DECRETO 926 DE 2010

(marzo 19)

Diario Oficial No. 47.663 de 26 de marzo de 2010

MINISTERIO DE AMBIENTE, VIVIENDA Y DE DESARROLLO TERRITORIAL

Por el cual se establecen los requisitos de carácter técnico y científico para construcciones sismo resistentes NSR-10.

EL PRESIDENTE DE LA REPÚBLICA DE COLOMBIA,

en ejercicio de las facultades constitucionales y legales, en especial las que le confieren el artículo 189, numeral 11, de la Constitución Política, la Ley 400 de 1997, y

CONSIDERANDO:

Que el artículo 49 de la Ley 400 de 1997, dispone: “Facúltase al Gobierno Nacional para que, previo el visto favorable de la Comisión Permanente creada a través de la presente ley, y por medio de Decretos Reglamentarios, proceda a efectuar las actualizaciones en los aspectos técnicos y científicos que demande el desarrollo de la presente ley y sus reglamentos, y que resulten pertinentes para los propósitos en ella indicados y al alcance de la misma”.

Que la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial en su reunión del día 15 de diciembre de 2009, según consta en el Acta número 81 de esta Comisión, recomendó al señor Presidente de la República como favorable la actualización del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR- 10 anexo al presente decreto.

Que la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes basó la recomendación de favorable de la actualización del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10, anexo al presente decreto, en las siguientes consideraciones incorporadas en la citada acta:

1. “Que el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente es un documento tecnológico que amerita actualizaciones periódicas consecuentes con los avances en las ciencias de la ingeniería y la arquitectura y en especial de la ingeniería sísmica y además con las experiencias que se adquieren con los sismos fuertes que ocurren periódicamente en el territorio nacional y en otros países del mundo y sobre las formas de mitigar sus daños.

2. Que la última versión del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-98 se expidió, dentro de las autorizaciones dadas por la Ley 400 de 1997, por medio del Decreto 33 de 1998.

3. Que con posterioridad a la expedición del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-98 han ocurrido en el país sismos importantes que han causado víctimas y daños a las edificaciones dentro de los cuales se destacan: el sismo del Quindío de enero 25 de 1999 que afectó la zona cafetera y especialmente las ciudades de Armenia y Pereira, el sismo de Pizarro del 15 de noviembre de 2004 que afectó la ciudad de Cali y el sismo de Quetame del 24 de mayo de 2008 que causó daños en la ciudad de Bogotá.

4. Que estos sismos fuertes que han ocurrido en el territorio nacional recientemente han indicado aspectos que deben actualizarse y mejorarse dentro del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente para hacerlo más efectivo en la defensa de la vida de los ciudadanos y del patrimonio del Estado y los particulares ante su ocurrencia.

5. Que la actualización del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 incluye unos nuevos mapas de Amenaza Sísmica elaborados por el Instituto de Investigaciones en Geociencia, Minería y Química - Ingeominas y la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica - AIS, los cuales tienen en cuenta los estudios de neotectónica que se han realizado en el país en la última década por diferentes instituciones y entidades y la distribución espacial y en el tiempo de más de 17.000 sismos registrados por la Red Sismológica Nacional y la Red Nacional de Acelerógrafos adscritas al Ingeominas durante este mismo lapso en el territorio nacional, de los cuales más de 100 tuvieron magnitud de Richter mayor de 5.0.

6. Que el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 consulta los más modernos documentos mundiales de diseño sismo resistente los cuales han tenido varias actualizaciones durante el lapso trascurrido desde la expedición de la reglamentación de 1998 las cuales se incluyen en la presente versión.

7. Que la redacción de la propuesta de actualización del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10, al igual que la de 1984 y la de 1998, estuvo a cargo del Comité AIS-100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, por encargo de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, Comisión que vigiló y revisó que los trabajos de actualización se hicieran siguiendo los lineamientos propios de trabajos científicos de esta naturaleza y cumpliera con lo prescrito por la Ley 400 de 1997.

