciones del Eurocódigo 3.

(2) Criterios de sobrerresistencia A esta unión se le aplican los mismos coeficientes de sobrerresistencia que los propuestos para las uniones soldadas en taller. No obstante, hay que destacar que el espacio se entre el extremo de la viga y la cara de la columna no es lo suficientemente pequeño como para ser despreciado (véase la figura 8.9). Los criterios de sobrerresistencia dados por la ecuación 8.8 se redefinen como Mj,cf * 120

L L - se

αMpl

..................................................................................8.15

(3) Detalles de la soldadura de conexión Aunque en esta unión no es necesario hacer un despalmillado, el espacio se debe ser lo suficientemente grande, digamos se 60 mm, como para conducir la soldadura CJP hasta el extremo del ala inferior de la viga. Con respecto a la soldadura de la placa lateral, las placas de apoyo y los procedimientos de soldadura, se deben aplicar los mismo requisitos que los recomendados para las uniones soldadas en taller.

(4) Control de calidad La calidad de las uniones soldadas a tope de penetración completa (CJP) debe ser equivalente a la de los nudos soldados en taller. 8.3.2 Uniones para pórticos ordinarios resistentes a momento Todas las uniones soldadas en obra, excepto las que no presentan mejora alguna, tienen una capacidad ponderada de ángulo de desplazamiento entre plantas superior a 0,02 radianes, como se ha visto en la tabla 8.1(b), y son aplicables a los pórticos ordinarios resistentes a momento. Es decir, las uniones convencionales con una mejora realizada únicamente en los apéndices retenedores de soldadura ya puede precalificarse para el pórtico ordinario resistente a momento. Cuando se calcula la resistencia a la flexión de la soldadura de conexión del alma, tb,w y fb,y representan el espesor y la resistencia nominal a la fluencia de la placa lateral a cortante, mientras que sv representa el espacio entre las alas de la viga y la placa lateral. (véase la figura 8.3). Los otros requisitos de diseño y fabricación son idénticos a los recomendados para uniones soldadas en taller de pórticos ordinarios resistentes a momento. No obstante, hay que destacar que los defectos de soldadura a los que se refiere la tabla 8.1(b) son los defectos de los extremos inicial y final de las soldaduras de conexión que hayan sido generados por soldadores que no estaban cualificados para realizar apéndices retenedores de fundente y aquellos defectos detectados tras realizar inspecciones detalladas. No se ha observado ninguna discontinuidad constituyente de condiciones de rechazo según los Criterios UT del AIJ (AIJ 1979) anteriores a la prueba. La categoría B de exigencia sísmica a la soldadura (media) según el FEMA 353 (2000a) se puede aplicar a los pórticos ordinarios resistentes a momento. Esta categoría se define como "soldaduras en las que se puede anticipar que las tensiones de servicio van a aproximarse o a superar ligeramente el nivel de fluencia, pero para las que se anticipa también una demanda de deformación inelástica despreciable". Los requisitos para el control de calidad pueden relajarse en consecuencia, en comparación con los de los pórticos especiales resistentes a momento. 8.3.3 Uniones reforzadas Se han realizado varias propuestas relativas a los detalles de las uniones reforzadas aplicables a los pórticos especiales resistentes a momento. Los detalles con más éxito corresponden a las uniones con cartelas horizontales. La anchura del ala de la viga se incrementa gradualmente hacia el extremo de la viga, como se muestra en la figura 8.10, para que la unión soldada sea lo suficientemente robusta cuando se forme una rótula plástica fuera de la cartela dentro del vano de la viga. La capacidad resistente a flexión de la sección en donde se inicia la cartela, αMpl, está controlada por el pandeo local del ala y del alma de la viga, si la viga está adecuadamente restringida frente a la inestabilidad lateral.

121

Figura 8.10 - Unión viga-columna con cartelas horizontales

Tanaka (1999) utilizó las ecuaciones empíricas de Kato y Nakao (1994), mostradas en la tabla 8.2, para determinar la magnitud de Mpl.

Tabla 8.2 - Capacidad resistente a flexión de vigas I en voladizo controladas por el pandeo local de los elementos planos (Kato y Nakao, 1994)

Tanaka postula que la demanda de momento en el extremo de la cartela o (en la cara de la columna) Mcf debe estar dentro del momento que produce la plastificación total de la sección en el extremo de la cartela, ignorando el alma. Es decir, Mcf bcartelatb,f (hb -tb,f)fb,y

................................................................................8.16

en donde bcartela representa la anchura del ala de la sección de la viga en el extremo de la cartela. Mcf viene dado por Mcf = 122

L L - sd - Lcartela

αMpl

.....................................................................8.17

La longitud de la cartela horizontal debe ser lo más pequeña posible, aunque suficientemente grande como para evitar las roturas por tracción en la cartela. Con el fin de evaluar la capacidad última resistente de la cartela, Tanaka supuso dos mecanismos de rotura, que se muestran en la figura 8.11.

Figura 8.11 - Mecanismos de rotura en las cartelas horizontales

Además, se supone que los mecanismos de rotura, cada uno inclinado hacia la carga de tracción P con un ángulo , pueden soportar la carga:

Pu = 2Lfractura t b,f (sen +

cos )fb,u 3

............................................................8.18

en donde Lfractura representa la longitud de cada segmento de estos mecanismos de rotura. Tanaka encontró que la ecuación anterior está de acuerdo con los resultados experimentales realizados sobre las uniones viga-columna con cartelas horizontales. Finalmente, propuso la siguiente fórmula para la longitud óptima de la cartela, Lcartela, que garantiza una sobrerresistencia suficiente como para evitar roturas por tracción de las cartelas:

Lcartela = sh +

sh2 + (bcartela2 - bb,f2) / 4

...............................................8.19

en donde sh representa la distancia entre el extremo del diafragma pasante y los bordes del despalmillado de la viga. Las fórmulas de Kato y Nakao subestiman el momento máximo en el extremo de la viga cuando las alas y el alma de la viga pandean localmente, especialmente cuando la relación anchura/espesor de los elementos planos disminuye (a medida que α se aproxima a 1.1). Kato admite esta subestimación y propone un incremento del 8% en los valores de sobre los obtenidos a partir de las fórmulas de la tabla 8.2 (Kato 2000). No obstante, la ecuación 8.16 emplea una asunción bastante conservadora en comparación con las ecuaciones para la resistencia de diseño recomendadas en la sección 8.1 para las uniones soldadas en taller. La propuesta de Tanaka lleva, en conjunto, a diseños conservadores de uniones. 123

Por ello, la categoría de exigencia sísmica a la soldadura debe clasificarse como B (media). Si desea obtener más detalles sobre este diseño de unión, póngase en contacto con el Kajima Technical Research Institute, Kajima Corporation, (teléfono: +81-424-89-8439). No es necesario obtener un contrato de licencia. Aunque la investigación anterior estaba basada en una serie de ensayos, en los que cada una de las alas de la viga con cartelas se cortaba de una única pieza de chapa, las uniones con la misma configuración se pueden fabricar mediante la soldadura de cartelas trapezoidales a las alas de las vigas laminadas de perfil H (Sugimoto y Takahashi 1999). La figura 8.12 muestra los detalles de las cartelas soldadas.

Figura 8.12 - Detalles de las cartelas horizontales soldadas.

Los resultados experimentales usando estas uniones también han demostrado que presentan una capacidad de rotación suficiente. En estos ensayos, el momento Mpl en la sección en donde las cartelas empiezan para evitar la rotura por tracción se postuló como αMpl = (hb - tb,f) bb,f tb,f fb,u +

1 4

(hb - 2tb,f)2 tb,w fb,y

................................8.20

que es mucho mayor que el valor acotado por el pandeo local de los elementos planos de las secciones ordinarias de viga. La anchura de la cartela bcartela se determina para que cumpla la desigualdad 8.16. La longitud de la cartela se determina suponiendo que el momento plástico total del alma de la viga, (hb - 2tb,f)2 tb,w fb,y /4, es soportado por tensiones tangenciales que actúan a lo largo del cordón del alma de la viga sobre dicha longitud. La propuesta de Sugimoto y Takahashi (1999) es incluso más conservadora que la propuesta de Tanaka. Por ello, la categoría de exigencia sísmica a la soldadura se puede clasificar como B. Las cartelas horizontales descritas anteriormente han sido propuestas por ingenieros de empresas de construcción. Los fabricantes opinan que estos detalles son caros. En la figura 8.13 se muestra un nuevo detalle de unión propuesto por un fabricante, en el que se ha preparado un corte a lo largo del borde del diafragma pasante, de forma que el ala de la viga se ajuste en el corte, creando una unión soldada en forma de U en el extremo de 124

la viga. El procedimiento de diseño para esta unión se discutirá en la sección 8.5 dentro de las uniones con diafragmas internos.

Figura 8.13 - Unión con soldadura de conexión en forma de U

8.4 Uniones con sección de viga reducida (RBS) Estas uniones utilizan cortes de orificios en las alas superior e inferior para reducir el área del ala sobre una longitud de la viga cercana a los extremos del vano de la viga. Los rótulas plásticas se forman sobre segmentos de la viga con secciones del ala reducidas desde la columna hacia el vano de la viga, limitando así los momentos máximos de flexión en los extremos de la viga. Los Criterios de diseño de FEMA (2000) recomiendan un corte circular para la sección reducida de la viga con la siguiente geometría (véase la figura 8.14). Esta unión también se denomina "unión de hueso de perro".

Figura 8.14 - Geometría del radio de corte de la RBS

El proyectista debe seleccionar las dimensiones a y b de acuerdo a las siguientes directrices: (0,5 a 0,75)bb,f

Ⲙ

(0,65 a 0,85)hb

La otra dimensión es c, la profundidad del corte. El valor de c controlará el momento máximo desarrollado dentro de la RBS, y, con ello, controlará el momento máximo en el extremo de la viga (véase, por ejemplo, la ecuación 8.11). Los Criterios de diseño de FEMA recomiendan que se escoja un momento máximo en la cara de la columna que sea inferior al 100% del momento plástico esperado para la viga. El momento máximo más bajo registrado en la investigación a gran escala (AIJ Kinki 1997) fue de 1,1 Mpl, en donde Mpl es el momento de plastificación total calculado utilizando el límite elástico medido del material de la viga. Así, los criterios de FEMA se consideran suficientemente seguros, 125

incluso si se aplican a uniones viga-columna RHS con diafragmas pasantes, incluyendo las uniones soldadas en obra. Los Criterios de diseño de FEMA recomiendan además que c sea inferior o igual a 0,25bb,f. Suita et al. (1999) han probado los ensambles viga-columna con la RBS, que presentaban despalmillados de vigas convencionales. El momento máximo en el extremo de la viga fue diseñado para alcanzar Mpl. Los resultados experimentales de las piezas ensayadas mostraron una capacidad de rotación satisfactoria comparable a la de otras piezas con despalmillados mejorados pero sin la sección de viga reducida. No se encontró ninguna grieta en las soldaduras del ala de la viga al diafragma pasante. Finalmente, las piezas ensayadas fallaron por pandeo local y por rotura dúctil por tracción en las secciones reducidas. Aunque el número de piezas ensayadas con RBS fue de tan sólo tres, los resultados reprodujeron adecuadamente el comportamiento de las uniones entre vigas de perfil I y columnas de perfil I descritas en los Criterios de Diseño Sísmico SAC (1999a). Los Criterios de diseño de FEMA clasifican estas uniones como de categoría B de exigencia sísmica a la soldadura, a menos que las uniones presenten paneles del alma de la columna débiles cuya deformación por grandes esfuerzos tangenciales pueda inducir a una flexión local de las alas de la viga (véase la sección 7.7) 8.5 Uniones con diafragmas internos Los diafragmas pasantes interrumpen dos veces la columna en cada unión. Por el contrario, si se utiliza un diafragma interno, como el mostrado en la figura 8.15, sólo hay que cortar la columna una vez para cada unión, lo que contribuye de forma considerable a un ahorro en los costes de fabricación. Sin embargo, la soldadura del diafragma hay que realizarla desde el extremo de la columna.

Figura 8.15 - Uniones viga-columna con diafragmas internos

126

De acuerdo con las investigaciones ya realizadas, los defectos de soldadura son frecuentes en las regiones de los vértices si el diafragma interno está soldado alrededor de la superficie interna de la pared de la columna, como se muestra en la figura 8.15(b). Si se han preparado biseles para los vértices del diafragma interno, como se muestra en la figura 8.15(c), se pueden eliminar defectos de soldadura. La soldadura de los diafragmas internos requiere unos conocimientos técnicos considerables. Antes de realizar las uniones reales, los soldadores deben practicar este tipo de soldadura utilizando maquetas. En el futuro, sería conveniente desarrollar robots de soldadura que realizaran las soldaduras de diafragmas internos. También se puede disponer de columnas RHS conformadas en frío con diafragmas internos instalados antes de fabricar los perfiles, ya que las patentes de estas columnas han caducado. En la figura 8.16 se muestra un ejemplo de uno de estos detalles.

0,2bc

Figura 8.16 -Columna RHS con diafragmas internos prefabricados

Los diafragmas están soldados al interior de los perfiles en U conformados en frío en posiciones predeterminadas. A continuación, los dos perfiles en U se sueldan a tope desde el interior y desde el exterior del perfil para generar un perfil RHS con los diafragmas internos. Cada uno de los diafragmas presenta una hendidura en el centro. El diafragma actúa como un elemento solicitado axialmente cuando la fuerza en el ala de la viga es paralela a la hendidura. Por el contrario, el diafragma actúa como un elemento solicitado a flexión cuando la fuerza en el ala de la viga es perpendicular a la hendidura. Las posiciones y dimensiones de los diafragmas dependen de las posiciones y dimensiones de las vigas. Por ello, las RHS con diafragmas internos deben solicitarse una vez completado el diseño del pórtico. La cualificación específica y la información acerca del diseño de estos perfiles se puede obtener de Nittetsu Column Co. Ltd., (teléfono: +81-45-623-4681, fax: +81-45-623-4688 ). 127

Las mejoras de las uniones soldadas propuestas para las uniones viga-columna con diafragmas pasantes, como los perfiles mejorados de despalmillado de la viga y de las cartelas horizontales, se puede aplicar igualmente a los diafragmas internos. Los perfiles de despalmillado de viga más sencillos, como los mostrados en la figura 8.17, se pueden utilizar cuando no existen diafragmas pasantes (AIJ 1995).

Sección B - B

Sección A - A Figura 8.17 - Perfil mejorado de despalmillado de viga con configuración sencilla

Las uniones con cubrejuntas son especialmente adecuadas para las uniones con diafragmas internos. Estas uniones son relativamente económicas en comparación con otras uniones, como las que presentan cartelas horizontales, y tienen un impacto arquitectónico limitado. No obstante, los proyectistas suelen preferir las cartelas horizontales frente a los cubrejuntas para las alas superiores, ya que desean tener alas superiores a nivel que les permitan colocar chapa perfilada para forjados sobre las vigas sin tener que colocar ninguna sujeción. En general, las columnas RHS con diafragmas internos ofrecen mayores oportunidades que las que tienen diafragmas pasantes para conseguir una mejor resistencia de la unión. La figura 8.18 muestra un ejemplo de una unión con cubrejuntas probada por Engelhardt y Sabol (1998). Diez de las 12 uniones ensayadas fueron capaces de conseguir rotaciones plásticas satisfactorias. Sin embargo, una pieza ensayada sufrió una fractura frágil que se inició en las soldaduras a tope de penetración completa (CJP) en el extremo de la viga. La otra pieza ensayada que no resultó satisfactoria se fracturó por el ala de la columna. Las Directrices Provisionales de SAC (1999), establecen que: "Aunque, aparentemente, sea más fiable que la antigua unión prescriptiva, esta configuración depende de que las soldaduras del ala de la viga al ala de la columna se ejecuten de forma adecuada. Además, estos efectos han sido algo exacerbados, ya que el espesor efectivo añadido del ala de la viga genera una soldadura mucho mayor en la conexión, por lo que se producirán problemas potencialmente mucho más graves en las zonas frágiles afectadas por el calor (debido a la excesiva entrada de calor) y defectos de desgarramiento laminar en la columna". Los Criterios de Diseño Sísmico de SAC (1999a) recomiendan el uso de este tipo de unión únicamente cuando se empleen sistemas de pórticos altamente redundantes, así como limitar un área del cubrejuntas a cerca de los 3/4 del ala de la viga. 128

Figura 8.18 - Unión viga-columna con cubrejuntas (Engelhardt y Sabol 1998)

Aunque las recomendaciones de SAC se basan en resultados experimentales de uniones con columnas de perfil I, los detalles de las conexiones de soldadura son similares a los de uniones con columnas RHS con diafragmas internos. Por ello, se pueden aplicar las mismas recomendaciones a ambos casos. En el Kajima Technical Research Institute (Tanaka y Sawamoto 2001) se ensayaron uniones con cubrejunta de pequeño tamaño con columnas RHS. Estas uniones mostraron excelentes capacidades de rotación plástica, aunque el espesor de las alas de la viga fue de tan sólo 10 mm. En la figura 8.19 se muestra un económico detalle de unión con diafragmas internos, en el que una platabanda con orificios para los tornillos se suelda en taller en la posición del ala inferior.