8. Que el Reglamento NSR-10 actualiza todos los temas incluidos en el Reglamento NSR-98 y además adiciona algunos temas nuevos dentro de los cuales se destacan las prescripciones para el diseño y construcción de estructuras de guadua o bambú las cuales consultan los avances e investigaciones que se han realizado en el país sobre este tema de especial importancia en muchas regiones de él.

9. Que el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 se llevó a discusión pública en la cual participaron más de mil ingenieros, instituciones y universidades nacionales y que las observaciones recibidas fueron discutidas y adoptadas, cuando eran acertadas, por la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes.

10. Que la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes compuesta según lo indica el artículo 40 de la Ley 400 de 1997, a saber por el representante de la Presidencia de la República, el representante del Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, el representante del Ministerio de Transporte, el delegado del Representante Legal del Instituto de Investigaciones en Geociencia, Minería y Química - Ingeominas, el Presidente de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica - AIS, quien actuó como Secretario de la Comisión, el delegado del Presidente de la Sociedad Colombiana de Ingenieros - SCI, el delegado del Presidente de la Sociedad Colombiana de Arquitectos - SCA, el delegado del Presidente de la Asociación Colombiana de Ingeniería Estructural - ACIES y el delegado del Presidente de la Cámara Colombiana de la Construcción - Camacol; consideró unánimemente que el documento que se estudió para dar el visto favorable al señor Presidente de la República, según lo requiere la Ley 400 de 1997, representa un avance importante en la mitigación de los daños de los sismos a las edificaciones en el territorio nacional, y por lo tanto recomienda su adopción”.

Que de acuerdo con lo anterior,

DECRETA:

ARTÍCULO 1o. Adóptase el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10, anexo al presente decreto, el cual tendrá vigencia en todo el territorio de la República.

ARTÍCULO 2o. VIGENCIA. <Artículo modificado por el artículo 1 del Decreto 2525 de 2010. El nuevo texto es el siguiente:> El presente decreto rige a partir del 15 de diciembre de 2010.

PARÁGRAFO. Quienes soliciten licencias de construcción durante el periodo comprendido entre la fecha de publicación y la fecha de entrada en vigencia del presente decreto, podrán acogerse a sus requisitos.

ARTÍCULO 3o. DEROGATORIAS. <Artículo modificado por el artículo 2 del Decreto 2525 de 2010. El nuevo texto es el siguiente:> Una vez entre en vigencia el Reglamento Colombiano de Construcción Sismorresistente NSR-10, se entenderán derogados los decretos y demás disposiciones normativas relativas al Reglamento Colombiano de Construcción Sismorresistente NSR-98.

Publíquese y cúmplase.

Dado en Bogotá D. C., a 19 de marzo de 2010.

ÁLVARO URIBE VÉLEZ

El Ministro del Interior y de Justicia,

FABIO VALENCIA COSSIO.

El Ministro de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial,

CARLOS COSTA POSADA.

Ministro de Transporte,

ANDRÉS URIEL GALLEGO HENAO.

Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial

Viceministerio de Vivienda y Desarrollo Territorial

Dirección del Sistema Habitacional

República de Colombia

COMISION ASESORA PERMANENTE PARA EL REGIMEN DE CONSTRUCCIONES SISMO RESISTENTES

(Creada por la Ley 400 de 1997)

REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE.

NSR-10

Bogotá D.C., Colombia
Enero de 2010

CONTENIDO

MODIFICACIONES TÉCNICAS Y CIENTÍFICAS EN LA ACTUALIZACIÓN DEL REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE –  NSR-10

TÍTULO A – REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE

TÍTULO B – CARGAS

TÍTULO C – CONCRETO ESTRUCTURAL

TÍTULO D – MAMPOSTERÍA ESTRUCTURAL

TÍTULO E – CASAS DE UNO Y DOS PISOS..