129

Figura 8.19 - Uniones viga-columna con diafragma pasante e interno combinados

El ala superior se suelda en obra utilizando las soldaduras de conexión en forma de U a las que se hace referencia en la sección 8.3. Hay que destacar que la unión mostrada en la figura 8.19 no utiliza despalmillado de viga. El diafragma interno situado en el ala inferior se suelda desde el extremo de la columna. Los detalles de las uniones del ala inferior son los mismos que los de las uniones atornilladas con platabanda recomendados en FEMA 350 (2000). Si la unión del ala inferior se diseña para que sea ligeramente más robusta que la unión del ala superior, y si se supone que la unión atornillada del alma soporta únicamente el esfuerzo cortante de la viga, la capacidad resistente a momento en el extremo del nervio horizontal vendrá dada por Mj,cf * =

{

bb,f tb,f fb,u +

2 3

(Lnervio - sh) tb,f fb,u

}

(hb -

tb,f 2

tp 2

)

..............8.21

en donde tp es el espesor de la platabanda. En estos detalles de unión, el espacio sh es igual a 7 mm (= separación de bordes). A esta unión se le pueden aplicar los mismos mecanismos de rotura propuestos por Tanaka (1999) (véanse las figuras 8.11 y 8.13). Sin embargo, el mecanismo de rotura 2 no suele controlar la capacidad resistente de la unión, por lo que no se muestra en la figura 8.13. La ecuación 8.18 se utilizó para la derivación de la anterior ecuación. El requisito de sobrerresistencia es que el Mj,cf* dado en la ecuación 8.21 debe superar al Mcf dado en la ecuación 8.17, en donde se recomienda un α 1,3. Se vio que estas uniones se comportaban adecuadamente si la longitud del nervio estaba lo suficientemente proporcionada como para presentar una sobrerresistencia suficiente (Kurobane et al. 2001, Miura et al. 2002). 8.6 Uniones con diafragmas externos Las uniones con diafragmas externos se han estudiado principalmente en la Universidad de Kobe (AIJ 1996). Las fórmulas de diseño de estas uniones se han incluido en las Recomendaciones del Instituto de Arquitectura de Japón desde 1980 (AIJ 1990), y son aplicables tanto a columnas de perfil tubular circular como cuadrado. Los estudios realizados por Kamba et al. (1983) y Tabuchi et al. (1985) supusieron la base para las fórmulas de diseño. No obstante, las uniones entre columnas RHS y vigas con diafragmas externos han sido 130

estudiadas recientemente por grupos de investigación que no pertenecen a la Universidad de Kobe (Matsui et al. 1996, Ikebata et al. 1999, Mitsunari et al. 2001). Esto ha ayudado, no solamente a mejorar la fiabilidad de las previsiones de diseño existentes, sino también a ampliar el campo de validez de las fórmulas. Además, Kamba ha modificado la fórmula de diseño habitual para las uniones con columnas CHS, basándose en una serie de resultados analíticos numéricos (Kamba 2001), lo que también ha ayudado a mejorar la fiabilidad de la fórmula. Las previsiones de diseño actuales del AIJ proporcionan las resistencias a la fluencia de las uniones y siguen un formato de diseño de tensión admisible. Estas ecuaciones para las resistencias a la fluencia se redefinen aquí en el formato de diseño para el estado límite último con algunas correcciones que tienen en cuenta los resultados de los estudios más recientes. Las Recomendaciones AIJ utilizan la relación de 0,7 entre la resistencia a la fluencia y la resistencia última para el diseño de las uniones, a menos que existan evidencias experimentales que muestren que existe otro valor de esta relación que es más apropiado. Los resultados experimentales anteriores de uniones con diafragmas externos indicaban que la resistencia última era significativamente mayor que la resistencia a la fluencia dividida por 0,7. Sin embargo, las cargas últimas se alcanzaron tras una gran deformación plástica de los diafragmas y de las paredes de la columna, frecuentemente acompañada por grietas en los vértices entrantes de los diafragmas. En consecuencia, se supone que las resistencias últimas de estas uniones son 1/0,7 veces las resistencias a la fluencia de las uniones, y se muestran en la tabla 8.3. La capacidad resistente a flexión de las uniones con diafragmas externos se puede calcular mediante la ecuación 8.22 que se muestra a continuación. Mj,cf* = Pb,f*(hb - tb,f)

.................................................................................8.22

La capacidad resistente a flexión de la soldadura de conexión del alma se desprecia, ya que los efectos de rigidización de las paredes de la columna ya han sido tenidos en cuenta en las ecuaciones de resistencia última de la tabla 8.3. La capacidad resistente a flexión necesaria en la cara de la columna puede obtenerse como: L Mcf = αMpl .............................................................................8.23 L - Lnervio en donde Lnervio muestra la distancia entre la cara de la columna y el extremo del nervio horizontal, que es equivalente a la longitud del diafragma externo medido desde la cara de la columna (véanse las figuras 8.20(a) y (b)). Además, se recomienda un factor de sobrerresistencia de α = 1,2, ya que los diafragmas externos soportan una gran deformación plástica participando de forma importante en la rotación plástica global en el extremo de la viga. Los campos de validez de las ecuaciones 1 y 2 de la tabla 8.3 se muestran en la misma tabla. Aunque las ecuaciones de la tabla 8.3 se basan en los resultados experimentales de uniones en las que las alas de la viga están soldadas a los diafragmas externos, en estudios recientes las alas de la viga se atornillaron a los diafragmas, como se muestra en la figura 8.20(b) (Ikebata et al.1999, Mitsunari et al. 2001). En estos estudios se encontró que las mismas fórmulas de diseño descritas anteriormente también eran aplicables a estas uniones atornilladas. El espesor máximo del ala de la viga y del diafragma externo era de 25 mm para uniones de columnas CHS, mientras que en las uniones de columnas RHS el espesor máximo del ala de la viga y de la pared de la columna era de 16 mm y el espesor máximo del diafragma externo era de 22 mm, según los ensayos existentes. Estas uniones con diafragmas externos pueden fallar por grietas que comienzan en los vértices 131

límite elástico del material del diafragma resistencia última a tracción del material del diafragma esfuerzo axial en el ala traccionada o comprimida

Tabla 8.3 - Ecuaciones de resistencia última para uniones con diafragmas externos (Kamba 2001, Tabuchi et al. 1985)

132

entrantes del diafragma o en la soldadura de conexión entre el diafragma y el ala de la viga. En estos puntos críticos se deben evitar los vértices en punta, con un radio mínimo de acuerdo en el vértice de 10 mm o mayor. En particular, para la unión a la columna RHS, las concentraciones de tensión y deformación en los puntos que rodean los vértices de la columna son inevitables, ya que los diafragmas y las almas de la columna se cruzan aquí en ángulo recto (véase la figura 8.20(a)). En estos puntos, se desarrollan frecuentemente grietas en las soldaduras, en las paredes de la columna o en los diafragmas.

Figura 8.20 - Uniones viga-columna con diafragmas externos

Las previsiones de diseño del AIJ (1990) recomiendan utilizar uniones soldadas a tope de penetración completa (CJP) en los vértices de la columna para fabricar un diafragma externo continuo (véase la figura 8.20(a)). Las previsiones de diseño del AIJ también recomiendan que se utilicen uniones soldadas a tope de penetración completa entre el diafragma externo y la cara de la columna. Si estas uniones se utilizan para pórticos especiales resistentes a momento, las uniones soldadas a tope de penetración completa 133

deben clasificarse como de categoría A de exigencia sísmica a la soldadura (véase la sección 8.1). Sin embargo, Mitsunari et al. (2001) describieron que los diafragmas con soldaduras de conexión en ángulo en los centros de las alas y sin soldaduras de conexión en los vértices entrantes de los diafragmas (véase la figura 8.20(b),(c)) se comportaban mucho mejor en el estado límite último que aquellos con detalles recomendados por el AIJ (véase la figura 8.20(a)). Además, estudios recientes (Matsui et al. 1996, Ikebata et al. 1999, Mitsunari et al. 2001) han demostrado que las soldaduras de conexión en ángulo pueden sustituirse por soldaduras a tope de penetración completa entre el diafragma externo y la cara de la columna (véase la figura 8.20(b)). En estos estudios, el tamaño de las soldaduras en ángulo era aproximadamente la mitad del espesor del diafragma. Si el tamaño necesario de las soldaduras en ángulo es demasiado grande, las soldaduras CJP deben usarse como una unión patentada utilizando un diafragma externo de fundición (Nakano et al. 1999). El deterioro local de la tenacidad del material debido a carga cíclica promueve, de forma significativa, la formación de grietas en los puntos donde se concentra la deformación. Cuando se utilizan uniones con diafragmas externos en un pórtico ordinario resistente a momento, la exigencia de calidad de la soldadura puede relajarse en cierto aspecto, en comparación con la de las soldaduras de conexión deformadas cíclicamente en regiones inelásticas. A las uniones soldadas a tope con penetración completa para pórticos ordinarios resistentes a momento se les puede aplicar la categoría B de exigencia sísmica a la soldadura. Cuando un pórtico es un elemento periférico de un edificio, los proyectistas suelen querer trasladar la viga a la cara exterior de la columna (véase la figura 8.21). En este tipo de uniones, la transferencia de esfuerzo axial del ala de la viga a la columna se realiza de forma eficiente mediante un placa lateral, como se muestra en la figura 8.21(b). Matsui et al. (1996) propusieron las siguientes ecuaciones empíricas para evaluar la resistencia de las uniones con placas laterales a ambos lados de la columna, como se muestra en la figura 8.21(c). Pp,u = 2hptpfp,u + 2( tc + td)tcfc,u

................................................................8.24

en donde hp, tp, y fp,u representan la altura, el espesor y la resistencia a la tracción de la placa lateral, respectivamente. El primer término de la ecuación anterior representa la carga soportada por las placas laterales en sí mismas, mientras que el segundo término de la ecuación representa la carga soportada por las soldaduras de conexión entre las alas de la columna y de la viga. es un coeficiente que es igual a 3 cuando la columna está hueca, pero que es igual a 4 cuando la columna está rellena de hormigón. Matsui y colaboradores propusieron, además, la siguiente regla para la unión en la que se utilizan diafragmas externos y placas laterales en combinación. En ella, la resistencia de dicha unión viene dada por el menor de los valores de la resistencia de la unión con placas laterales únicamente y la resistencia de la unión con diafragmas externos únicamente. Así, la resistencia última Pb,f* de la unión mostrada en las figuras 8.21(a) y (b) se evalúa como el menor de los valores dados por las siguientes dos ecuaciones: Pb,f* = Pb,f* =

bc 2b

Pp,u

..........................................................................................8.25

Pd,u ..........................................................................................8.26 2a en donde Pd,u es la resistencia última de la unión con diafragmas externos, y es la misma que la Pb,f* dada en la ecuación 2 de la tabla 8.3, mientras que bc representa la anchura de la columna. Obsérvese que, dado que esta unión presenta una cierta excentricidad, el esfuerzo axial Pb,f* se distribuye entre Pa y Pb en la siguiente proporción: Pa 134

b a

...........................................................................................................8.27

Con respecto a los detalles de esta uniĂłn, el campo de validez de (vĂŠase la tabla 8.3) puede ampliarse hasta permitir un 45 basĂĄndose en los resultados experimentales anteriores (Matsui et al. 1996, Ikebata et al. 1999).

Figura 8.21 - Uniones viga-columna con diafragmas externos y placas laterales

135

8.7 Uniones con placas de testa mediante tornillos ciegos Las uniones que aquí se describen ofrecen una solución sencilla para las uniones atornilladas de vigas con columnas RHS. Las vigas con placas de testa se unen directamente a las caras de las columnas mediante tornillos trabajando a tracción. Las columnas de perfiles cerrados necesitan usar tornillos ciegos. Además, las paredes de la columna deben reforzarse para evitar la distorsión local de las mismas y para cumplir con los requisitos de las uniones de resistencia total. Las paredes de la columna pueden regruesarse parcialmente en las áreas donde se van a sujetar las placas de testa (véase la figura 8.22).

Figura 8.22 - Unión con placas de testa mediante tornillos ciegos

Para realizar estas uniones se desarrollaron dos dispositivos que están patentados. Uno de ellos se refiere al desarrollo de nuevos tornillos ciegos, que tienen que ser lo suficientemente resistentes para soportar los momentos de flexión en los extremos de la viga y ser, además, fáciles de instalar y apretar en los lugares de montaje. Los nuevos tornillos ciegos que se están utilizando para este tipo de uniones son los llamados MUTF (Metric Ultra Twist Fastener) fabricados por Huck International Inc. (Huck 1994, véase la sección 3.3). Para el desarrollo de estas uniones se han utilizado tornillos MUTF20 y MUTF27, en donde los números 20 y 27 representan el diámetro nominal de los tornillos. Los tornillos MUTF son prácticamente equivalentes en resistencia a los tornillos ASTM A325 para el mismo diámetro nominal. Sin embargo, el diámetro real de las cabezas de los tornillos y de la caña de estos tornillos es mayor que el diámetro nominal. Por ello, el diámetro de los orificios para los tornillos especificado es 2 a 4 mm mayor que el diámetro nominal, para permitir que las cabezas de los tornillos puedan pasar a través de los orificios. El otro dispositivo se utiliza para fabricar perfiles RHS parcialmente regruesados. Los perfiles tubulares se calientan mediante inducción electromagnética a una temperatura a la que se pueda producir fácilmente un flujo plástico del material. Los extremos del RHS se empujan con un pistón hidráulico. Mientras la bobina de inducción se mueve hacia el punto final predeterminado, se va pulverizando agua justo por detrás de la bobina para enfriar los perfiles, con el fin de evitar el pandeo de las paredes del tubo (véase la figura 8.23). Las transiciones entre las paredes regruesadas y las paredes con el espesor original se hacen de forma progresiva (forma cónica). 136

Figura 8.23 - Proceso de fabricación de perfiles parcialmente regruesados

Los procesos de rápido calentamiento y enfriamiento hacen que el material del tubo se endurezca. Los perfiles regruesados se someten a un tratamiento térmico posterior para restablecer las propiedades del material. Dado que los perfiles RHS empleados para este tipo de construcción están conformados en frío, los perfiles originales muestran una mayor relación entre la tensión de fluencia y la resistencia última a la tracción. Los tratamientos térmicos posteriores generan una mejora en las propiedades del material (por ejemplo, mayor tenacidad y ductilidad) en comparación con los perfiles originales acabados en frío. Las propiedades del material de los perfiles regruesados con o sin tratamiento térmico posterior se exponen en Tanaka et al. (1996). Las uniones estándares mostradas en la tabla 8.4 fueron aprobadas de forma oficial por el Ministerio de la Construcción de Japón como uniones resistentes a momento que cumplían los requisitos especificados en el código de edificación japonés. La tabla 8.4 muestra las dimensiones de la placa de testa, el tamaño nominal de los tornillos y número de ellos para cada combinación de vigas y columnas.

Tabla 8.4 - Detalles estándares de uniones con placas de testa

Se han llevado a cabo una serie de ensayos en ensambles viga-columna con uniones estándares (Fukuda y Furumi 1997). A las piezas cruciformes, como la mostrada en la figura 8.24, se les aplicaron cargas de corte antisimétricas. Los esfuerzos máximos 137

estaban controlados por la combinación de pandeo local y lateral de las vigas, mostrando una capacidad de rotación satisfactoria. Una de las ventajas de estas uniones con respecto a otras uniones con diafragmas es que los momentos flectores en el alma de la viga se pueden transferir más fácilmente a la columna.

Figura 8.24 - Dibujo esquemático de una solicitación antisimétrica

Fukuda y Furumi (1997) destacan las siguientes ventajas de estas uniones con respecto a las uniones convencionales: 1. reducción en el tiempo de fabricación y montaje de una estructura; 2. flexibilidad para acomodar vigas con diferentes cantos en cada columna; 3. se evita la fractura frágil. Se pueden obtener detalles adicionales sobre el diseño de estas uniones en Daiwa House Industry Co. Ltd., Sakyo 6-6-2, Nara 631-0801, Japón, teléfono: +81-742-70-2143, fax: +81-742-72-3064

138

8.8 Uniones rígidas para estructuras situadas en zonas con escasa actividad sísmica Los diseños de uniones descritos en las secciones precedentes también se pueden utilizar para estructuras en las que las fuerzas dominantes del diseño no sean las debidas a los movimientos sísmicos. Sin embargo, los requisitos de sobrerresistencia que han de cumplir estas uniones hacen que resulten poco económicas. Parece que los detalles de las uniones se pueden simplificar si las demandas de ductilidad son menores (véase la sección 7.1). Los criterios de FEMA (2000) permiten utilizar uniones con columnas de perfil I sin refuerzos, aparte del metal de soldadura, para aplicaciones en Pórticos Ordinarios resistentes a Momento (OMF). No obstante, son escasas las investigaciones realizadas sobre dichas uniones a momento de resistencia total entre vigas y columnas de perfil tubular que resulten adecuadas para estructuras situadas en zonas de escasa actividad sísmica. Si el análisis plástico global muestra que la rotación necesaria en el extremo de una viga es menor que la postulada en la tabla 7.1, el coeficiente de sobrerresistencia se puede reducir en concordancia. Si se utiliza un perfil de clase 2 para una viga, la resistencia de la sección transversal está limitada por su resistencia a pandeo local. En este último caso, se puede considerar que la viga es capaz de desarrollar su resistencia total a momento plástico (véase el Eurocódigo 3), y, por ello, se puede proponer α=

Msoldadura = 1,1 M0

................................................................................8.28

La reducción en α influye de forma significativa en las dimensiones necesarias de la unión con diafragmas externos descritas en la sección 8.6. Packer y Henderson (1997) han recopilado las directrices de diseño para algunas uniones que se pueden utilizar en zonas de escasa actividad sísmica, de las cuales se reproduce un ejemplo en la figura 8.25. La unión presenta placas de refuerzo que refuerzan las caras de la columna RHS. Basándose en las investigaciones analíticas y experimentales realizadas, se identifican los 4 modos de fallo siguientes: a) fallo de "anchura eficaz" de la platabanda traccionada en el punto en donde está soldada a la placa de refuerzo; b) rotura por punzonamiento (arrancamiento) de la placa de refuerzo en la platabanda traccionada; c) aplastamiento del alma de las paredes laterales de la columna cerca del ala comprimida de la viga; d) punzonamiento de la cara de la columna a lo largo del borde de la placa de refuerzo, ya sea cerca del ala traccionada de la viga o cerca del ala comprimida de la viga. Los modos de fallo anteriores son muy similares a los observados en los nudos de celosías de elementos RHS, que se estudiaron ampliamente en el pasado (Wardenier 1982, Packer et al. 1992). Packer y Henderson (1997) muestran ejemplos adicionales de uniones resistentes a momento de vigas con columnas de perfil tubular, para condiciones de cargas cuasiestáticas o zonas de escasa actividad sísmica. 139

Secciรณn A - A

Placa de refuerzo

Secciรณn B - B

Figura 8.25 - Uniรณn viga-columna con placa de refuerzo

140

9 Uniones a columnas rellenas de hormigón 9.1 Introducción El rellenado con hormigón de las columnas de perfil tubular de acero es un procedimiento que se realiza en algunas ocasiones para mejorar la resistencia a compresión de la columna o para incrementar su resistencia al fuego. La Guía de diseño Nº 4 del CIDECT (Twilt et al. 1995) es un recurso válido para evaluar la resistencia al fuego de las columnas de perfil tubular, que abarca las columnas tubulares sin protección, los tubos pintados con "pinturas" intumescentes, los tubos rellenos de agua y los tubos rellenos de hormigón (con o sin armaduras adicionales de acero). En la Guía de diseño Nº 5 del CIDECT (Bergmann et al. 1995) se da un tratamiento actual y muy completo sobre el diseño de columnas de perfil tubular rellenas de hormigón, basado fundamentalmente en el Eurocódigo 4. Otra perspectiva internacional en el diseño de columnas tubulares rellenas de hormigón ha sido recopilada recientemente por la Asociación para la Cooperación Internacional y la Investigación en Estructuras Mixtas Acero-Hormigón (1997). En la Guía de diseño Nº 7 del CIDECT (Dutta et al. 1998) se proporcionan algunas directrices sobre la colocación del hormigón en el interior de los perfiles tubulares. Uno de los aspectos más importantes a destacar es el hecho de que, en cualquier tipo de perfil tubular relleno de hormigón, hay que perforar pequeños respiraderos que atraviesen las paredes, en uno de los dos extremos del elemento (o encima o debajo de cada nivel de planta), independientemente de la función de diseño del relleno de hormigón. Estos respiraderos sirven para liberar el vapor generado en un incendio y para evitar que la columna reviente. 9.2 Uniones simplemente apoyadas a cortante 9.2.1 Introducción de esfuerzos en la columna En el diseño de columnas mixtas, se supone la acción mixta total de la sección transversal. Esto implica que existe un buen enlace entre el acero y el hormigón y que no se producen deslizamientos significativos entre ambos, por lo que existe una compatibilidad de deformación entre el acero y el hormigón. Un límite superior aproximado para esta tensión de "enlace natural", recomendado por el Eurocódigo 4, es 0,4 N/mm2 (Wardenier 2002). Numerosos códigos estructurales estipulan que el hormigón debe cargarse directamente por apoyo, por lo que se necesita un detalle de unión caro, mientras que se podrían producir uniones más baratas si los enlaces a cortante de la viga se realizaran únicamente desde el exterior de la columna, sin tener que entrar en el tubo para realizar el apoyo directo en el hormigón. Existe un cierto número de estudios recientes que han investigado la resistencia del enlace entre el hormigón y el tubo de acero, así como la disminución de la resistencia de la columna mixta como consecuencia de que parte de la carga se está aplicando a través de las uniones a cortante intermedias. En dichas uniones, se produce un pequeño incremento de la cantidad de rotación del nudo y el tubo de acero "pinza" el núcleo de hormigón. Estas investigaciones han sido revisadas por Dunberry et al. (1987), que llevó a cabo, por su parte, un estudio experimental extenso sobre columnas RHS rellenas de hormigón cargadas a través de las uniones a cortante habitualmente encontradas en la práctica. Utilizando columnas de sección transversal robusta (de paredes no "esbeltas"), placas únicas trabajando a cortante y uniones en T, se concluyó que el mecanismo de transferencia de carga a la columna se veía afectado, básicamente, por el comportamiento rotacional del nudo (y, con ello, por la capacidad para producir fuerzas de apoyo laterales en el hormigón), por la longitud de la unión a lo largo de la columna, por la excentricidad de la carga y por las condiciones en la columna antes de la unión. En resumen, se recomendaba aplicar un coeficiente de reducción a la resistencia del hormigón para poder determinar la capacidad resistente de la columna mixta para todos los tipos de uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante con RHS que no conlleven la penetración en el perfil tubular (por ejemplo, uniones con "placas pasantes"). Este coeficiente de reducción de la resistencia del núcleo de hormigón αc,2 viene dado por: 141

αc,2 = 1 - 1,2 [αc,1 Ac,c fc / (Ac fc,y + αc,1 Ac,c fc )]

.........................................9.1

en donde αc,1 = 0,85 y es la relación de la carga de cortante (mayorada) aplicada a la unión, considerando todos los lados de la columna, con respecto a la carga total (mayorada) de la columna. fc es la resistencia a la compresión del hormigón, en probeta cilíndrica, a los 28 días, que es aproximadamente igual a 0,8 veces la resistencia a la compresión en probeta cúbica. Así, considerando, por ejemplo, la columna RHS rellena de hormigón ABCD de la figura 9.1, este coeficiente de reducción c,2 podría aplicarse en la sección X-X cuando se determine la resistencia de la columna mixta AB.

Figura 9.1 - Método recomendado para introducir las reacciones de cortante de la viga en las columnas rellenas de hormigón en los niveles de techo y suelo.

Dunberry et al.(1987) también observaron que podía esperarse que se produjera un deslizamiento en la unión a rasante entre el acero y el hormigón y que éste se extendiera durante una distancia de aproximadamente 3bc a 3,5bc hacia abajo, y bc a 2bc por encima de la unión. Para las uniones a cortante situadas en la parte superior de la columna, también se recomendaba enrasar y colocar una placa de cierre de acero (para garantizar un mecanismo de transferencia de carga satisfactorio). Algunas especificaciones del acero estructural (por ejemplo, CSA 1994) requieren conservadoramente que el núcleo de hormigón sea cargado directamente en apoyo para el nivel superior. En todos los niveles inferiores, las uniones simplemente apoyadas a cortante desde las vigas se pueden realizar directamente a la parte exterior del perfil tubular, sin necesidad de conectores de rasante dentro del perfil tubular, como se muestra en la figura 9.1. Dado que la primera causa de fallo en los ensayos realizados por Dunberry et al. (1987) era el pandeo local de la RHS por debajo de la unión, aunque sólo una vez alcanzada la fluencia, las recomendaciones anteriores sólo son aplicables a secciones transversales de RHS no esbeltas. Las investigaciones posteriores llevadas a cabo en este campo han confirmado que el "efecto de pinzamiento", producido al cargar un perfil tubular relleno de hormigón a través de los elementos trabajando a cortante soldados, tiene un efecto beneficioso en la resistencia al deslizamiento de la interfase acero-hormigón (Shakir-Khalil 1993). Si se utiliza una técnica de unión con "tornillos ciegos", por ejemplo cuando se atornilla un elemento como una placa de testa de una viga a una columna RHS rellena de hormigón 142

(France et al. 1999a), la protrusión del "tornillo ciego" a través de la cara interior de la columna RHS actuaría como un conector mecánico frente a rasante, aumentando aún más la resistencia al deslizamiento de la interfase acero-hormigón. 9.2.2 Diseño de la unión La sección 9.2.1 ha tratado el efecto de las uniones simplemente apoyadas trabajando a cortante en el comportamiento, y con ello en el diseño, de los perfiles tubulares rellenos de hormigón como elementos de columnas. Sin embargo, para el diseño de la unión en sí misma, se suele recomendar la utilización de los mismos criterios que se han expuesto en el capítulo 5 (para perfiles tubulares sin relleno de hormigón). El rellenado con hormigón de la columna de perfil tubular previene la deformación hacia dentro de la cara de la columna, de forma que el modo de fallo rotacional de la cara de la columna descrito en el capítulo 5 (sólo para uniones de asiento rigidizadas, en la sección 5.9) no necesita tenerse en cuenta en las columnas rellenas de hormigón. No obstante, existe una importante restricción para estas recomendaciones en relación a las situaciones de incendio. Si una columna de perfil tubular rellena de hormigón presenta protección externa total contra el fuego, el diseño de la unión simplemente apoyada trabajando a cortante puede seguir las directrices anteriores. Si el núcleo de hormigón se emplea para obtener una resistencia total o parcial frente al fuego, el acero y el hormigón se expandirán a diferentes velocidades en una situación de incendio, por lo que el envolvente de acero se ablandará y dejará de soportar parte de la carga. Cuando esto se produce, no es conveniente que la transferencia de carga al hormigón se base en la fricción o en el enlace de la interfase acero-hormigón. Por ello, en dichas situaciones se recomienda una unión simplemente apoyada trabajando a cortante con "placas pasantes" (véase la figura 5.6), para que las reacciones de la viga se transfieran de forma adecuada al núcleo de hormigón durante un incendio (Kodur y MacKinnon 2000). 9.3 Uniones semirrígidas 9.3.1 Introducción Todas las uniones semirrígidas tratadas en el capítulo 6 pueden utilizarse también para columnas rellenas de hormigón, aunque las propiedades de la unión varíen. En general, la resistencia y rigidez aumentarán, aunque en muchos casos la capacidad de rotación disminuirá. El lado comprimido de la unión en la cara de la columna actuará como una parte rígida, ya que las cargas son soportadas por el hormigón que rellena la columna. En el lado traccionado, la cara de la columna sólo puede deformarse de forma marginal y las deformaciones sufridas no suelen ser suficientemente importantes como para permitir una distribución de líneas de plastificación que genere una rotura por punzonamiento con deformaciones relativamente pequeñas y con una capacidad de deformación pequeña. Como consecuencia, varias uniones, que se comportan como uniones semirrígidas de resistencia parcial cuando las columnas no están rellenas, se comportarán como uniones rígidas (resistencia parcial) tras el rellenado con hormigón. Debido a una deformación o capacidad de rotación reducidas, las uniones son más sensibles a los momentos flectores secundarios causados, por ejemplo, por deformaciones inducidas debidas a asentamientos. En caso de que exista una capacidad de rotación pequeña que no permita la redistribución de los momentos flectores, sólo estará permitido un planteamiento de diseño elástico. En este capítulo se discutirán los tipos de uniones siguiendo la misma secuencia que en el capítulo 6, aunque la información disponible es considerablemente inferior. 143

9.3.2 Uniones soldadas no reforzadas de vigas y columnas de perfil tubular Estas uniones pueden producirse en pórticos particulares o en vigas Vierendeel. El rellenado con hormigón de la columna o del cordón es generalmente sólo utilizado para reparaciones, por ejemplo, si la resistencia o la rigidez de la unión sin relleno de hormigón no es suficiente y ya no se puede modificar la configuración de la misma. 9.3.2.1 Elementos de vigas y columnas CHS Las investigaciones realizadas sobre uniones entre perfiles tubulares circulares (CHS) con elementos pasantes (cordón o columna) rellenos de mortero u hormigón se han aplicado especialmente para reforzar las plataformas offshore existentes. Algunos de estos programas de investigación son confidenciales y sus resultados no están disponibles o han sido publicados con información insuficiente para poder ser interpretados correctamente, por ejemplo, el EC Composite Jacket Project, Tebbett et al. (1979 y 1982). Se puede encontrar alguna información en Lalani et al. (1985,1996) y Marshall (1979), aunque la mayor parte de este trabajo está relacionado con el efecto del relleno de hormigón en los coeficientes de concentración a tensión para el diseño a fatiga. Makino et al. (2001) publicaron los resultados de una investigación sobre nudos en X y K cargados axialmente. Dichas investigaciones mostraron que la resistencia a la tracción de la unión se puede basar en el criterio de punzonamiento (arrancamiento) del cordón, como se muestra en la figura 6.2. Para la carga de compresión, no se registró ninguna rotura de nudos. Recientemente, Morahan y Lalani (2002) proporcionaron información adicional sobre la reducción del coeficiente de concentración de tensión para el diseño a fatiga de nudos con mortero. También se realizó una comparación de algunos datos experimentales con respecto a las formulaciones de ISO (1997), demostrándose que existía una buena concordancia. A partir de estas investigaciones, parece apropiado diseñar uniones resistentes a momento de perfiles tubulares circulares en base al criterio de punzonamiento mostrado en la figura 6.2. Se espera que esto sea conservador, ya que, debido a la rigidez del hormigón, el brazo de palanca del momento resistente es mayor que en el caso de un cordón o columna no relleno. No existen fórmulas de diseño para la rigidez rotacional, aunque, si se supone que el lado cargado en compresión es rígido, la rigidez será aproximadamente el doble de la de los sistemas equivalentes no rellenos. 9.3.2.2 Elementos de vigas y columnas RHS Packer et al. (1991, 1993) describen sus investigaciones sobre nudos en X y K cargados axialmente. A partir de estas investigaciones, dan algunas recomendaciones para los nudos en T, Y, X y K cargados axialmente. Para los nudos en T, Y y X solicitados a compresión proponen una función de resistencia basada en la resistencia al aplastamiento del hormigón, mientras que para los nudos en T, Y y X solicitados a tracción recomiendan la misma resistencia que para los nudos sin relleno de hormigón del cordón. Para los nudos en K, la resistencia se puede basar en un criterio de resistencia al aplastamiento del hormigón para la riostra comprimida y para la riostra traccionada en el criterio de punzonamiento del cordón y en el criterio de anchura eficaz de la riostra. Para las uniones resistentes a momento, Szlendak (1998) presenta datos que no han podido verificarse, y de los que no existe ninguna otra evidencia experimental. 144

A partir de las investigaciones sobre nudos solicitados axialmente y de los resultados obtenidos para las uniones de CHS con CHS, parece lógico basar la resistencia de las uniones que trabajan a momento en el criterio de resistencia al punzonamiento de la columna y en el criterio de anchura eficaz de la riostra de la unión sin relleno de hormigón. Así, se supone un brazo de palanca del momento menor que el real; no obstante, y debido al efecto de la retracción del hormigón, la capacidad de deformación local para punzonamiento puede ser menor generando una menor anchura eficaz real be y bep. Estos efectos se compensan entre sí. La fórmula para el criterio de anchura eficaz de la riostra se muestra en la figura 6.5. El punzonamiento sólo se puede producir si bb bc - 2tc. El criterio de punzonamiento puede obtenerse si se supone que el área de punzonamiento a lo largo de los lados de la viga es totalmente eficaz y se utiliza una anchura eficaz de punzonamiento bep a lo largo del ala inferior y superior, con:

bep =

10 bb bc / tc

....................................................................................9.2

Al igual que para las uniones de CHS con CHS, en este caso tampoco existen fórmulas de diseño para la rigidez rotacional, aunque, nuevamente, la rigidez es considerablemente mayor que la de los sistemas equivalentes no rellenos. En este caso, también resulta aceptable un factor de dos. 9.3.3 Uniones soldadas no reforzadas de vigas I con columnas de perfil tubular Las uniones trabajando a momento más comunes con columnas rellenas de hormigón son las que se realizan con vigas I. En Japón se han llevado a cabo numerosas investigaciones a este respecto, pero la mayoría se centran fundamentalmente en las columnas CHS rigidizadas y se muestran en la sección 9.4. Morita (1994) publicó un trabajo realizado en Japón sobre uniones no rigidizadas con columnas RHS rellenas de hormigón. Como se indicó en el capítulo 6, de Winkel (1998) y Lu (1997) investigaron también el efecto del relleno de hormigón en la resistencia de la unión. 9.3.3.1 Uniones de vigas I con columnas CHS De Winkel (1998) investigó una unión soldada (figura 6.10) con una placa y una columna rellena de hormigón. Para la solicitación de tracción se produjo una rotura por punzonamiento (arrancamiento) a una solicitación ligeramente superior a la carga de fluencia de la placa, aunque por debajo de la resistencia al punzonamiento, de acuerdo a la fórmula dada en la figura 6.11. Por ello, no se pudo sacar ninguna conclusión real. Por otra parte, las solicitaciones últimas para los ensayos realizados con una placa lateral, así como con dos placas laterales (véase la figura 6.10), fueron más de dos veces superiores a las cargas observadas para las uniones sin relleno de hormigón. En el caso de la solicitación a compresión, la carga de fluencia de la placa sólo pudo obtenerse de forma aproximada. Chiew y Dai (1999) y Mulia et al. (2001) investigaron estas uniones en combinación con una losa mixta y concluyeron que un modelo basado en la resistencia de la armadura de la losa mixta con un brazo de palanca del momento igual a la distancia entre la armadura y el ala inferior de la viga era excesivamente conservador. Las capacidades resistentes basadas en este modelo subestiman considerablemente sus resultados experimentales. A partir de estas pruebas, establecieron una ecuación paramétrica para la resistencia. 145

A partir de las investigaciones realizadas, proponemos aquí que, en las uniones entre vigas I y columnas CHS rellenas de hormigón, se use la carga de fluencia del ala para la solicitación de compresión, dado que fb,y · tb fc,y · tc. Para el ala solicitada a tracción, la resistencia puede basarse en la resistencia al punzonamiento. En aquellos casos en que la capacidad de rotación sea muy importante, se recomienda hacer que la unión sea más robusta que la viga conectada.

9.3.3.2 Uniones de vigas I con columnas RHS Morita (1994) analizó el comportamiento de las uniones mixtas semirrígidas de viga I, con losa de hormigón, soldada a una columna RHS, y concluyó que la resistencia para la solicitación de tracción se puede basar en un modelo modificado de líneas de plastificación para la cara de la columna. En el análisis se supone que hay partes de las alas de la viga en los laterales que fluyen, haciendo que las líneas de plastificación en la cara de la columna paralelas a los laterales de la columna se sitúen a una distancia menor que la anchura del ala de la viga. Sin embargo, los ensayos utilizados para la verificación presentan todos ellos un espesor del ala de la viga considerablemente menor que el espesor de la columna. El uso de un espesor mayor para el ala de la viga puede producir roturas por punzonamiento, como las observadas por Lu (1997) en los ensayos realizados con una placa unida a una columna RHS rellena de hormigón. También se observó una plastificación de la cara del cordón para solicitaciones de tracción, directamente seguida de grietas en la cara del cordón paralelas a los laterales de la columna. Así, la distribución de líneas de rotura por punzonamiento difiere de la correspondiente al equivalente no relleno, aunque la resistencia concuerda con la calculada con el criterio de punzonamiento para uniones con cordones no rellenos, que viene dada por: fc,ytc (2tp + 2be,p) .............................................................................9.3 3 con be,p acorde a la ecuación 9.2. Hay que tener en cuenta que, para este ensayo con β = 0,4, las resistencias de todos los criterios (plastificación de la cara del cordón, punzonamiento del cordón y anchura eficaz de la placa, véanse también las figuras 6.18 y 6.21) eran muy similares unas de otras. Nb* =

Teniendo en cuenta los criterios anteriormente mencionados, se recomienda diseñar el lado traccionado de la unión de forma similar al de una unión sin relleno de hormigón en las columnas, mostrado en la figura 6.21. Esto proporciona una mayor reserva en cuanto a resistencia que la existente en las uniones con columnas no rellenas, que se recomiendan aquí porque la capacidad de deformación disminuye. Además, debe observarse que la influencia de la carga de la columna en la resistencia de la unión no ha sido investigada, aunque se espera que no sea tan grande como la dada en la función f(n) de la figura 6.21. En la figura 6.21, no se da el criterio de punzonamiento (ecuación 9.3), aunque, si el espesor del ala de la viga supera el espesor de la columna, este criterio también debe comprobarse. 9.3.4 Uniones atornilladas de vigas y columnas de perfil tubular Las uniones atornilladas entre elementos de perfil tubular suelen realizarse con placas de ala, cartelas de refuerzo, casquillos de angular o cortes de perfiles abiertos, como se discutió en la sección 6.4. El rellenado de las columnas con hormigón no varía de forma significativa el planteamiento de diseño, por lo que se le remite a la sección 6.4.

146

9.3.5 Uniones atornilladas de vigas I con columnas de perfil tubular Las uniones atornilladas con placas o casquillos soldados a las columnas son prácticamente similares a las uniones soldadas ya discutidas.

9.3.5.1 Uniones de vigas I con columnas CHS La mayor parte de las uniones atornilladas de vigas I con columnas CHS presentan una placa de rigidización a través o alrededor de la columna a la que se va a unir el ala de la viga. Estas uniones se suelen comportar como rígidas y ya han sido discutidas en el capítulo 8. En algunas ocasiones, a la columna se suelda un casquillo igual a la viga conectada, mientras que la viga se atornilla con placas a este casquillo. Esta unión es comparable a la unión soldada tratada en la sección 9.3.3 y mostrada en la figura 6.11. De Winkel (1998) investigó una unión atornillada (figura 9.2) en donde el alma de la viga está unida mediante tornillos a la placa de cortante soldada a la columna, el ala inferior de la viga está soldada a un anillo soldado alrededor de la columna, y el ala superior viene provista de conectores de rasante para la unión con la losa de hormigón para el forjado. En este caso, la capacidad resistente a momento de toda la unión viene determinada por la resistencia de las armaduras de la losa para el forjado o por la resistencia de la unión del ala inferior. Si la resistencia de la unión atornillada del ala inferior es mayor que la resistencia de las armaduras, no existe ninguna diferencia con la resistencia del sistema equivalente no relleno de hormigón. Por el contrario, si son las armaduras las limitantes, la capacidad resistente a momento de toda la unión vendrá determinada por ellas, haciendo más fácil el diseño. En este caso, el armado de barras debería ser suficientemente dúctil como para proporcionar una capacidad de rotación suficiente. El deslizamiento de la unión atornillada puede influir en la rigidez de la unión.