TITULO F – ESTRUCTURAS METÁLICAS

TÍTULO G – ESTRUCTURAS DE MADERA Y ESTRUCTURAS DE GUADUA

TÍTULO H – ESTUDIOS GEOTÉCNICOS

TÍTULO I – SUPERVISIÓN TÉCNICA

TITULO J – REQUISITOS DE PROTECCIÓN CONTRA INCENDIOS EN EDIFICACIONES

TITULO K – REQUISITOS COMPLEMENTARIOS

ACTUALIZACIÓN REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE – NSR-10

MODIFICACIONES TÉCNICAS Y CIENTÍFICAS

Introducción

El 7 de junio de 1984 se expidió por medio del Decreto 1400 de 1984 la primera normativa colombiana de construcciones sismo resistentes⁽⁴⁵⁾*. Este documento fue una respuesta a la tragedia en víctimas y daños materiales que constituyó el sismo de Popayán del 31 de marzo de 1983. Dado que se trataba de un decreto de facultades extraordinarias autorizado por la Ley 11 de 1983, su actualización tecnológica no era posible sin una nueva ley que la autorizara.

A mediados de la década de 1990 se emprendieron las gestiones ante el Legislativo para crear una Ley marco que regulara los temas afines con las construcciones sismo resistentes y permitiera realizar actualizaciones periódicas sin tener que recurrir al Congreso cada vez que hubiese necesidad de actualizar la reglamentación. En el año 1997 se expidió por parte del Congreso de la República la Ley 400⁽³¹⁾ por medio de la cual se reguló el tema de sismo resistencia de las edificaciones colombianas.

La Ley 400 de 1997 reglamentó los siguientes aspectos fundamentales para que el país disponga de una reglamentación de construcción sismo resistente moderna y actualizada en todo momento:

- Fija el objeto, alcance, excepciones, definiciones, responsabilidades profesionales y otros temas afines. (Título I a V - Artículos 1 a 22).

- Define los profesionales que pueden realizar las labores de diseño, revisión de los diseños, construcción y supervisión técnica, sus cualidades y calidades. (Título VI - Artículos 23 a 38).

- Crea la Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, define su conformación y funciones. (Título VII - Artículos 39 a 44).

- Define en detalle el temario técnico y científico del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente y autoriza al Presidente a expedir por medio de decretos actualizaciones periódicas previo visto favorable de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes. (Título VIII - Artículos 45 a 49).

- Define las responsabilidades y sanciones, fija unos plazos para realizar los análisis de vulnerabilidad sísmica y la actualización de edificaciones indispensables y de atención a la comunidad. (Títulos IX y X - Artículos 50 a 56).

Con base en la potestad reglamentaria que da la Ley 400 de 1997, se expidió el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-98 por medio de Decreto 33 del 9 de enero de 1998⁽⁴⁴⁾. Posteriormente se expidieron tres decretos adicionales comprendidos dentro del Reglamento NSR-98, a saber: Decreto 34 de 1999, Decreto 2809 de 2000 y Decreto 52 de 2002; los cuales trataron de aspectos importantes para la correcta aplicación del Reglamento NSR-98 y que afectaron solo algunas partes de él.

A continuación se relacionan las principales modificaciones técnicas y científicas que se realizaron para producir la actualización del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10.

Título A – Requisitos generales de diseño y construcción sismo resistente

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité A del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1981.

Documentos base (Reglamento 1984) – SEAOC 1974⁽⁴⁶⁾, ATC-3⁽²³⁾ y Normas AIS 100-81⁽²⁴⁾ y AIS 100-83⁽²⁵⁾.

Documentos base (Reglamento NSR-98) – SEAOC 1996⁽⁴⁷⁾, UBC-97⁽³⁹⁾, NEHRP 1994⁽³⁵⁾, y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾.

Documentos base (Reglamento NSR-10) – SEAOC 1999⁽⁴⁸⁾, NEHRP 2006⁽³⁶⁾, IBC-2009⁽⁴⁰⁾, Eurocódigo-8⁽³³⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾.