Figura 9.2 - Unión de viga I con losa de hormigón a una columna CHS (rellena de hormigón)

9.3.5.2 Uniones de vigas I con columnas RHS Al igual que en las uniones con columnas CHS, en algunas ocasiones se suelda a la columna un casquillo igual a la viga conectada, mientras que la viga se atornilla con placas a este casquillo. Esta unión es comparable a la unión soldada tratada en la sección 9.3.3 y mostrada en la figura 6.21. Lu (1997) investigó una unión atornillada (figura 9.3) en donde el alma de la viga está unida mediante tornillos a la placa de cortante soldada a la columna, el ala inferior de la viga está atornillada a un angular soldado a la cara de la columna, y el ala superior viene provista de conectores de rasante para la unión con la losa de hormigón para el forjado. Al igual que en las uniones con columnas CHS, la capacidad resistente a momento de toda la unión 147

viene determinada por la resistencia de las armaduras de la losa para el forjado o por la resistencia de la unión del ala inferior. El deslizamiento de la unión atornillada puede influir en la rigidez de la unión. France et al. (1999) estudiaron la capacidad resistente a momento y la rigidez rotacional de uniones con placas frontales a nivel y ampliadas para columnas tubulares rellenas de hormigón con conectores barrenados con fluencia. Debido a que el hormigón rellena el eje de rotación de la unión, éste se mueve hacia el ala comprimida de la viga. En el lado traccionado la plasticidad se confina exclusivamente a la cara de la columna y se forma una única distribución de líneas de plastificación. En comparación con la unión de columnas no rellenas, existe un incremento considerable de la rigidez, que depende de la esbeltez de la cara de la columna. Así, la resistencia de estas uniones puede basarse en la capacidad resistente de la zona traccionada, tal como se discutió en la sección 6.5.2, con un brazo de palanca del momento hasta el ala inferior de la viga. Las investigaciones realizadas en este campo han demostrado que el rellenado de la columna con hormigón aumenta considerablemente la capacidad resistente a momento y la rigidez, de forma que, a veces, las uniones semirrígidas de resistencia parcial se convierten en uniones semirrígidas o rígidas de resistencia parcial o total. Aunque la capacidad resistente a momento puede cuantificarse, la rigidez todavía no puede darse como una fórmula de diseño. En aquellos casos en que dicha rigidez sea necesaria, el proyectista hará uso de los diagramas momento-rotación disponibles en la bibliografía.

Figura 9.3 - Unión de viga I con losa de hormigón a una columna RHS (rellena de hormigón)

Figura 9.4 - Esfuerzos resistentes en las uniones de las figuras 9.2 y 9.3

148

9.3.6 Ejemplos Aquí se pueden mostrar ejemplos similares a los de la sección 6.6. El procedimiento es el mismo, y sólo se diferencian en la rigidez, la capacidad resistente de cálculo y la capacidad de deformación. La rigidez de las uniones con columnas rellenas de hormigón es aproximadamente el doble de la de sus equivalentes no rellenas. En la mayor parte de los casos, el criterio de resistencia dominante no es la plastificación de la cara de la columna, sino el punzonamiento. Dado que la capacidad de deformación de las uniones se ha reducido considerablemente, estas uniones deberían diseñarse con mucho cuidado. La mejor forma de diseñarlas es hacer que sean más robustas que las vigas unidas (resistencia total) o diseñarlas como uniones articuladas de extremidad con capacidad de deformación suficiente. 9.4 Uniones rígidas (resistencia total) A menudo, la columna de perfil tubular rellena de hormigón es la opción más adecuada para el diseño sísmico de una columna simple, ya que se puede utilizar el incremento de resistencia de la columna debido al confinamiento del hormigón, así como el arriostramiento continuo del tubo de acero para retrasar el pandeo local y mejorar la ductilidad de la columna bajo carga cíclica. Las uniones de resistencia total de vigas con columnas rellenas de hormigón son necesarias para hacer el mejor uso posible de las virtudes estructurales de estas columnas. Las siguientes directrices sobre el diseño de uniones se basan en las normas AIJ para estructuras mixtas de acero con hormigón armado (AIJ 2001a), aunque se han hecho algunas modificaciones tras tener en cuenta los resultados de los estudios más recientes. El Eurocódigo 4 y las normas AIJ utilizan diferentes aproximaciones para el cálculo de la resistencia de los elementos tubulares rellenos de hormigón. Las normas AIJ adoptan un método de superposición que postula que la resistencia última de un elemento viene dada por la suma de las resistencias últimas de la parte de hormigón y de la parte de acero. El método de superposición requiere cálculos más sencillos que el otro método, que tiene en cuenta las acciones mixtas entre las partes de hormigón y de acero. De acuerdo con la teoría plástica, el método de superposición proporciona una solución límite inferior para una estructura hecha de materiales dúctiles. Sin embargo, este método puede generar un error del lado de la inseguridad si se aplica a elementos mixtos, ya que el hormigón no es lo suficientemente dúctil. Por ello, la resistencia de los elementos mixtos evaluados con el método de superposición debe verificarse siempre mediante comparación con resultados experimentales. El método de superposición es efectivo y ha sido ampliamente utilizado para calcular la resistencia de las uniones mixtas, como se mostrará en las siguientes directrices. 9.4.1 Resistencia a cortante del panel del alma de la columna La resistencia a cortante de cálculo para el panel del alma de la columna Vc,w* puede calcularse como Vc,w* = 1,2 (Ac,p ·

fc 10

+ Ac,w

en donde, para columnas CHS = 2 y para columnas RHS

= 2,5

fc,y 3

)

........................................................9.4

hc,w - 2tc,w hb - 2td

4,0

149

En la anterior ecuación, Ac,p y fc representan el área transversal del panel de hormigón y la resistencia del hormigón, en probeta cilíndrica, mientras que β es una función de la relación entre el canto y la altura del panel de hormigón. Para conocer el significado de los otros símbolos, consulte la sección 7.7 y la figura 9.5. La fórmula anterior se deriva de la resistencia a la fluencia del panel multiplicada por un coeficiente de 1,2 para convertirlo en la resistencia de cálculo para el estado límite último. La resistencia a la fluencia se determinó simplemente como la suma de las resistencias a la fluencia de las partes de hormigón y de acero, en donde la parte de hormigón soporta el esfuerzo cortante como una biela diagonal comprimida, suponiendo que su resistencia está controlada únicamente por la resistencia a compresión del hormigón (véase la figura 9.5).

Figura 9.5 - Tensiones en el panel de hormigón

La ecuación de la resistencia a la fluencia fue propuesta por primera vez hace más de 20 años (Kurobane 1978). Los amplios resultados experimentales obtenidos desde entonces muestran que no ha sido necesario mejorar la fórmula original. La ecuación 9.4 predecía los resultados experimentales con un margen de seguridad constante, aunque no mostró una tendencia sistemática cuando se variaron la resistencia del hormigón, la relación anchuraespesor del acero y los detalles de la unión (diafragmas externos e internos). La ecuación 9.4 conlleva algunas modificaciones a la fórmula de diseño de las normas AIJ (2001a). La fórmula de AIJ subestima la resistencia última del panel en cerca del 60% para los paneles CHS y en 30% para los paneles RHS. La fórmula de AIJ prescribe que la capacidad resistente a cortante del núcleo de hormigón disminuye con la resistencia del hormigón. Este efecto se despreció sin generar un error inseguro (Fujimoto et al. 2001, Kawano y Matsui 2001) para el rango, fc 60 N/mm2, sobre el que se aplica la norma AIJ. Además, la capacidad resistente a cortante del panel CHS se incrementó en un 27% como resultado de la adopción de la nueva fórmula (ecuación 7.4) especificada en las Recomendaciones AIJ (2001). El panel del alma de la columna puede mostrar una envolvente de endurecimiento y un ciclo de histéresis estable tras alcanzar la carga dada en la ecuación 9.4. Esto contribuye a disipar la entrada de energía durante fuertes movimientos sísmicos. La capacidad resistente a cortante del panel del alma de la columna disminuye a medida que aumenta la carga axial en las columnas. Sin embargo, el esfuerzo cortante aplicado al panel 150

también disminuye, ya que la capacidad resistente a flexión de las columnas disminuye con la carga axial. La ecuación 9.4 permite tener un margen de seguridad para el efecto de la carga axial, a menos que el panel del alma de la columna esté diseñado para presentar una sección transversal menor que las secciones transversales de las columnas (véase Kurobane 1978, AIJ 1990). 9.4.2 Resistencia a la flexión de las uniones viga-columna Las uniones con diafragmas externos, pasantes o internos, según se describen en relación con las uniones con columnas no compuestas en el capítulo 8, son aplicables a las uniones de vigas con columnas rellenas de hormigón. Si se utiliza un diafragma pasante o interno, se deben preparar orificios que permitan el llenado de las columnas y de los paneles de unión con hormigón. Dado que el hormigón de relleno restringe las distorsiones locales de las paredes de la columna y de los diafragmas, estos efectos restrictivos pueden tenerse en cuenta cuando se determinan las dimensiones y los detalles de las uniones. Las tablas 9.1 y 9.2 muestran las fórmulas de diseño para el estado límite último en uniones de columnas CHS con diafragmas externos y para uniones de columnas RHS con diafragmas externos y pasantes, extraídas ambas de la Norma AIJ (2001a).

151

Tabla 9.1 - Ecuaciones de resistencia Ăşltima para uniones con diafragmas externos a columnas circulares rellenas de hormigĂłn (AIJ 2001a)

152

Tabla 9.2 - Ecuaciones de resistencia Ăşltima para uniones con diafragmas externos y pasantes a columnas cuadradas rellenas de hormigĂłn (AIJ 2001a)

153

Las resistencias últimas de estas fórmulas se representan en términos de la carga de tracción axial Pb,f* en el extremo de la viga. Estas fórmulas se derivan nuevamente de las ecuaciones de resistencia a la fluencia, que se multiplican por un coeficiente de 1/0,7 para convertirlas en las ecuaciones de las resistencias últimas (véase la sección 8.6). Las uniones con diafragmas externos a columnas CHS se pueden dividir en dos grupos: el primer grupo incluye los tipos I y II, mientras que el segundo grupo incluye los tipos III y IV, como se muestra en la tabla 9.1. Para las uniones de tipo I y II, se supone una sección crítica de acero en la línea A-A a través del eje de la columna y de la intersección entre el ala de la viga y el diafragma. Para las uniones de tipo III y IV, se supone una sección crítica de acero en la línea AA a través de la sección más estrecha del diafragma. Se supone además que cada sección de acero presenta un perfil en T que consiste en una sección transversal del diafragma con la altura hd y una porción de la pared de la columna con una anchura eficaz be (véase la figura 9.6).

Figura 9.6 - Sección crítica de acero a través del diafragma y la pared de la columna

La resistencia a la fluencia de las uniones se iguala a la resultante de las resistencias axial y al cortante de estas secciones de acero calculadas utilizando el teorema del límite inferior de análisis plástico (Kurobane et al. 1987). La anchura eficaz be se determinó a partir de los resultados experimentales. Estas ecuaciones de resistencia a la fluencia concuerdan con los resultados experimentales recientes (Fukumoto et al. 2000, Kato 2001), excepto para una pieza en acero de alta resistencia con un límite elástico de 748 N/mm2. Para las uniones con diafragmas externos a columnas RHS se proporcionan dos ecuaciones de cálculo (véase la tabla 9.2). La ecuación 1 de la tabla 9.2 se deriva de la fórmula para la resistencia última en uniones a columnas simples de acero (véase la ecuación 2 de la tabla 8.3), aunque con un coeficiente de resistencia mayor que el necesario para las uniones a columnas de acero. Este coeficiente de resistencia incrementado es utilizado para tener en cuenta los efectos restrictivos proporcionados por el núcleo de hormigón. La ecuación 2 de la tabla 9.2 se deriva de la ecuación para resistencia a la fluencia, es decir, una solución de límite inferior de la teoría plástica que sigue un procedimiento idéntico al utilizado para uniones a columnas CHS (véase la tabla 9.1). Debe prestarse especial atención al hecho de que, en las uniones a columnas RHS (las uniones de tipo I y II de la tabla 9.2), la sección crítica de acero supuesta recae en la línea A-A a través de la sección más estrecha del diafragma, independientemente del tipo de unión, y también al hecho de que la altura de los diafragmas hd se defina de forma diferente en las tablas 9.1 y 9.2. La ecuación 1 de la tabla 9.2 tiende a subestimar el efecto restrictivo del núcleo de hormigón cuando hd/bc se hace mayor de 0,15, aproximadamente. Esta ecuación sólo se puede aplicar a la unión de tipo I con una relación hd/bc pequeña. 154

La ecuación 3 de la tabla 9.2 se deriva de la resistencia plástica total de una viga ficticia con la sección crítica de acero B-B. La ecuación 4 de la tabla 9.2 se deriva de la resistencia plástica total de una barra traccionada ficticia con la sección crítica de acero C-C. Los datos de diseño mostrados en la tabla 9.2 fueron propuestos por primera vez por Matsui (1981), aunque han sido los resultados de estudios numéricos y experimentales más recientes los que han permitido comprobarlos (Kawaguchi et al. 1997, Kawano et al. 1998). La norma AIJ proporciona las directrices de diseño necesarias para uniones con diafragmas pasantes a columnas CHS y para uniones con diafragmas internos a columnas RHS, además de las ya mostradas en las tablas 9.1 y 9.2. Las ecuaciones de diseño se derivan de los resultados de una serie de análisis y ensayos sobre líneas de plastificación (Fu y Morita 1998, Morita et al. 1991). Los detalles de estas ecuaciones no se muestran aquí porque se trata de ecuaciones bastante complejas. De acuerdo a los ensayos realizados en el pasado, el pandeo local de los elementos planos controla siempre la carga última de las uniones entre alas comprimidas y columnas rellenas de hormigón. En dichos ensayos no se observó ningún daño en las soldaduras de conexión ni en el hormigón. Por ello, las uniones entre alas comprimidas y columnas rellenas de hormigón no se consideran críticas, y no se ha preparado ninguna fórmula para ellas. La resistencia a la flexión de las uniones mostradas en las tablas 9.1 y 9.2 se puede calcular a través de las ecuaciones 8.1 y 8.3 con Mb,f,u = Pb,f*(hb - tb,f)

.......................................................................................9.5

Observe que no existe ninguna fórmula para calcular la capacidad resistente a flexión de las soldaduras de conexión del alma a columnas rellenas de hormigón. Las ecuaciones 8.3 a 8.5 para columnas de acero pueden sustituirse por las ecuaciones de resistencia para uniones de columnas rellenas de hormigón, aunque esto introduzca errores del lado de la seguridad (véase también la sección 8.6). Si se desea despreciar la capacidad resistente a flexión de las soldaduras de conexión del alma, se puede utilizar la fórmula para las uniones a columnas no compuestas (ecuación 8.22) para determinar la resistencia de diseño de las uniones a columnas rellenas de hormigón. La necesaria capacidad resistente a flexión en la cara de la columna viene dada por la ecuación 8.23, en donde Lnervio = hd para la unión de tipo III de la tabla 9.2. Se recomienda un coeficiente de sobrerresistencia de α = 1,3, en lugar de un = 1,2. Los otros requisitos relacionados con los detalles del nudo, la fabricación y el control de calidad son idénticos a los recomendados para las uniones con diafragmas externos y pasantes a columnas no compuestas de acero (véanse las secciones 8.1, 8.3 y 8.6). Ejemplos significativos de uniones de resistencia total a columnas rellenas de hormigón estudiados fuera de Japón incluyen las uniones atornilladas en T (Ricles et al. 1997). Los tornillos de alta resistencia que pasan a través de la columna, tensionados posteriormente cuando el hormigón se ha curado, soportan la carga axial en el ala de la viga. Estas uniones consiguen una buena ductilidad, demostrando una rotación plástica suficiente de las vigas fuera de la uniones, así como una deformación dúctil por cortante de los paneles del alma de la columna. El estudio está todavía en progreso.

155

10 Uniones de arriostramientos y de celosías a columnas Las recomendaciones que se dan en las secciones 10.1, 10.2 y 10.4 se pueden aplicar para cargas predominantemente estáticas, mientras que en la sección 10.3 se dan algunas indicaciones para uniones de arriostramientos sometidas a cargas sísmicas. 10.1 Uniones de arriostramientos a columnas RHS 10.1.1 Unión de placa longitudinal a columna RHS Las placas orientadas longitudinalmente soldadas a columnas de perfil I en pórticos arriostrados de acero con "unión articulada" han sido el método tradicional de unir elementos de arriostramiento a través de una unión atornillada en obra. De hecho, dichas placas son extremadamente convenientes en los pórticos arriostrados para conectar uno o más elementos de arriostramiento en cualquier ángulo. Esta práctica ha sido trasladada a las columnas RHS, aunque la región de unión es inherentemente más flexible con un elemento RHS. La figura 10.1 muestra estos dos casos de uniones con placas longitudinales.

Figura 10.1 - Unión de placa longitudinal en estructuras arriostradas

Para el caso de la columna de perfil I, la placa está soldada al (o cerca del) centro del ala de la columna, de forma que la carga de la placa se transfiere directamente al alma de la columna. La situación es diferente para el caso de la columna RHS, ya que la carga de la placa de arriostramiento debe llevarse de forma indirecta a través de la cara de unión flexible de la columna hasta las almas remotas de la columna. Una unión convencional entre una placa longitudinal y el elemento RHS tiende a generar una distorsión o plastificación excesivas de la cara de unión de la RHS. Dicha unión da como resultado una baja resistencia de diseño que está controlada por la formación de un mecanismo de líneas de plastificación. Es conveniente destacar que la expresión "fluencia de la cara del cordón" para ambas uniones soldadas RHS en T o en Y, y para las uniones soldadas con placas longitudinales, que se dan en las tablas 2 y 12 de la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al. 1992), no puede emplearse directamente, ya que el factor de reducción f(n) que tiene en cuenta la carga de compresión en el elemento (columna) principal no puede aplicarse a relaciones de anchura placa-RHS tan bajas (~ 0,05 a 0,25). Sin embargo, un estudio experimental, analítico y numérico más reciente sobre uniones entre placas longitudinales y columnas RHS ha dado como resultado procedimientos de diseño por 156

estados límite validados para estos tipos de uniones (Cao et al. 1998, 1998a; Kosteski 2001, Kosteski y Packer 2003a). Las directrices de diseño se basan en la consideración de un límite de deformación último y de un límite de deformación en servicio para la cara de unión de la RHS.