Para la actualización fueron consultadas las últimas versiones de las mismas normas base que fueron utilizadas en la redacción del Reglamento de 1984 y en la actualización del Reglamento NSR-98. En especial se consultaron los requisitos de 2006 del nEhRP (FEMA 450-2006⁽³⁶⁾) el cual corresponde en línea directa al documento base que se ha empleado para diseño sismo resistente en Colombia desde 1984. Además se tuvieron en cuenta los requisitos del International Building Code (IBC-2009⁽⁴⁰⁾). Las modificaciones más importantes son:

Capítulo A.1 – Introducción

- Se incluyó dentro de las normas de construcción sismo resistente colombianas (A.1.1) la Ley 1229 de 2008, la cual modificó la Ley 400 de 1997.

- En el temario del Reglamento (A.1.2.1 – Temario) se incluyeron como tema nuevo en el Título G las Estructuras de Guadua por solicitud del Presidente de la República y del Ministro de AVDT.

- Se modificó la sección A.1.3.4 – Diseño estructural de tal manera que quede claro que incluye tanto las edificaciones nuevas como las edificaciones existentes. Los pasos indicados en esta sección se ajustaron y aclararon.

- En A.1.3.10 – Edificaciones indispensables, se incluyeron algunas edificaciones del Grupo de Uso III dentro de las edificaciones, además de las del Grupo de Uso IV, que deben cumplir con los requisitos de verificación para el umbral de daño del Capítulo A.12.

- Los requisitos de la sección A.1.3.12 – Aspectos fundamentales de diseño, fueron actualizados, aclarados y coordinados con las otras secciones del Reglamento.

- Se incluyó una nueva sección A.1.3.13 – Construcción responsable ambientalmente, tal como lo solicitó el Sr. Ministro de AVDT en la reunión que tuvo con la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes.

En A.1.3.6.5 se aclara la responsabilidad del constructor que firma la solicitud de licencia de construcción  en cumplir los diseños y calidades de los materiales a utilizar en los elementos no estructurales.

En A.1.7 – Sistema de unidades, se quitó la referencia a los Títulos que permanecían en sistema métrico mks, pues la totalidad del Reglamento NSR-10 está en sistema internacional de medidas SI como  exige la legislación colombiana (Decreto 1731 de 18 de Septiembre de 1967).

Capitulo A.2 – Zonas de amenaza sísmica y movimientos sísmicos de diseño

- Los movimientos sísmicos de diseño definidos en A.2.2 – Movimientos sísmicos de diseño, se mantienen en el mismo nivel de probabilidad de excedencia (una probabilidad de excedencia de 10% en un lapso de cincuenta años) pero ahora se definen por medio de dos parámetros, Aa y Av, a diferencia del Reglamento NSR-98 donde solo se definían por medio del parámetro Aa. La razón para este cambio es una mejor descripción de los efectos de atenuación de las ondas sísmicas en el territorio nacional tal como se ha establecido del estudio de los registros acelerográficos obtenidos en sismos fuertes con posterioridad a la última actualización de la NSR en 1998. El parámetro Aa caracteriza los movimientos sísmicos del terreno causados por sismo relativamente cercanos en el rango de períodos de vibración de las edificaciones comprendido entre 0.1 y 0.5 s lo cual corresponde en general a edificaciones entre uno y cinco pisos de altura. El parámetro Av caracteriza los movimientos sísmicos de sismos fuertes ocurridos a distancia moderadas a través de períodos de vibración de aproximadamente 1 s, lo cual corresponde a edificaciones de 10 pisos o más.

- La definición de las zonas de amenaza sísmica se mantiene igual a la definición contenida en el Reglamento NSR-98, solo que en la versión NSR-10 se utiliza para caracterizarlas el mayor valor de Aa y Av, a diferencia del NSR-98 donde se caracterizaba únicamente con Aa.

- El catálogo colombiano de eventos sísmicos contiene sismos históricos (el primero que se tiene registro escrito ocurrido en 1541) e instrumentales y cuenta (a mayo de 2009) con 33 100 eventos con magnitud de Richter que va desde valores bajos hasta magnitudes de Richter cercanas a 9. En 1995, cuando se inició el estudio general de amenaza sísmica de Colombia⁽²⁶⁾ que condujo a los mapas utilizados en el Reglamento NSR-98 el catálogo contenía 11 088 eventos. Esto quiere decir que gracias a la Red Sismológica Nacional adscrita al Ingeominas, la cual entró en operación en 1995, se registraron durante el lapso entre 1995 y 2009 cerca de 22 000 eventos adicionales lo cual permite realizar un mejor estimativo de la amenaza sísmica nacional que en cualquier otra época en el pasado.

- Por otro lado, durante el mismo lapso se han realizado investigaciones serias e importantes por parte de varias instituciones y universidades en el país acerca de la tectónica nacional, lo que han llevado a un mejor entendimiento de las causas y fuentes de los sismos en el país.

- Para la nueva versión del Reglamento NSR-10 la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes emprendió una serie de labores conducentes a determinar los mapas de amenaza sísmica que se incluyen en él, las cuales se resumen así:

-- Una subcomisión del seno de la misma Comisión evaluó la amenaza sísmica nacional empleando la misma metodología de los estudios que condujeron a los mapas incluidos en las versiones de 1984 y 1998 del Reglamento. El fin de este trabajo consistía en determinar el impacto de la nueva información sismológica y tectónica en la amenaza sísmica nacional, pero utilizando la misma metodología que en 1996. El resultado de esta parte de la investigación permitió concluir que las variaciones en los valores de aceleración horizontal esperados en las ciudades capitales de departamento se mantenía dentro del mismo orden de magnitud.

-  Esta subcomisión estudio, además, detalladamente los registros acelerográficos obtenidos en el país de sismos que hubiesen causado daños en ciudades colombianas el Reglamento NSR-10. De este trabajo provino la decisión de utilizar formas espectrales basadas en dos parámetros (A_a y A_v) a diferencia del Reglamento NSR-98 donde se utilizó un solo parámetro Aa.

- La subcomisión realizó, como una tercera labor, un análisis de la máxima aceleración horizontal en cada una de las capitales de departamento inferida de la localización y magnitud de los sismos en el catálogo de eventos empleando diferentes ecuaciones de atenuación. El resultado de este ejercicio fue el establecimiento de unas aceleraciones máximas esperadas para el período de retorno promedio que fija el Reglamento NSR-10 definidas por métodos determinísticos. Estos valores fueron utilizados posteriormente como parte de la información utilizada en la producción de los mapas definitivos que se incluyen en el Reglamento NSR-10.

-  El Instituto de Investigaciones en Geociencias, Minería y Química - Ingeominas adelanto con sus funcionarios una evaluación de la amenaza sísmica nacional utilizando el modelo matemático Crisis y la información sismológica y neo tectónica actualizadas. Determinó relaciones de recurrencia de aceleración en las capitales de departamento y para una cuadrícula geográficamente densa y presentó estos resultados a la Comisión.

- El Comité AIS 300 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica, el cual cuenta entre sus miembros profesores e investigadores de las principales universidades del país e ingenieros y consultores de las principales empresas de consultoría nacionales, adelantó, igual a como lo había hecho para el Reglamento NSR-98 una evaluación de la amenaza sísmica nacional con la nueva información de sismología y tectónica disponible utilizando también el modelo matemático Crisis. De igual forma esta investigación produjo relaciones de recurrencia de aceleración en las capitales de departamento y para una cuadrícula densa y también presentó estos resultados a la Comisión.

-  Por último la Comisión realizó un convenio, a través del Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial y la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica con el profesor Mario Ordaz del Instituto de Ingeniería de la Universidad Nacional Autónoma de México para que realizara un control de calidad de los trabajos mencionados. Como resultado de esta parte de la investigación, el Dr. Ordaz entregó varios informes en los cuales consignó sus observaciones acerca de los trabajo presentados por el Ingeominas y el Comité AIS 300, las cuales fueron atendidas por ambas partes en la producción de resultados definitivos. Posteriormente asesoró a la Comisión en la formulación de los mapas definitivos, los cuales están basados en las porciones apropiadas de las investigaciones resumidas aquí y cuyos informes finales están siendo elaborados independientemente por el Ingeominas y el Comité AIS 300 y serán remitidos oportunamente a la Comisión.