Figura 10.2 - Unión genérica de una placa longitudinal a un elemento RHS

El procedimiento de diseño recomendado para uniones de placas longitudinales a elementos RHS, como la que se muestra en la figura 10.2, se puede resumir de la siguiente forma. (Observe que la dirección de la carga de la placa está inclinada con respecto a la columna RHS con un ángulo . Esto implica que se puede acomodar cualquier orientación de fuerza resultante, incluso cualquier combinación de esfuerzo cortante paralelo a la columna y de carga normal a la columna, como se discutió en la sección 5.1). Este procedimiento es aplicable tanto a elementos de columna cuadrada como rectangular, cargada en compresión axial, en tracción axial o en carga axial más flexión. De igual forma, el procedimiento de diseño se puede aplicar a arriostramientos (unidos a placas longitudinales) cargados en tracción axial o en compresión axial. La unión debe comprobarse tanto a nivel de carga mayorada como a nivel de carga no mayorada (servicio), como se muestra a continuación. 1. La resistencia mayorada de la cara de unión de la RHS, correspondiente a un mecanismo de líneas de plastificación en la cara de la columna, viene dada por Np* (Cao et al. 1998, 1998a; Kosteski y Packer 2000, 2003a), en donde (véase la figura 10.2):

Np* =

2fc,ytc 2 •

(1 - ´)sen

(

hp’ bc’

+ 2 1 - ´ • 1 - n2

)

...........................................10.1

La ecuación 10.1 es una expresión de resistencia mayorada y, por ello, incluye un coeficiente de resistencia implícito, , de 1,0 (o, alternativamente, un coeficiente parcial de resistencia de valor unitario según el EC3) para el diseño por estados límite. Esto es debido a que la unión es crítica por deformación y la carga de fluencia calculada Np* se encuentra muy por debajo de la carga de fractura de la unión. En la ecuación 10.1, n es un factor para tener en cuenta la influencia de la tensión normal total en el elemento de columna, y es la relación entre la tensión normal aplicada neta y la tensión de fluencia (σc /fc,y) en la cara de unión de la RHS, en donde la tensión normal aplicada es debida a la carga axial y/o al momento flector. Para carga axial pura en la columna, se trata del esfuerzo axial dividido por el área transversal de la columna. Si 157

también existe un momento flector en la columna, la tensión axial normal debe aumentarse o disminuirse por la tensión de flexión elástica en la cara de unión de la RHS (en la que se suelda la placa longitudinal). La tensión c debe calcularse en el lado de la unión que produce el impacto menos desfavorable en la resistencia de la unión (a menudo denominado lado "precargado"). La tensión normal neta aplicada en la cara de unión de la RHS puede ser de tracción (n positivo) o de compresión (n negativo), y la carga axial del elemento de arriostramiento puede ser de tracción o de compresión, por lo que existen cuatro escenarios posibles para el sentido de estas cargas. Kosteski (2001), por medio de análisis paramétrico mediante Elementos Finitos, ha mostrado que sólo una de las cuatro combinaciones de carga posibles (la que combina de forma simultánea la tracción de la placa con la tracción de la cara de unión del elemento principal) se consideraría demasiado conservadora si se diseñara utilizando el factor de reducción (1 - n2) de la ecuación 10.1. Por ello, se recomienda el uso del factor de reducción (1 - n2) para todos los casos de dirección de carga. 2. La carga de servicio límite para la cara de unión de la RHS, utilizada para comprobar la carga de servicio de la unión o carga no mayorada, viene dada por Np,s1%. Este límite puede determinarse a partir de la resistencia mayorada Np* de la ecuación 10.1, para varias categorías de clase (esbeltez de la pared) de la columna RHS, de la siguiente forma (Kosteski 2001):

Notas:

para la clase 1:

Np,s1% = Np*/(1,5 - 0,9β’)

............................................10.2a

para la clase 2:

Np,s1% = Np*/(2,0 - 1,25β’)

............................................10.2b

para la clase 3:

Np,s1% = Np/(2,7 - 2β’)

.............................................10.2c

(a) El límite de aplicabilidad de las ecuaciones 10.1 y 10.2 es bc / tc 40 (b) Resulta aceptable, y más conservador, utilizar las ecuaciones 10.1 y 10.2 sustituyendo bc por bc’, β por β’, y fijando w = 0.

Un completo estudio mediante Elementos Finitos (Kosteski 2001) ha concluido que la distribución no uniforme de tensión en la placa de unión (que normalmente se trata utilizando un coeficiente de anchura eficaz) es de consecuencias despreciables, para uniones prácticas, en el nivel de carga de la placa que equivale a la carga de fluencia de la unión Np*. Por ello, en el diseño de la placa (o el diseño de la soldadura de la placa) no es necesario tener en cuenta una reducción en la efectividad (o anchura eficaz) de la placa. Las anteriores recomendaciones de diseño se derivan de las investigaciones en las que la placa longitudinal está situada a lo largo del eje del elemento RHS. A veces se produce una ligera variante si la placa longitudinal está desplazada del eje de simetría de la columna para que el eje de simetría del elemento de arriostramiento pueda coincidir con el de la columna. Esto debería generar una diferencia mínima en el comportamiento de la unión, por lo que esta disposición de detalle también es aceptable. 10.1.1.1 Ejemplo de diseño de una unión de placa longitudinal con columna RHS Un edificio de varias plantas con estructura de acero presenta una altura de planta de 4,5 m, una anchura del vano de 6,0 m y está compuesto por uniones "articuladas"o "simples". La estabilidad frente a la carga lateral se consigue mediante un arriostramiento en X en un vano. Las riostras en X en una planta inferior son CHS 89 x 3,8 Grado 350W (perfiles tubulares conformados en frío con una tensión nominal de fluencia de 350 N/mm2) y las columnas son cuadradas RHS 178 x 178 x 6,4, también de Grado 350W. Bajo una combinación específica + de carga, el esfuerzo de tracción mayorado en una riostra es N = 250 kN y la carga de compresión mayorada en la columna en la unión es N = 500 kN. (La correspondiente carga + de servicio o no mayorada en la riostra es Nun = 167 kN). Se va a comprobar la viabilidad de una unión con placa longitudinal. 158

Resistencia a la tracción de la riostra CHS: N* = 1 Ag fy = (0,9)(1020)(0,350)

Especificación CSA

= 321 kN ó = 1 (0,85) Ae fu = (0,9)(0,85)(1020)(0,450)

Especificación CSA

= 351 kN donde Ag es el área bruta y Ae el área eficaz Se ha utilizado un coeficiente de resistencia de 1 = 0,9 para la fluencia, y un coeficiente de resistencia eficaz de 0,9(0,85) = 0,77 para fractura. Resistencia a la tracción limitante de la riostra (N*) = 321 kN > N = 250 kN ✓ +

Se supone que hay un casquillo en T grueso soldado al extremo del elemento de arriostramiento CHS y que, por tanto, la sección neta eficaz de la CHS es la misma que la sección bruta de la CHS. Esto se consigue fácilmente (Packer y Henderson 1997) gracias a un ángulo de dispersión de carga conservador de 2,5 : 1 para cada cara del alma del casquillo en T (véase la figura 10.3).

Figura 10.3 -Dispersión de carga para uniones con casquillo en T en el extremo de un elemento CHS

Esbeltez del elemento de arriostramiento CHS: Le /r =

7500 30,1

= 249 < 300 ✓

Especificación CSA

Estas riostras en X presentan una carga relativamente grande, aunque factible para la planta inferior de un edificio de varias plantas. Para la placa longitudinal, probar una placa 200 x 10 mm, utilizando acero laminado en caliente con una tensión nominal de fluencia de 300 N/mm2. El ángulo entre la placa y la columna ( ) es tal que tan = 6000/4500, por lo que = 53,1 . Atornille el extremo de la riostra (alma del casquillo en T) a la placa longitudinal con 2 tornillos M22 A325M (Grado 8.8) colocados en orificios taladrados de 24 mm de diámetro, y orientados en una línea en la dirección de la carga. 159

Resistencia a cortante de los tornillos (roscas excluidas): Vb* = 2 x 127 kN

Especificación CSA

= 254 kN > N+ = 250 kN

Resistencia a la tracción de la placa longitudinal, debida a la fluencia de la sección transversal bruta: N* = 1Agfy = 0,9(200)(10)(0,300)

Especificación CSA

= 540 kN

Resistencia a la tracción de la placa longitudinal, debida a la rotura de la sección neta en el orificio para el tornillo: N* = 1(0,85)Aefu = 0,9(0,85)(200 - 24)(10)(0,450)

Especificación CSA

= 606 kN

Resistencia al aplastamiento de la placa longitudinal, en los orificios para los tornillos: = 3 3 tp db n fp,u

Especificación CSA

= 3 (0,67)(10)(22)(2)(0,450) = 398 kN Resistencia limitante de la placa = 398 kN > N+ = 250 kN ✓

Resistencia de la soldadura: Para la soldadura en ángulo a la columna, probar una soldadura en ángulo de 6 mm (tamaño del cateto del cordón, "w" en figura 10.2) utilizando un electrodo con una resistencia última del consumible = 480 N/mm2. Si se ignora la orientación de la carga sobre el eje de soldadura (lo cual es conservador), la aplicación de un método sencillo para el tratamiento de la soldadura proporciona una resistencia minorada de 0,914 kN/mm (Especificación CSA). Resistencia de la soldadura = 2

(

200 sen 53,1

)

(0,914)

= 457 kN > N+ = 250 kN ✓

Resistencia minorada de la cara de unión de la RHS: bc/tc = 178/6,35 = 28,0 40 ✓ [6,35 mm, es el espesor de cálculo del perfil RHS 178 x 178 x 6,4] n

= c/fc,y =

= 6 mm

’

160

-500/(4250)

10 + 2(6) 178 - 6,35

0,350

= 0,128

2(0,350)(6,35)2 Np* = (1 - 0,128) sen 53,1

= -0,336

hp’ =

(

200

+ 2(6) = 262 mm

sen 53,1

)

262 2 171,6 + 2 · 1 - 0,128 · 1 -0,336 (ecuación 10.1)

= 133 kN < N+ = 250 kN no es correcto

Carga de servicio límite para la cara de unión de la RHS: Aunque ya se ha demostrado que la unión es inadecuada, se ha realizado el cálculo final para demostrar el procedimiento. Esta columna RHS 178 x 178 x 6,4 Grado 350W puede ser clasificada como un perfil de clase 2 (CSA 1994), ya que: Esbeltez del "plano" = ((178 - 4(6,35))/6,35 = 24,0 525/ fy = 28,1 Np,s1% = 133/(2,0 - 1,25(0,128))

(ecuación 10.2b)

= 72 kN < 167 kN no es correcto Este ejemplo ilustra cómo este tipo de unión sólo es adecuado para riostras cargadas ligeramente, ya que la resistencia de la unión es relativamente baja debido a su alto grado de flexibilidad. Por ello, es necesario considerar disposiciones alternativas de uniones más robustas, como: • • •

una unión de placa transversal con RHS una unión de placa pasante con RHS una unión de placa rigidizada con RHS

Figura 10.4 - Tipos de uniones de placas con elementos RHS

Estos tipos de unión se ilustran en la figura 10.4 y se tratan en las siguientes secciones de este capítulo. Otro método que puede utilizarse para la rigidización parcial de una placa longitudinal, cuando está adyacente a la placa base de una columna, es el que se muestra en la figura 10.5. En general, las uniones con placas longitudinales no rigidizadas serán adecuadas en muchas ocasiones, especialmente en edificios de baja altura y edificios de una sola planta en donde las riostras están proporcionadas, a menudo, en base a las relaciones de esbeltez máxima permitida (Le/r) y en donde los esfuerzos del elemento de arriostramiento son bajos. 161

Figura 10.5 - Unión de elemento de arriostramiento diagonal de CHS a una columna RHS a través de una placa longitudinal

10.1.2 Uniones de "placas pasantes" longitudinales a columnas RHS Este tipo de unión de placa se ilustra en la figura 10.4(b). La unión con "placa pasante" longitudinal debería presentar una resistencia aproximadamente doble a la de una unión con placa simple, al provocar la plastificación de dos caras de la columna RHS en lugar de una. De hecho, un estudio experimental y mediante Elementos Finitos (Kosteski 2001; Kosteski y Packer 2001, 2003a) ha confirmado la hipótesis de que una unión con placa pasante puede diseñarse de forma que presente el doble de la resistencia de la unión con placa simple correspondiente. Así, la resistencia minorada de una unión con placa pasante longitudinal es el doble que la dada en la ecuación 10.1 y la carga de servicio límite para la unión es el doble de la que resulta de la ecuación 10.2. Mientras que la unión con placa simple es una de las uniones placa-columna menos costosas, la unión con placa pasante es considerada como la más cara, debido al proceso de ranurado (Sherman 1996). Los proyectistas también deben tener en cuenta que una parte de la placa pasante sobresale por el lado opuesto de la RHS (véase la figura 10.4(b)) y que esto puede afectar a las uniones a esa cara de la columna RHS. 10.1.3 Uniones de placas longitudinales rigidizadas (casquillo en T) a columnas RHS Recientemente se han llevado a cabo importantes investigaciones sobre este tipo de unión (Kosteski y Packer 2000; Kosteski 2001; Kosteski y Packer 2001, 2001a, 2003; Yeomans 2001), que se ilustra en las figuras 10.4(c) y 10.6.

162

anchura "no restringida"

Figura 10.6 - Nomenclatura para las uniones de placas longitudinales rigidizadas a columnas RHS

Una unión con placa longitudinal rigidizada puede conseguir finalmente una resistencia de diseño en los estados límite mucho mayor, equivalente a la "huella" ampliada de la placa de rigidización, en comparación con la modesta huella dejada por la placa en sí misma. Para conseguir el máximo beneficio de esta huella ampliada, la placa rigidizadora debe ser "efectivamente rígida" con respecto a la cara de unión de la RHS, de forma que no se produzca un mecanismo de plastificación en la misma placa rigidizadora. A partir de datos experimentales y numéricos generados por el método de los Elementos Finitos, se ha establecido una expresión empírica (Kosteski 2001; Kosteski y Packer 2001a, 2003) para el espesor mínimo de la placa rigidizadora que permita conseguir esta rigidez efectiva. El espesor de la placa rigidizadora tsp viene dado por: tsp 0,5 tc exp (3β*)

.......................................................................................10.3

en donde tsp es el espesor de la placa rigidizadora que queda paralela a la cara de la columna RHS. El término β* es la relación entre la anchura de la placa rigidizadora "no restringida" y la anchura "eficaz" de la RHS, expresada como: β* = bsp*/bc’ = (bsp - 2w - bp)/(bc - tc)

............................................................10.4

La figura 10.6 muestra esta nomenclatura en una ilustración de una unión con placa longitudinal rigidizada. La ecuación 10.3 se ha desarrollado para ser una ecuación de diseño sencilla consolidada que satisfaga tanto las condiciones de resistencia y de servicio en los estados límites. Así, una vez que la unión presenta una placa rigidizadora "efectivamente rígida" con una anchura bsp (véase la figura 10.6), se puede determinar la resistencia de la unión a partir de la ecuación 10.1 utilizando las dimensiones de la huella de la placa de refuerzo. Para este tipo de unión con placa longitudinal rigidizada hay que comprobar, además, algunos estados límite, que son: (a) Fluencia de la placa longitudinal debida a una carga cuya distribución no es uniforme a lo largo de ella, dada por Kosteski (2001):

163

Np*= 0,8 1 fp,y hp bp ...............................................................................10.5 en donde 1 es un coeficiente de resistencia que se considera como 0,9 para un modo de fallo por plastificación y en donde 0,8 es un coeficiente de anchura eficaz. (b) Fallo de la pared lateral de la columna, si la relación entre la anchura de la placa rigidizadora "rígida" y la anchura de la RHS es aproximadamente igual a 1 (es decir, cuando bsp ⵑ bc). Para dichas situaciones, las expresiones para la resistencia de la pared lateral de la RHS (diferente bajo carga de tracción y de compresión) se dan en la tabla 3 de la Guía de diseño Nº 3 del CIDECT (Packer et al. 1992). (c) Punzonamiento de la cara de unión de la RHS, cuando 0,85bc bsp bc - 2tc. En la Guía de diseño Nº 3 de CIDECT (Packer et al. 1992) se da una expresión para la resistencia al punzonamiento de la cara de unión de la RHS (aplicable tanto a carga de tracción como de compresión de la placa). 10.1.4 Uniones de placas transversales a columnas RHS Este tipo de unión de placa no se utiliza normalmente para unir elementos de arriostramiento a columnas, ya que las placas transversales necesitan estar inclinadas en un determinado ángulo dado por el elemento de arriostramiento, como se muestra en la figura 10.7.

Figura 10.7 - Placa transversal soldada al "plano" de una columna RHS

Esto exige tolerancias de construcción y fabricación más ajustadas que las de las uniones con placas longitudinales que son más indulgentes. Sin embargo, la unión con placa transversal, especialmente si su anchura se aproxima a la de la columna RHS, proporciona una unión más robusta y menos flexible que la unión con placa longitudinal. Si se utiliza una placa transversal, se recomienda que tenga una anchura igual al "plano" de la cara de unión de la columna RHS y que la placa esté soldada en todo el perímetro de contacto. Las uniones de placas transversales a columnas RHS se han discutido en detalle en el capítulo 6 cuando se han tratado las uniones de vigas I semirrígidas con columnas RHS. Por este motivo, el momento flector de una viga I soldada directamente a una columna RHS puede considerarse esencialmente como un par de fuerzas que actúa en las alas de la viga, reduciendo el diseño de la unión al de un par de placas transversales cargadas axialmente. Si se suelda una placa transversal inclinada a una columna RHS, como en la figura 10.7, hay que comprobar la resistencia de la unión teniendo en cuenta únicamente la componente de fuerza del elemento de arriostramiento perpendicular a la cara de unión de la RHS. 164

10.2 Uniones de arriostramientos a columnas CHS 10.2.1 Uniones de placas longitudinales a columnas CHS Las placas orientadas longitudinalmente soldadas a columnas CHS producen uniones con una resistencia y rigidez relativamente mayores que sus equivalentes con RHS, ya que la carga aplicada a través de la placa es soportada mediante una acción de anillo con una columna CHS, en lugar de la flexión de la placa (la cara de la columna) con una columna RHS. Las recomendaciones de diseño para estas uniones se basan, fundamentalmente, en los ensayos llevados a cabo en Japón (Kurobane 1981) y que también aparecen en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT (Wardenier et al. 1991). Para uniones con placas longitudinales en uno o dos (opuestos) lados, se deben comprobar dos modos de fallo en el nivel de carga mayorada, tanto bajo solicitaciones de tracción axial como de compresión axial en la placa, como se muestra a continuación. 1. La resistencia minorada correspondiente a la plastificación del elemento CHS, Np*, en donde: Np* = 5fc,y tc2 (1 + 0,25( hp’/dc)) f(n)/sen

..............................................10.6a

La inclusión del término sen reconoce que el esfuerzo axial en la placa está ligeramente inclinado un ángulo con respecto al eje de la columna CHS (como en la figura 10.2), y que el comportamiento de la unión está controlado fundamentalmente por la componente del esfuerzo actuante en perpendicular al eje del elemento CHS. En la ecuación 10.6a, el término (hp’/dc) presenta un límite superior de 4,0, que debe ser un límite aceptable para las uniones prácticas. El término f(n) es una función que tiene en cuenta la influencia desfavorable de los esfuerzos de compresión en la columna, en donde: f(n) = 1 + 0,3n - 0,3n2, pero 1,0, para n < 0 (compresión) ........................10.6b ó f(n) = 1,0

para n 0 (tracción)

........................10.6c

En la ecuación 10.6, n es la relación c /fc,y, siendo c la tensión normal en la columna CHS en la zona de unión de la placa, debida al esfuerzo axial más la flexión (si es el caso), en el lado de la unión que produce el valor de f(n) más alto. 2. La resistencia minorada correspondiente al punzonamiento del elemento CHS, Np*, en donde: Np* = (2bp + 2hp’) tc (fc,y / 3)/sen

.....................................................10.7

En las ecuaciones 10.6a y 10.7, cuando se calcula hp’, es aceptable, y más conservador, utilizar un valor de w = 0. 10.2.2 Uniones de "placas pasantes" longitudinales a columnas CHS Las uniones de "placas pasantes" longitudinales a elementos CHS (similares a la figura 10.4(b)) no han sido estudiadas por la comunidad de investigadores. La ecuación 10.6a es una simplificación de las fórmulas de diseño originalmente proporcionadas para las uniones en T (placa en un lado de la CHS) y para las uniones en X (placas en lados opuestos de la CHS), con una simplificación conservadora y destinada a cubrir diversas condiciones de carga (Wardenier et al. 1991). Por ello, y en ausencia de más evidencias, 165

resulta prudente aplicar también la ecuación 10.6a, sin modificaciones, a las uniones con placas pasantes longitudinales para el modo de fallo por plastificación. Si la placa está inclinada un ángulo , la región de la unión a lo largo de la CHS se alarga de forma considerable, por lo que la aplicación directa de la ecuación 10.6a debería ser conservadora. Para el modo de fallo por punzonamiento del elemento CHS, la resistencia minorada debería considerarse, lógicamente, como el doble de la dada en la ecuación 10.7. 10.2.3 Uniones de placas longitudinales rigidizadas (de sección T) a columnas CHS Las uniones de placas longitudinales rigidizadas (o de sección T) a elementos CHS no son prácticas y no se utilizan frecuentemente, ya que la placa de rigidización (doblada o collar) debe doblarse inicialmente para ajustarse a la curvatura del elemento CHS. Por ello, no daremos más detalles sobre estas uniones, aunque se dispone de informaciones de investigaciones realizadas (Choo et al. 1998). 10.2.4 Uniones de placas transversales a columnas CHS Las uniones de placas transversales a elementos CHS son relativamente comunes en las estructuras CHS trianguladas, ya que muchos fabricantes intentan evitar las uniones totalmente soldadas, tubo a tubo, de extremo perfilado, por lo que recurren a placas ranuradas colocadas en los extremos de elementos CHS diagonales. Los comentarios generales incluidos en la sección 10.1.4 también se aplican en este caso, y el diseño de las uniones de placas transversales a elementos CHS se ha discutido en detalle en el capítulo 6. Hay que destacar, nuevamente, que si se suelda una placa transversal inclinada a una columna CHS similar a la mostrada en la figura 10.7, hay que comprobar la resistencia de la unión teniendo en cuenta únicamente la componente de la fuerza en el elemento de arriostramiento en perpendicular al eje de la CHS. 10.3 Uniones de arriostramientos a columnas RHS y CHS sometidas a cargas sísmicas Los elementos de arriostramiento son elementos importantes para soportar carga lateral en el diseño resistente a seísmos. Una filosofía de diseño común para las uniones sometidas a severas solicitaciones sísmicas, para que el elemento (arriostramiento) exhiba la suficiente capacidad de deformación, es que la resistencia última de la unión sea mayor o igual a 1,2 veces la solicitación axial de fluencia para el elemento (arriostramiento), como se indicó en la sección 7.4. Aunque las investigaciones no lo han demostrado, es posible que algunas de las uniones mostradas en la figura 10.4 no satisfagan el requisito de sobrerresistencia de la unión en un pórtico estructural disipador de energía. Las fórmulas de resistencia de la unión Np* dadas en este capítulo son expresiones aproximadas de la "resistencia a la fluencia". No se dispone de ecuaciones de la resistencia última de la unión, aunque el Instituto de Arquitectura de Japón (AIJ 1990) propone que, cuando esta información no está disponible, la "resistencia última" se obtiene dividiendo la resistencia a la fluencia de una unión flexible por 0,7. Sobre esta base, la Np* calculada debería satisfacer: Np*/ 0,7 1,2Agfy ........................................................................................10.8a es decir, Np* 0,84(Agfy)arriostramiento .......................................................................10.8b 10.4 Uniones de celosías a columnas Existen diversas alternativas para unir las celosías a columnas de perfil tubular en apoyos ("articulados") de construcción. Las celosías de cualquier tipo de perfil se unen fácilmente 166

a columnas RHS o CHS, siendo los factores determinantes la facilidad de fabricación y la facilidad de montaje. Las uniones celosía-columna suelen configurarse para atornillado en obra, aplicando las consideraciones normales de diseño para trabajos en acero estructural. Así, en la figura 10.8 se ilustran algunas de las disposiciones típicas para uniones de celosías de perfil tubular con columnas de perfil tubular.

Figura 10.8 - Disposiciones típicas de uniones de celosías con columnas de perfil tubular

167

11 Empalmes de columnas La mayor parte de los perfiles tubulares estructurales pueden suministrarse en longitudes de hasta 12 a 15 m, y, en algunos casos, algunos fabricantes disponen de longitudes mayores. Por ello, a menos que el edificio tenga más de 4 ó 5 plantas, se puede utilizar una única longitud. Si se necesita más de una longitud, es necesario algún tipo de nudo de empalme para unirlas. Al contrario que en la mayoría de los perfiles estructurales, cualquier cambio en el espesor, para un tamaño nominal, se hace en el interior del perfil, mientras se conservan las dimensiones exteriores. Esto significa que, a menos que se modifique el tamaño nominal, la longitud de todas las vigas es la misma, con el consiguiente ahorro en la fabricación, la identificación y el montaje. Los empalmes de columnas se suelen realizar utilizando placas de extremidad atornilladas en obra o mediante soldadura en obra. Se pueden emplear otros métodos, como las placas (platabandas) laterales atornilladas interna o externamente (véase la sección 11.1.2), los clavos aplicados por medio de pistola neumática (véase la sección 11.3), etc., pero que sólo suelen utilizarse en aplicaciones especiales. En general, las columnas son elementos solicitados a compresión con pequeños momentos actuantes. Por ello, la totalidad de la sección transversal estará en un régimen de tensión de compresión. Sin embargo, esto no significa necesariamente que las uniones de empalmes de columnas no tengan que diseñarse para solicitaciones de tracción, ya que, en general, estos nudos deben diseñarse para proporcionar cierto grado de continuidad entre los dos perfiles que se unen. En los pórticos resistentes a momento, cuando los momentos son elevados y se produce tracción, así como en el caso de sustentación, el diseño vendrá determinado por los esfuerzos reales aplicados. Los diferentes países tienen diferentes requisitos para la continuidad mínima necesaria en el empalme, y a menudo especifican como requisito mínimo una cierta carga nominal o un porcentaje de la capacidad resistente de la columna o la suma de las cargas aplicadas a las vigas inmediatamente por debajo del empalme. En zonas sísmicas se puede necesitar la capacidad resistente total del elemento, que, en muchos casos, requerirá una penetración total y una soldadura a tope (en ranura) de resistencia completa. En la mayor parte de los casos, estos métodos también se pueden utilizar para diseñar a) bases articuladas bajo sustentación y b) placas-base a momento. 11.1 Columnas simples 11.1.1 Placas de extremidad atornilladas Éste es, probablemente, el método de empalme más utilizado, ya que utiliza los procedimientos de ejecución en obra más sencillos. Casi siempre se utilizan placas de extremidad ciegas, en lugar de placas de extremidad 'anulares', a menos que haya que tener en cuenta condiciones especiales como, por ejemplo, si es necesario algún tipo de armado en la columna rellena de hormigón para que ésta sea continua a través del empalme. La soldadura que une el perfil tubular a la placa de extremidad será, normalmente, una soldadura en ángulo, aunque en algunas ocasiones pueda ser necesario realizar una soldadura tope (en ranura). 11.1.1.1 Columnas circulares Los empalmes de columnas circulares se pueden diseñar de forma similar a las bridas a 168

tracción atornilladas descritas en la Guía de diseño Nº 1 del CIDECT (Wardenier et al. 1991). Así, utilizando los símbolos que aparecen en la figura 11.1 (e incorporando un coeficiente de resistencia de 0,9): espesor de la placa de extremo, tp

Número de tornillos, n

(

1 en donde f3 = k + 2k1 3

2N+ 0,9 fp,y f3

(

1 N+ 1- + f3 0,9 Nb*

k32 - 4 k1

.......................................11.1

)

1 ...................................11.2 f3 ln(r1/r2)

)

k1 = ln(r2/r3)

k3 = k1 + 2

ln = logaritmo neperiano

r1 = dc/2 + 2e1

r2 = dc /2 + e1

r3 = (dc - tc)/2

e1 = e2 es otra condición para este método simplificado Nb* = resistencia a la tracción del tornillo, sin tolerancia para fuerzas de palanca fp,y = resistencia a la fluencia del material de la placa de extremo El término

(

1 1 f3 ln(r1/r2) f3

)

de la desigualdad 11.2 representa la relación de palanca

por tornillo.

Figura 11.1 - Columna circular con placas de extremo atornilladas en obra

169

11.1.1.2 Columnas cuadradas y rectangulares En la actualidad, se están llevando a cabo una cantidad importante de investigaciones sobre las uniones con placas de extremo atornilladas entre RHS, sometidas a tracción axial, y esto se puede aplicar a los empalmes de columnas cargadas en tracción. Packer et al. (1989, 1992) y Packer y Henderson (1997) han propuesto métodos relativamente sencillos para uniones atornilladas únicamente en dos caras de la RHS, basándose en variaciones de un modelo clásico bidimensional de palanca en elementos en T que data de los años 60 (Struik y de Back 1969). Sin embargo, el atornillado de tan sólo dos caras de un empalme de columnas no es común, ya que el elemento tenderá a soportar momentos de flexión. La reciente legislación (2002) de la Administración para la Seguridad y la Salud Laboral (OSHA) en los EE.UU. exige (para todos los postes ligeramente cargados excepto para los pequeños) que todas las columnas presenten placas base con un mínimo de cuatro pernos de anclaje, así como una placa base diseñada para un momento de vuelco mínimo alrededor de cualquier eje, incluso si se trata de bases nominalmente "articuladas". Este requisito ha sido introducido para garantizar una mayor estabilidad de las columnas y, con ello, una mayor seguridad durante el montaje. La ampliación de esta misma filosofía a los empalmes de columnas con placas de extremo atornilladas llevaría a un apoyo adicional para la colocación de los tornillos en los cuatro lados de dichas uniones. Las investigaciones sobre las uniones con placas de extremo solicitadas a tracción para perfiles tubulares cuadrados, con tornillos en los cuatro lados, que han llevado a cabo Mang (1980), Kato y Mukai (1982) y Caravaggio (1988), no han dado como resultado ningún procedimiento práctico de diseño. Un estudio más reciente realizado por Willibald et al. (2002) ha propuesto una variante a un método de diseño postulado originalmente en el AISC HSS Connections Manual (1997), que es, en sí mismo, una extrapolación del modelo bidimensional de elementos en T. Willibald et al. (2003) han demostrado posteriormente que este procedimiento de diseño (el modelo AISC modificado) es, además, el planteamiento más adecuado para el diseño de uniones con placas de extremo de perfiles tubulares rectangulares (además de cuadrados) atornillados en los cuatro lados. Esta última publicación (Willibald et al. 2003) recomienda el siguiente procedimiento de diseño. En un procedimiento de diseño estándar, la carga mayorada, así como el tamaño de la RHS, son conocidos (y también se pueden elegir las dimensiones exteriores de la placa de extremo) antes de diseñar la unión. Los datos no conocidos de la unión son el número de tornillos, su diámetro y grado y sus posiciones en la placa, así como el espesor de la placa de extremo. Como primer paso en el diseño de los estados límite, se puede calcular la carga por tornillo, suponiendo que no se produce ninguna acción por efecto palanca en la unión. Deben elegirse tornillos de tamaño y grado correctos para que: Nb* N+/n

..............................................................................................11.3

A continuación, hay que comprobar la selección de prueba y encontrar el espesor necesario de la placa de extremo. El método de diseño revierte al modelo de elementos en T original de Struik y de Back (1969), formándose una línea de plastificación interior adyacente a la cara exterior de la RHS y una línea de plastificación exterior que sigue la línea de los tornillos. A partir de los resultados experimentales se deduce que las fuerzas de los tornillos actúan en algún punto entre el eje del tornillo y el borde de la cabeza del tornillo, provocando un ligero desvío de la línea de plastificación exterior. Así, los parámetros dimensionales efectivos a’ y b’ se calculan de la siguiente manera (véase la figura 11.2): a’ = a + db / 2

............................................................................................11.4

con la dimensión a limitada a un máximo de 1,25b en los cálculos (aunque no necesariamente para las dimensiones de la placa de extremo), y 170

b’ = b - db / 2

..............................................................................................11.5

El coeficiente se puede determinar como: = b’/a’

..............................................................................................11.6

A continuación se calcula un "coeficiente de palanca temporal" "β’" como: β’ = (1 /ρ) (Nb* / (N / n) - 1) +

.........................................................................11.7

Figura 11.2 - Disposición de una unión con placa de extremo de columna RHS atornillada en obra

Otro coeficiente, δ, que tiene en cuenta la influencia del paso entre tornillos p (véase la figura 11.3) se calcula utilizando: δ = 1 - dh /p

...............................................................................................11.8

en donde dh es el diámetro del orificio para el tornillo.

Figura 11.3 - Definición del paso entre tornillos p para uniones con placa de extremo de columnas RHS

171

El paso entre tornillos p se calcula como la altura/anchura de la placa de extremo dividida por el número de tornillos paralelos a la altura/anchura de la placa de extremo en ese lado. Si la placa no es cuadrada, debe elegirse p como el valor mínimo del paso entre tornillos para el lado largo y para el lado corto (suponiendo valores iguales de a y b en ambos lados de la placa, como se muestra en la figura 11.3). Utilizando los resultados de las ecuaciones 11.7 y 11.8, el coeficiente α‘ se calcula como: Si β’ 1,0, entonces α’ = 1,0 Si β’ < 1,0, entonces α’ = (1/ ) (β’ /(1 - β’))

...............................................11.9

pero 0 α’ 1,0 Finalmente, al comparar el momento plástico por unidad de anchura de placa de extremo (tp2 fp,y /4) con la resistencia del tornillo y el nivel del efecto palanca α’, el espesor de la placa de extremo necesario se puede calcular como: tnecesario =

4(N+/n)b’

................................................................11.10

1p fp,y (1 + ’)

Se recomienda un coeficiente de resistencia de 1 = 0,9. 11.1.2 Placas laterales atornilladas Este método sólo es adecuado para columnas de perfil tubular cuadrado y rectangular y los detalles típicos se muestran en la figura 11.4. Las placas pueden estar en dos o en cuatro lados, dependiendo de las cargas que necesiten ser transferidas, y de si lo hacen en el interior o en el exterior del perfil tubular. Entre los extremos de la columna de perfil tubular se puede dejar una separación intermedia, como se muestra en la figura 11.4, o no dejarla. Sin embargo, en el último caso, la fabricación y el montaje resultan mucho más difíciles, ya que es necesario que exista una tolerancia prácticamente cero en las longitudes de las columnas y en los orificios para los tornillos para garantizar que se produzca un apoyo total. Por ello, en la mayoría de los casos, las placas y los tornillos deben diseñarse de forma que soporten toda la carga de la columna. Dependiendo del espesor de la columna para las placas externas, y del espesor de la placa para las placas internas, el espesor interno puede perforarse o roscarse de forma convencional o, si resulta demasiado delgado para ello, se puede utilizar un sistema de atornillado por una sola cara (véase el capítulo 3). Como alternativa a la disposición mostrada en la figura 11.4, las placas se pueden soldar al extremo de un perfil de columna y se pueden atornillar al otro.

Figura 11.4 - Placas laterales atornilladas (izquierda externa, derecha interna)

172

11.1.3 Soldadura La soldadura es adecuada para todos los perfiles tubulares y los detalles típicos se muestran en la figura 11.5. Las soldaduras pueden ser soldaduras a tope con penetración total o parcial y deben diseñarse para soportar las cargas necesarias especificadas en el código de diseño o en la especificación que se esté empleando. Las piezas de apoyo de soldadura suelen ser necesarias para soldaduras de penetración total.

Figura 11.5 - Empalmes de columnas simples - soldadura en obra con pieza de apoyo de soldadura

Las soldaduras deben realizarse con una garganta uniforme alrededor de toda la periferia del perfil tubular. 11.1.4 Empalmes soldados de columnas en zonas sísmicas Esta sección describe los requisitos y las prácticas de diseño para empalmes de columnas que se utilicen en pórticos arriostrados y resistentes a momento en zonas sísmicas. Los empalmes de columnas son elementos importantes para mantener la integridad de las estructuras, ya que los empalmes son, al igual que las columnas, elementos críticos para soportar cargas gravitatorias y, por tanto, deben diseñarse de forma que permitan un margen de seguridad importante. Las Provisiones Sísmicas del AISC (1997a, 2000) especifican que los empalmes de columnas en pórticos especiales resistentes a momento no deben colocarse a menos de 1200 mm de las uniones viga-columna. Si la altura libre de la columna es inferior a 2400 mm, el empalme se puede colocar a media altura de la columna. Estos requisitos están pensados, no sólo para reducir la demanda de flexión en el empalme, sino también para simplificar la construcción y el montaje en obra, al aumentar la accesibilidad. Además, las provisiones del AISC requieren que se utilicen conexiones con soldadura a tope de penetración completa (CJP) para los empalmes de columnas de pórticos especiales resistentes a momento. De esta manera, los empalmes de columnas presentan una resistencia casi comparable a la de las columnas, y no es necesario ningún cálculo adicional sobre resistencia. Las Recomendaciones de Diseño del AIJ (2001) permiten el uso de conexiones con soldadura a tope de penetración parcial (PJP) para los empalmes de columnas en pórticos arriostrados y resistentes a momento, dado que las tensiones en los empalmes de las columnas se mantienen dentro de un régimen elástico. Obsérvese que las conexiones soldadas deberían ser continuas en toda la periferia de la columna, como se muestra en la figura 11.6. 173

NUDOS PJP GROOVE WELDED JOINTS SOLDADOS PJP

Figura 11.6 - Empalme de columnas con nudo soldado a tope con penetración parcial

Los esfuerzos axiales, de flexión y de cortante de diseño en el empalme son los del estado límite último determinado por el análisis plástico global, que se denominan como Nc,s, Mc,s y Vc,s. Para columnas RHS se suministran las siguientes fórmulas de diseño:

M c,s Nc,s Msoldadura,+y N soldadura, y

Vc,s Vsoldadura, y

1,0 .....................................................11.11

en donde la solicitación de flexión de diseño mayorada αMc,s no debe ser inferior a la mitad del momento elástico nominal de la columna. Es decir, α Mc,s 0,5Welfc,y

..................................................................................11.12

En las ecuaciones anteriores, fc,y

el menor límite elástico de cálculo de los materiales de las columnas a unir y del metal de aportación

Msoldadura,y = Wel,sold.fc,y

momento elástico de la soldadura a tope de penetración parcial PJP

Nsoldadura,y = Ae,sold.fc,y

esfuerzo de fluencia axial de la soldadura a tope de penetración parcial PJP

Vsoldadura,y = Ae,w,sold.fc,y/ 3

esfuerzo cortante de fluencia de la soldadura a tope de penetración parcial PJP

Wel

el menor módulo elástico resistente de las columnas a unir

α = 1,2

coeficiente de sobrerresistencia

en donde: Ae,soldadura 174

área transversal eficaz de la soldadura a tope de penetración parcial PJP

Ae,w,soldadura

área transversal eficaz de la soldadura a tope de penetración parcial PJP al alma de la columna

Wel,soldadura

módulo elástico resistente de la sección transversal eficaz de la soldadura a tope de penetración parcial PJP

En las Recomendaciones AIJ no se proporcionan fórmulas de diseño para los empalmes de columnas CHS soldados a tope de penetración parcial PJP. La soldadura debe realizarse de forma que se obtenga un espesor eficaz de garganta "a" tal que todos los esfuerzos Nc,s, αMc,s y Vc,s se transmitan a través de las soldaduras. Se recomienda no tener en cuenta las tensiones por contacto, ya que la preparación final para el contacto total para apoyo exige una elevada precisión que no es posible obtener. Hay que destacar que, en la ecuación 11.11, la resistencia de las soldaduras PJP por unidad de área se considera igual a la de las soldaduras CJP, generando un incremento del 13 al 41% en la resistencia de diseño de las soldaduras PJP con respecto a la resistencia de diseño especificada en el Eurocódigo 3. Este aumento de la resistencia se basa en un análisis estadístico de los extensos resultados experimentales existentes sobre uniones soldadas PJP, así como de empalmes de columnas soldadas PJP (AIJ 2001). Las Recomendaciones del AIJ muestran también fórmulas de diseño para empalmes de columnas atornillados. Estas fórmulas se usan para tornillos de alta resistencia en uniones resistentes al deslizamiento y se aplican únicamente a columnas de perfil abierto. Aunque aquí no se muestren los detalles, el procedimiento de diseño para las uniones atornilladas es idéntico al descrito para las uniones soldadas PJP. El empalme se diseña de forma que no supere la carga de fluencia de los elementos planos ni la resistencia al deslizamiento de los tornillos de conexión sometidos a las solicitaciones Nc,s, αMc,s y Vc,s. Las provisiones sísmicas del AISC también permiten el uso de empalmes de columnas soldados PJP para pórticos, excluyendo los pórticos especiales resistentes a momento, si los empalmes se colocan en las zonas situadas a media altura de las columnas, como se ha indicado anteriormente. Sin embargo, el AISC impone unos requisitos mucho más rigurosos que el AIJ. Así, por ejemplo, el AISC estipula que los empalmes de columnas soldados PJP deben presentar una resistencia que sea el 200% de la resistencia necesaria. Los requisitos anteriores para empalmes de columnas con soldaduras a tope de penetración parcial PJP son los requisitos previstos para configuraciones comunes de pórticos. En determinadas ocasiones se pueden exigir ciertos detalles o resistencia extra, como: columnas en plantas superiores, grandes cambios en los tamaños de las columnas en el empalme, o cuando existe la posibilidad de que la columna presente un gradiente de momento de curvatura simple (SEAOC 1996). En esos casos, y también para columnas CHS, se deben adoptar empalmes de columnas con soldaduras a tope de penetración completa CJP. 11.2 Columnas rellenas de hormigón La información sobre los métodos de rellenado con hormigón y sobre el diseño de las columnas de perfil tubular rellenas de hormigón se muestra en la Guía de diseño Nº 5 del CIDECT (Bergmann et al. 1995). Todas las soldaduras de uniones para elementos principales deben realizarse antes del rellenado con hormigón, mientras que aquéllas con escasa entrada de calor, como las de los elementos secundarios, pueden hacerse tras el rellenado. 175

El empalme puede ser soldado o atornillado. Si es necesario que exista una continuidad a través del empalme del hormigón o de cualquier armado del hormigón, el rellenado se realizará, generalmente, en obra. En ese caso, el relleno de hormigón debe detenerse antes de que alcance el empalme, unos 150 mm por debajo de un empalme soldado, y la armadura debe continuar a través del empalme (véase la figura 11.7). Una vez montada y fijada la siguiente sección de columna, y una vez instalada la armadura de refuerzo, el rellenado con hormigón puede continuar. Armadura de refuerzo continua a través del empalme

Parte superior del perfil de la columna inferior Nivel inicial del relleno de hormigón

Figura 11.7 - Empalme de columna rellena de hormigón, con continuidad del hormigón y de la armadura de refuerzo

11.3 Claveteado de postes Aunque todavía no haya sido utilizado en el entorno de la construcción, el uso de clavijas aplicadas por medio de pistola neumática (o elementos de fijación colocados con un sistema accionado mediante pólvora) es posible en algunas aplicaciones específicas, como los postes de líneas de distribución o transmisión de electricidad. Este método sólo es adecuado para aplicaciones en donde se utilicen perfiles tubulares circulares, pero se trata de un método económico alternativo a la soldadura o el atornillado. En la figura 11.8 se muestran algunas vistas transversales de uniones claveteadas. El dibujo del lado izquierdo muestra una unión de un empalme tubo-tubo insertado y el del lado derecho una unión con solape. La unión con solape permite que se puedan unir dos tubos del mismo diámetro exterior, pudiendo soldar el solape en el taller a uno de los perfiles del poste, facilitando así el montaje y reduciendo el claveteado en obra.

Figura 11.8 - Empalme utilizando clavijas aplicadas por medio de una pistola neumática

176

Bajo carga estática, los modos de fallo críticos para estas uniones son: cortante de la clavija, aplastamiento del metal base (del tubo) y rotura de la sección neta del metal base (del tubo). El último modo de fallo sólo es aplicable en una unión sometida a carga de tracción, mientras que el cortante de la clavija y el fallo por aplastamiento son aplicables en uniones sometidas tanto a cargas de tracción como de compresión. En un empalme de postes, la carga neta de una unión claveteada, o de parte de la circunferencia de una unión claveteada, se puede determinar a partir de las combinaciones de carga aplicables de la carga axial o de la carga axial más la flexión. Los tres modos de fallo anteriores han sido verificados para clavijas tanto de acero inoxidable como no inoxidable, e incluso para uniones solicitadas estáticamente y para uniones con solicitación de fatiga (Packer 1996, Kosteski et al. 2000, Lecce y Packer 2003). Si desea obtener una descripción más detallada de esta técnica de claveteado, consulte las Guías de diseño Nº 6 (Wardenier et al. 1995) y Nº 7 (Dutta et al. 1998) del CIDECT. A diferencia de los tornillos estándares, para las clavijas (o elementos de fijación colocados con un sistema accionado mediante pólvora) no existen normas nacionales o internacionales relativas a sus dimensiones o resistencias. Por ello, las propiedades geométricas y las resistencias mecánicas mínimas garantizadas han de obtenerse del fabricante. Las siguientes expresiones sobre la resistencia de las uniones (para un grupo de n clavijas) son las recomendadas actualmente (Lecce y Packer 2003) para los tres modos de fallo potenciales: cortante de la clavija:

Vn* = 3 n An fn,u / 3

............11.13

aplastamiento del tubo: (cualquier tubo)

Bc* = 3 · ( 3 dntc n fc,u)

............11.14

rotura de la sección neta del tubo: (cualquier tubo)

Nc* = 2 ( Ac – dn nr tc )fc,u

............11.15

En lo sucesivo, se recomiendan coeficientes de resistencia de 2 = 0,75 y 3 = 0,67, n es el número total de clavijas consideradas, nr es el número de clavijas por fila, dn es el diámetro del vástago de la clavija, Ac es el área transversal bruta del tubo (columna) considerado, An es el área transversal de la clavija, tc es el espesor del tubo considerado, fc,u es la resistencia última a la tracción del material del tubo (columna), y fn,u es la resistencia última a la tracción del material de la clavija. 11.4 Ejemplo de diseño 11.4.1 Placas de extremo atornilladas El siguiente ejemplo se basa en una columna que soporta una carga axial de compresión y un momento flector. Los métodos de diseño para empalmes de placas de extremo atornilladas suelen basarse únicamente en las cargas axiales, por lo que se debe utilizar una carga axial hipotética/eficaz, basada en la solicitación axial de compresión (Nc) y en la solicitación de momento (Mc) aplicadas mayoradas reales, por ejemplo: carga axial eficaz = (-Nc /Ac ± Mc /(Wel,c ó Wpl,c)) Ac

............................11.16

Si la carga axial eficaz es de tracción, entonces habrá que diseñar el empalme para la máxima carga de tracción axial eficaz y para la mínima carga de tracción nominal especificadas en la especificación de diseño que se esté empleando (véase la introducción del capítulo 11). Si la carga axial eficaz es de compresión, entonces habrá que diseñar el empalme para la mínima carga de tracción nominal necesaria según la especificación de diseño que se esté empleando (véase la introducción del capítulo 11). 177

11.4.1.1 Placas de extremo atornilladas y columnas circulares Hipótesis: a) la columna está en compresión en su totalidad, b) la columna es 406,4 x 12,5 con un límite elástico de 355 N/mm2, c) la placa tendrá un límite elástico de 275 N/mm2, d) la carga de tracción nominal mínima (Nc o N+) necesaria para la especificación de diseño es alrededor del 20% de la capacidad resistente de la columna, es decir, 1100 kN. Determinar: a) el espesor de la placa de extremo, tp, y b) el número de tornillos, n. 1) El tamaño de los tornillos será M24 ó M20 grado 8.8.

La capacidad de resistencia a tracción del tornillo según EC3, Nb* = 0,9 fb,u Ab/ Mb = 0,9 (0,800)(353)/1,25 = 203 kN para M24 = 0,9 (0,800)(245)/1,25 = 141 kN para M20 2) Disposición de las placas de extremo (figura 11.1)

e1 = e2 = 35mm

3) Determinación de los parámetros de la unión r1 = dc/2 + 2e1 = 406,4/2 + 2(35) = 273,2 r2 = dc/2 + e1 = 406,4/2 + 35 = 238,2 r3 = (dc - tc)/2 = (406,4 - 12,5)/2 = 196,95 k1 = ln(r2 / r3) = ln(238,2/196,95) = 0,190 k3 = k1 + 2 = 0,190 + 2 = 2,19 f3 =

1 2k1

(

k3 +

k32 - 4 k1

o 178

(

1 2,19 + 2(0,190)

)

2,192 - 4(0,19) = 11,05

2(1100) 0,9(0,275) (11,05)

= 16,0

Utilizar placas de extremo de 16 mm

Número de tornillos, n

• ••

2N+ = 0,9 fp,y f3

Espesor de la placa de extremo, tp

• ••

)

(

1 1 N+ 1+ f3 f3 ln(r1/r2) 0,9 Nb*

( (

) ) )

1 1 1100 1+ = 9,5 para M24 11,05 11,05 In(273,2/238,2) 0,9(203)

1 1 1100 1+ = 13,6 para M20 11,05 11,05 In(273,2/238,2) 0,9(141)

Utilizar 10 tornillos para tornillos M24 Utilizar 14 tornillos para tornillos M20

12 Lista de símbolos y abreviaturas 12.1 Abreviaturas de organismos AIJ AISC

Instituto de Arquitectura de Japón (Architectural Institute of Japan) Instituto Americano para la Construcción de Acero (American Institute of Steel Construction) ASTM Sociedad Americana de Ensayos y Materiales (American Society for Testing and Materials) AWS Sociedad Americana de Soldadura (American Welding Society) CEN Comisión Europea de Normalización (Estandarización) CISC Instituto Canadiense para la Construcción de Acero (Canadian Institute of Steel Construction) CSA Asociación Canadiense de Estandarización (Canadian Standards Association) FEMA Agencia Federal para la Gestión de Emergencias (Federal Emergency Management Agency, EEUU ) IIW Instituto Internacional de Soldadura (International Institute of Welding) ISO Organización Internacional para la Normalización (International Standards Organisation) JIS Normas Industriales Japonesas (Japanese Industrial Standard) SAC Una asociación entre SEAOC, ATC y CUREE SEAOC Asociación de Ingenieros Estructurales de California (Structural Engineers Association of California) 12.2 Otras abreviaturas CHS RBS RHS CJP CVN HAZ PJP

perfil tubular de sección circular sección de viga reducida perfil tubular de sección rectangular o cuadrada soldadura a tope de penetración completa entalla Charpy (Charpy V-notch) zona afectada térmicamente soldadura a tope de penetración parcial

12.3 Símbolos generales A B* B C E G I J K L M* M N* N P R S V*

área resistencia al aplastamiento solicitación de aplastamiento rigidez rotacional de la unión módulo de elasticidad módulo tangencial de elasticidad momento de inercia del área relación de carga entre vigas fuera y dentro del plano rigidez axial, rigidez de la viga longitud resistencia a momento o resistencia a la flexión momento aplicado que actúa en la unión resistencia a carga axial esfuerzo axial que actúa en la unión esfuerzo axial que actúa en un elemento de la unión resistencia en general, coeficiente de reducción o capacidad de rotación generalmente, rigidez resistencia a cortante 179

V W

esfuerzo cortante mĂłdulo resistente

a b c d e e1,2

espesor de garganta de la soldadura o dimensiĂłn general dimensiĂłn de anchura dimensiĂłn general o constante diĂĄmetro excentricidad distancia desde el tubo hasta el centro del tornillo, distancia desde el centro del tornillo hasta el borde de la placa resistencia nominal del material, p.ej. fu = resistencia nominal a tracciĂłn del material separaciĂłn entre tornillos en la cara de la columna dimensiĂłn de altura o anchura de la cara de la columna no unida a la viga rigidez de resorte del modelo nĂşmero de elementos de fijaciĂłn o filas de elementos de fijaciĂłn o tensiĂłn de la columna dividido por la tensiĂłn de fluencia de la columna relaciĂłn pretensiĂłn de la columna = "pretensiĂłn" de la columna dividida por la tensiĂłn de fluencia de la columna coeficiente de comportamiento sĂsmico o carga distribuida uniformemente paso entre tornillos o anchura de placa por tornillo radio, radio de giro distancia espesor longitud del cateto del cordĂłn de soldadura en ĂĄngulo distancia desde el eje neutro hasta el interior del ala comprimida

f g h k n nâ&#x20AC;&#x2122; q p r s t w x â&#x20AC;&#x2122; M

coeficiente de reducciĂłn de tensiĂłn o ĂĄngulo o coeficiente de sobrerresistencia relaciĂłn entre la anchura de la uniĂłn y la anchura de la columna, o una constante relaciĂłn entre la anchura eficaz de la uniĂłn y la anchura de la columna, o una constante deformaciĂłn por cortante o relaciĂłn entre la mitad de la anchura de la columna (diĂĄmetro) y el espesor coeficiente parcial de seguridad para capacidad resistente âľ&#x2018; 1/ desplazamiento o desplazamiento relativo entre plantas deformaciĂłn unitaria coeficiente de resistencia (o de capacidad resistente) âľ&#x2018; 1/ M o rotaciĂłn relaciĂłn entre el canto de la uniĂłn (viga) y la anchura de la columna o factor de deformaciĂłn plĂĄstica acumulada ĂĄngulo tensiĂłn o resistencia real, p.ej. y = tensiĂłn de fluencia real relaciĂłn entre el espesor de la viga y el de la columna elongaciĂłn

12.4 SubĂndices b bs c cf d e 180

viga o tornillo o apoyo empalme de viga columna u hormigĂłn, p.ej. Ac,c = ĂĄrea del hormigĂłn en la columna rellena de hormigĂłn cara de la columna diafragma eficaz o estimado

el f g h ip j m n op p pl s sp u un v w y

elástico ala, p.ej. tb,f = espesor del ala de la viga, o cara bruta, p.ej. Ag = área bruta orificio u horizontal en el plano nudo o unión, p.ej. Nj*= resistencia a carga axial del nudo medio clavija o neto, p.ej. An = área neta fuera del plano placa, panel o punzonamiento plástico empalme o distancia placa rigidizadora útimo carga no mayorada (servicio o especificada) cortante o distancia vertical alma, p.ej. tb,w = espesor del alma de la viga fluencia

12.5 Superíndices + *

positivo o de tracción, p.ej. N+ = esfuerzo de tracción negativo o de compresión, p.ej. N- = esfuerzo de compresión capacidad resistente o resistencia

Los símbolos que no aparecen en estas listas se describen específicamente en el momento en que se utilizan. En todos los cálculos, se deben utilizar propiedades geométricas o mecánicas nominales.

181

13 Referencias AIJ, 1979: Standard for ultrasonic testing of welded joints in steel structures. Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ, 1990: Recommendations for the design and fabrication of tubular structures in steel. 3a edción, Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ, 1995: Technical recommendations for steel construction for buildings: Part 1-Guide to steel-rib fabrications. Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ, 1996: The state of the art report on the structural behaviours and design of steel connections. Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ, 2001: Recommendations for the design of structural steel connections. Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ, 2001a: Standard for Structural Calculation of Steel Reinforced Concrete Structures, Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón. (en japonés) AIJ Kinki, 1997: Full-scale test on plastic rotation capacity of steel wide flange beams connected with square steel tube columns. Comité sobre Estructuras de Construcción de Acero, Kinki Branch of Architectural Institute of Japan, Osaka, Japón. (en japonés) AISC, 1997: Hollow structural sections connections manual. American Institute of Steel Construction, Chicago, Ill., EE.UU. AISC, 1997a: Seismic provisions for structural steel buildings. American Institute of Steel Construction, Chicago, Ill., EE.UU. AISC, 1999: Load and resistance factor design specification for structural steel buildings. American Institute of Steel Construction, Chicago, Ill., EE.UU. AISC, 2000: Seismic provisions for structural steel buildings (1997) Suplemento No. 2. American Institute of Steel Construction, Chicago, Ill., EE.UU. Akiyama, H., 1994: Evaluation of aseismatic resistance. Recent Research Developments in the Behaviour and Design of Tubular Structures, Architectural Institute of Japan, Tokyo, Japón, pp. 103-113. (en japonés) Akiyama, N., Yajima, M., Akiyama, H. y Otake, F., 1974: Experimental study on strength of connections in steel tubular structures. JSSC, Society of Steel Construction of Japan, Vol. 10, No. 102, pp. 37-68. (en japonés) Anderson, D., Colson, A. ay nd Jaspart, J-P., 1997: Connections and frame design for economy. Comité Técnico de ECCS 10 - Uniones estructurales, 1a edición, European Convention for Constructional Steelwork, Bruselas, Bélgica. API, 1997: Recommended practice for planning, designing and constructing fixed offshore platforms RP-2A. American Petroleum Institute, Washington D.C., EE.UU. Ariyoshi, M. y Makino, Y., 2000: Load-deformation relationships for gusset-plate to CHS tube joints under compression loads. Int. Journal of Offshore and Polar Engineering, Vol. 10, No. 4, pp. 292-300. 182

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195

Anexo A: Investigación sobre diafragmas pasantes Valoración de los resultados experimentales obtenidos en una investigación a gran escala, realizada en colaboración, sobre uniones entre vigas y columnas RHS con diafragmas pasantes. A.1 Resumen de los ensayos Tras el terremoto de Kobe, 7 Universidades (AIJ Kinki 1997) llevaron a cabo, en colaboración, una investigación a gran escala sobre el comportamiento de las uniones viga-columna. Las uniones seleccionadas para ser estudiadas fueron aquéllas que se realizaban entre columnas RHS y vigas de perfil I, con los diafragmas pasantes situados en las alas de las vigas y con detalles convencionales y mejorados. En total, se investigaron 86 piezas. Todas las piezas estaban configuradas para formar un ensamble en forma de T con una viga única de perfil I unida a un lado de una columna RHS. Los detalles de las uniones podían subdividirse en dos grandes grupos en función del diseño aplicable a soldadura en taller o a soldadura en obra. Las alas de las vigas estaban soldadas a tope a los diafragmas pasantes, mientras que las almas de las vigas estaban soldadas a las caras de las columnas o atornilladas a las columnas a través de placas trabajando a cortante. La figura A.1 ilustra estos dos detalles de unión representativos.

SOLDADURA EN EL TALLER

SOLDADURA EN OBRA

Figura A.1 - Ejemplos de diseños de uniones convencionales

Para las vigas se utilizaron tres grados diferentes de acero; de ellos, el acero con designación SS es acero ordinario bajo en carbono para uso estructural, mientas que el acero con designación SN es un nuevo acero cuyos límites inferior y superior de tensión de fluencia se especifican en el Japanese Industrial Standard (Normas Industriales Japonesas). Las dimensiones y propiedades mecánicas de los materiales de las vigas se resumen en la tabla A.1.

196

Tabla A.1 - Dimensiones y propiedades mecánicas de los materiales de las vigas

Una de las variables importantes en los detalles de la unión fue el tipo de despalmillado de vigas. El despalmillado convencional de viga y los despalmillados mejorados de tipos A y B se muestran en la figura 8.2. El despalmillado convencional se fabricó mediante cortadora con un radio de 35 mm. Sin embargo, también se preparó una transición con un radio inferior a 10 mm en el borde en donde el orificio del despalmillado contactaba con el ala de la viga. El despalmillado mejorado para uniones soldadas en obra era similar en forma al despalmillado de tipo B mejorado para uniones soldadas en taller, como se muestra en la figura A.2. No obstante, se realizó una mejora adicional al extender una porción del diafragma hacia el ala de la viga.

Figura A.2 - Unión mejorada para aplicaciones soldadas en obra

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Las barras de apoyo estaban soldadas en ángulo a las alas de las vigas en puntos a aprox. 1/4 de la anchura de la viga, de acuerdo con las Recomendaciones AIJ (AIJ 1995), tanto en las piezas convencionales como en las mejoradas. Esto fue debido a que, tanto los resultados experimentales como los daños en las uniones debidos del terremoto de Kobe indicaban que la existencia de soldaduras en ángulo justo en frente del despalmillado de la viga era perjudicial, y generaba, frecuentemente, fracturas frágiles que se iniciaban en los bordes del despalmillado. Los apéndices retenedores (en horizontal) de soldadura utilizados eran de dos clases, apéndices de acero y apéndices de fundente. Mientras los apéndices de acero se utilizan normalmente en todas partes del mundo, los apéndices de fundente son específicos de los fabricantes japoneses. Los apéndices retenedores de fundente son un tipo de diques de retención de soldadura hechos de cerámica, aunque se denominen apéndices retenedores de fundente. Si se utilizan apéndices retenedores de acero en los vértices de los diafragmas pasantes y de las alas de la viga y no se modifican tras la soldadura, las grietas se inician frecuentemente en las raíces de las entallas formadas por las regiones no fusionadas entre los apéndices retenedores y las alas de la viga. Estas grietas deterioran de forma significativa la capacidad de rotación de las vigas. Para fabricar las piezas se definieron dos procedimientos de soldadura diferentes, que se denominaron multipasadas por cada capa y de pasada única por cada capa. En la figura A.3 se comparan las secciones transversales de los cordones de soldadura de estos dos procedimientos. Aquí, el antiguo procedimiento de soldadura se denomina de pasadas extendidas, mientras que el otro se denomina de pasadas entretejidas. Las pasadas extendidas proporcionan mayor velocidad de deposición del metal de soldadura y mayor entrada de calor, que favorece el crecimiento del grano en la zona afectada por el calor (HAZ) y consigue una baja tenacidad en la entalla.

CORDONES ENTRETEJIDOS

CORDONES EXTENDIDOS

Figura A.3 - Sección transversal de cordones de soldadura De las 86 piezas, 8 fueron ensayadas en carga dinámica con una tasa que variaba entre 1 Hz y 0,6 Hz, mientras que 12 piezas fueron ensayadas a una temperatura de -23 C. Las piezas restantes fueron sometidas a una carga cíclica aplicada lentamente a temperatura ambiente. En principio, todos las piezas fueron ensayadas bajo secuencias de carga predeterminadas de la siguiente manera: al menos 2 ciclos de carga invertida en una región elástica y, posteriormente, carga cíclica con desplazamiento controlado con la amplitud aumentada a 2 pl, 4 pl, 6 pl, ... hasta rotura, en donde pl representa la rotación elástica de la viga con el momento plástico total Mpl (véase la sección A.4). Dos ciclos de carga se aplicaban en cada incremento de desplazamiento. De las 86 piezas, 70 se rompieron por fractura frágil o por desgarro dúctil por tracción, mientras que las 16 piezas restantes alcanzaron las cargas máximas debido al pandeo local de los elementos planos en los extremos de las vigas. Los modos de fallo por tracción se pueden subdividir en 2 grandes grupos: los que se rompen por grietas que se inician en los bordes de los despalmillados de las vigas y los que se rompen por el metal de soldadura o por las zonas afectadas por el calor (HAZ) de las soldaduras a tope de 198

penetración completa en los extremos de las alas de las vigas. La mayor parte de las roturas que pertenecen a este último modo de fallo se iniciaron en las terminaciones (extremos inicial y final) de las soldaduras entre las alas de las vigas y los diafragmas pasantes. A.2 Evaluación de la capacidad de rotación de las vigas Entre los diferentes factores que pueden deteriorar el comportamiento de las uniones, los resultados de esta investigación revelaron que los 4 siguientes factores participaban de forma significativa en la reducción de la capacidad de rotación de los ensambles viga-columna. Estos factores incluyen el despalmillado convencional de la viga, el apéndice retenedor de soldadura de acero, los cordones extendidos y la operación de soldadura no especializada. Otro factor importante es el factor del material, cuyos efectos no pudieron evaluarse a partir de estos resultados experimentales. No obstante, hay que destacar que las propiedades de tenacidad de los materiales de base y de soldadura que se utilizaban en estos ensayos eran superiores al valor mínimo especificado de 27 J a 0 C al que se hizo referencia en la sección 7.2, de acuerdo a los resultados de los ensayos de impacto Charpy V. La reducción del factor de deformación plástica acumulada se representa como R con un subíndice que muestra la causa de la reducción. Cada valor de R se calcula como la diferencia en entre los dos casos opuestos, es decir, el caso con detalles convencionales y el caso con detalles mejorados. A continuación se muestran los valores de R evaluados. Si el fallo está controlado por una rotura desde el borde del despalmillado de la viga, RDESPALMILLADO CONVENCIONAL = 56,7 - 40,1 17 ....................................... A.1 Si el fallo está controlado por una rotura desde las soldaduras de conexión, las 3 siguientes reducciones diferentes fueron importantes. RAPENDICE RETENEDOR DE ACERO = 59,5 - 37,8 22 ...................................... A.2 La reducción anterior se debe a la diferencia entre los apéndices retenedores de fundente y los de acero, aunque no es aplicable a las uniones soldadas en obra con los despalmillados mejorados utilizados en estos ensayos. Por ello, las uniones mejoradas soldadas en obra presentan bordes rectos en las terminaciones de las soldaduras a tope. RCORDONES EXTENDIDOS = 52,8 - 39,2 14 ................................................... A.3 RNO ESPECIALIZADO EN APENDICE RETENEDOR DE FUNDENTE = 59,5 - 43,2 16 .. A.4 La última reducción (ecuación A.4) sólo se aplica a uniones soldadas en obra, en lo que respecta a los resultados experimentales presentados. Esto se debe a que, según se vio, los soldadores especializados en soldadura en obra no estaban acostumbrados a utilizar apéndices retenedores de fundente. De las 86 piezas, 24 presentaban detalles mejorados en el perfil del despalmillado de las vigas y en los apéndices retenedores, y fueron soldadas por soldadores especializados utilizando cordones entretejidos. Estas piezas no requieren una reducción en , mostrando un valor medio de de 67,3. Así, la estimación del factor de deformación plástica acumulada e puede venir dada por la menor de las ecuaciones A.5, A.6 y A.7. Si las grietas se inician en los bordes del despalmillado de las vigas,

e = 67 - RDESPALMILLADO CONVENCIONAL

.................................................... A.5 199

Si las grietas se inician en las soldaduras a tope de penetración completa CJP de los extremos de las vigas,

e = 67 - RCORDONES EXTENDIDOS - RAPENDICE RETENEDOR DE ACERO ........ A.6 Si las grietas se inician en las soldaduras a tope de penetración completa CJP de los extremos de las vigas y para uniones soldadas en obra,

e = 67 - RCORDONES EXTENDIDOS - RNO ESPECIALIZADO EN APENDICE RETENEDOR DE FUNDENTE ....................................................................................................................A.7 Para las uniones con detalles mejorados, los valores de R correspondientes a la mejora se consideran como nulos en las 3 ecuaciones anteriores. Los factores de deformación plástica acumulada se calculan para todas las piezas incluidas en la investigación a gran escala. Las relaciones entre observado y previsto se distribuyen como se muestra en la figura A.4.

Figura A.4 - Histogramas mostrando las distribuciones de las relaciones experimentales/previstas

Las ecuaciones anteriores sobrestiman ligeramente la capacidad de deformación de las uniones soldadas en obra. Así, la m media y la desviación estándar del factor de deformación plástica acumulada vienen dados como: para uniones soldadas en taller

m = 1,01 e y = 15,9 ............................................................................... A.8 para uniones soldadas en obra

m = 0,93 e y = 22,3

............................................................................... A.9

A.3 Resistencia a la flexión de las uniones viga-columna En los resultados experimentales no se encontró una correlación definitiva entre el momento máximo soportado por las vigas y los detalles de la unión. Los momentos máximos eran mayores que los momentos totalmente plásticos de las vigas. Como se 200

describe en la secciรณn 8.1, los coeficientes de sobrerresistencia se representan frente a los factores de deformaciรณn plรกstica acumulada en la figura A.5. Aunque la dispersiรณn es importante, el coeficiente de sobrerresistencia aumenta linealmente con y se puede representar mediante la siguiente ecuaciรณn. Mcf,max Mpl

= 0,0025 + 1,18

......................................................................... A.10

En la evaluaciรณn de la anterior ecuaciรณn de regresiรณn se omiten los datos de las piezas cargadas dinรกmicamente, ya que las propiedades del material bajo cargas dinรกmicas no han sido publicadas.

Figura A.5 - Coeficiente de sobrerresistencia comparado con el factor de deformaciรณn plรกstica acumulada (AIJ Kinki 1997)

A.4 Definiciรณn del factor de deformaciรณn plรกstica acumulada Hasta ahora, se han utilizado varios parรกmetros como la medida que representa el comportamiento de los ensambles viga-columna. La investigaciรณn a gran escala utilizรณ el factor de deformaciรณn plรกstica acumulada tal como se define a continuaciรณn. En la figura A.7 se muestra un ejemplo de ciclos de histรฉresis del momento flector en la cara de la columna, Mcf frente a la rotaciรณn del segmento de viga que estรก entre el punto de aplicaciรณn de la carga y la cara de la columna cf (vรฉase la figura A.6).

201

Figura A.6 - Definición de la rotación y del momento de la viga en la cara de la columna

Figura A.7 - Definición del factor de deformación plástica acumulada

La rotación elástica de la viga pl en el momento totalmente plástico Mpl se define como el componente elástico de la rotación de la viga cuando Mcf = Mpl (véase la figura A.7). Mpl se calcula utilizando las tensiones de fluencia medidas de los materiales de las vigas y las dimensiones medidas de las secciones de las vigas. Los componentes plásticos de la rotación de la viga en el i-ésimo ciclo medio, adimensional al dividirlo por pl, se indican como i+ y i-, en donde los símbolo + y - distinguen los momentos positivo y negativo (véase la figura A.7). El factor de deformación plástica acumulada se define como la suma de i+ y i- soportados por la pieza hasta que se produce la rotura, y se escribe como:

( i

202

i + i

)

......................................................................................... A.11

La definición alternativa del factor de deformación plástica acumulada es la suma de las energías plásticas disipadas durante todos los ciclos, adimensional al dividir la energía por Mpl pl. De acuerdo con esta última definición, i+ y i- se definen como:

i+ =

Wi+ i

Mpl pl

y i- =

Wii

Mpl pl

............................................................... A.12

en donde Wi representa la energía absorbida en el i-ésimo ciclo medio (véase la figura A.7). Los criterios de FEMA (2000) utilizan el ángulo de desplazamiento entre plantas como un parámetro de comportamiento. El ángulo de desplazamiento se puede expresar como una función de y del coeficiente de sobrerresistencia dado en la ecuación A.10 siguiendo las secuencias de carga adoptadas por la investigación a gran escala. Suponiendo pl = 0,09, que es igual al valor medio de pl para las piezas utilizadas en estos ensayos, el coeficiente de deformación plástica acumulada puede convertirse en el ángulo de desplazamiento mediante la siguiente ecuación: = 0,0081 0,46 .............................................................................................. A.13

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Comité Internacional para el Desarrollo y el Estudio de Estructuras Tubulares CIDECT, fundado en 1962 como asociación internacional, reúne los recursos de investigación de los principales fabricantes de perfiles tubulares de acero con el objetivo de crear una fuerza importante en la investigación y aplicación de los perfiles tubulares de acero en el mundo. La página web del CIDECT es www.cidect.com Los objetivos del CIDECT son: • incrementar el conocimiento de los perfiles tubulares de acero y su potencial aplicación, iniciando y participando en estudios e investigaciones apropiados. • establecer y mantener contactos e intercambios entre los productores de perfiles tubulares de acero y el número cada vez mayor de arquitectos e ingenieros que utilizan perfiles tubulares de acero en todo el mundo. • promocionar la utilización de perfiles tubulares de acero, siempre que ello contribuya a la buena práctica de la ingeniería y a una arquitectura adecuada, difundiendo información, organizando congresos, etc. • cooperar con organizaciones responsables de recomendaciones, regulaciones y normativas del diseño práctico, tanto a nivel nacional como internacional. Actividades técnicas Las actividades técnicas del CIDECT se han centrado en los siguientes aspectos clave del diseño de perfiles tubulares de acero: • Comportamiento a pandeo de columnas vacías y rellenas de hormigón • Longitudes efectivas de pandeo de barras de celosías • Resistencia al fuego de columnas rellenas de hormigón • Resistencia estática de uniones soldadas y atornilladas • Resistencia a la fatiga de uniones soldadas • Propiedades aerodinámicas • Resistencia a la flexión de vigas de perfiles tubulares de acero • Resistencia a la corrosión • Fabricación en taller, incluyendo el curvado de los perfiles • Propiedades de los materiales Los resultados de las investigaciones del CIDECT constituyen la base de muchos reglamentos nacionales e internacionales para perfiles tubulares de acero.

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Publicaciones del CIDECT La situación actual de las publicaciones del CIDECT refleja el creciente énfasis en la divulgación de los resultados de las investigaciones. A continuación se enumeran las Guías de diseño del CIDECT ya publicadas, dentro de la serie "Construcción con perfiles tubulares de acero". Estas guías de diseño están disponibles en inglés, francés, alemán y español. 1. Guía de diseño para nudos de perfiles tubulares circulares (CHS) bajo cargas predominantemente estáticas (1991) 2. Estabilidad estructural de perfiles tubulares (1992, reimpresa en 1996) 3. Guía de diseño para nudos de perfiles tubulares rectangulares (RHS) bajo cargas predominantemente estáticas (1992) 4. Guía de diseño para columnas de perfiles tubulares estructurales sometidas a fuego (1995, reimpresa en 1996) 5. Guía de diseño para columnas de perfiles tubulares rellenas de hormigón bajo cargas estáticas y sísmicas (1995) 6. Guía de diseño para perfiles tubulares estructurales en aplicaciones mecánicas (1995) 7. Guía de diseño para la fabricación, ensamble y montaje de estructuras de perfiles tubulares (1998) 8. Guía de diseño para nudos soldados de perfiles tubulares circulares y rectangulares sometidos a solicitaciones de fatiga (2000) Además, como resultado del interés siempre creciente sobre perfiles tubulares en estructuras internacionalmente reconocidas, se han publicado dos libros "Las estructuras tubulares en la arquitectura" (subvencionado por la Comunidad Europea) y "Perfiles tubulares en aplicaciones estructurales" (publicado por Bouwen met Staal). Si desea obtener una copia de estas guías de diseño, de los libros de arquitectura y de los artículos de investigación, solicítela en: The Steel Construction Institute Silwood Park Ascot Berkshire SL5 7QN Inglaterra Telf.: +44-(0)1344-23345 e-mail: publications@steel-sci.com

Fax: +44-(0)1344-22944 Página web: http://www.steel-sci.org

"Perfiles tubulares en aplicaciones estructurales" puede obtenerse del editor: Bouwen met Staal PO Box 29075 NL-3001 GB Rotterdam Holanda Telf.: +31-10-411 5070 Fax: +31-10-412 1221 e-mail: info@bouwenmetstaal.nl

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Organización CIDECT (2004) • Presidente: B. Lugtenberg - Reino Unido • Tesorero/secretario: R. Murmann - Reino Unido • Una vez al año se celebra una Asamblea General de todos los socios, en la que se elige un Comité Ejecutivo responsable de la administración y ejecución de las políticas establecidas • Existe además una Comisión Técnica y una Comisión de Promociones que se reúne al menos una vez al año y que es responsable directa de los trabajos de investigación y de los trabajos de promoción técnica

Los socios actuales del CIDECT son: • • • • • • • • • • • •

Aceralia Transformados, España Arcelor Tubes, Francia Borusan Muhendislik, Turquía Corus Tubes, Reino Unido IPSCO Inc., Canadá Onesteel, Australia Rautaruukki Oy, Finlandia Sidenor, Grecia Smorgon Steel Tube Mills, Australia Tata Tubes, India Vallourec & Mannesmann Tubes, Alemania Voest Alpine Krems, Austria

Agradecimiento a los fotógrafos: Los autores expresan su agradecimiento a las siguientes empresas por la puesta a disposición de las fotografías utilizadas en esta guía de diseño: IPSCO Inc. Corus Tubes

Se ha tenido especial cuidado en comprobar que todos los datos e información que aquí aparecen sean objetivos y que los valores numéricos sean exactos. En la medida de nuestro conocimiento, en el momento de su publicación, toda la información contenida en este libro era correcta. CIDECT, sus socios, los autores y los traductores no asumen ninguna responsabilidad sobre los errores o tergiversaciones de la información contenida en este libro o del uso que se pueda hacer de ella.

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