- Como resultados de estas investigaciones sobre la amenaza sísmica se incluye en el Reglamento NSR-10 lo siguiente:

-- Tabla A.2.3-2 – Valor de Aa y de Av para las ciudades capitales de departamento.

- Figura A.2.3-1 – Zonas de Amenaza Sísmica aplicable a edificaciones para la NSR-10 en función de Aa y Av.

- Figura A.2.3-2 – Mapa de valores de Aa

- Figura A.2.3-3 – Mapa de valores de Av

- Tabla A.10.3-2 – Valor de Ae para las ciudades capitales de departamento.

- Figura A.10.3-1 – Mapa de valores de Ae

- Tabla A.12.2-2 – Valores de Ad para las ciudades capitales de departamento

- Figura A.12.2-1 – Mapa de valores de Ad

- Apéndice A-4 – Valores de Aa, Av, Ae y Ad y definición de la zona de amenaza sísmica de los municipios colombianos

- La sección A.2.4 – Efectos locales, que trata sobre la amplificación de las ondas sísmica debida al suelo subyacente de la edificación fue actualizada y modernizada para el Reglamente NSR-10. Los efectos de sitio se definen ahora por medio de coeficientes, Fa y Fv, que afectan la zona de períodos cortos (0.1 s) y períodos medios del espectro (1 s) respectivamente.

- En la sección A.2.5 – Coeficiente de importancia, donde se prescribe un mayor grado de conservatismo en el diseño sismo resistente de aquellas edificaciones que son indispensables para la atención de la emergencia y la recuperación de la comunidad con posterioridad a la ocurrencia de un sismo fuerte se actualizaron y modernizaron los grupos de uso (I, II, III y IV), incluyéndose ahora las edificaciones escolares dentro del Grupo de Uso III de edificaciones de atención a la comunidad siguiendo las tendencias mundiales al respecto. Los valores del coeficiente de importancia, I, fueron actualizados también (Tabla A.2.5-1).

- La definición del espectro de diseño (A.2.6 – Espectro de diseño) se ajustó para tener en cuenta los parámetros Aa y Av tal como se definen ahora. A diferencia del Reglamento NSR-98, ahora se presentan también, además del espectro de aceleraciones, los espectros de velocidades y de desplazamientos.

- Los requisitos para el uso de familias de acelerogramas como alternativa de diseño sismo resistente a los espectros, A.2.7 – Familias de acelerogramas, se actualizó y modernizó para que sea compatible con la definición de la amenaza sísmica que se prescribe en el Reglamento NSR-10.

- Se actualizaron y ajustaron los requisitos de A.2.9 – Estudios de microzonificación sísmica de acuerdo con las experiencias nacionales en la realización de estos estudios y los registros acelerográficos registrados en suelo blando en ciudades colombianas. En A.2.9.3.7(e) se trascribe lo requerido en el Artículo 2o del Decreto 2809 de 2000 respecto a la necesidad de recurrir a un concepto por parte de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes de los estudios de microzonificación cuando en su elaboración se han utilizado fondos de entidades de la Nación y en A.2.9.5 se sugiere armonizar los estudios de microzonificación existentes al nuevo Reglamento NSR-10.

- Se incluye una nueva sección A.2.10 – Estudios sísmicos particulares de sitio que regula la elaboración de estudios de sitio particulares para determinar los efectos de amplificación en edificaciones cuya importancia o tamaño así lo ameriten.

Capítulo A.3 – Requisitos generales de diseño sismo resistente

- La filosofía general de este capítulo se ha mantenido igual a la del Reglamento NSR-98. Se hicieron ajustes y actualizaciones en los siguientes aspectos:

- En A.3.3 – Configuración estructural de la edificación, se hizo una actualización de los sistemas estructurales permitidos y del manejo de las irregularidades con más casos de los contemplados anteriormente. Ahora se incluye un factor de castigo por falta de redundancia del sistema estructural para evitar el diseño de estructuras vulnerables sísmicamente debido a ausencia de redundancia estructural (A.3.3.8 – Ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica).

- En A.3.3.9 – Uso del coeficiente de sobrerresistencia , se introduce un nuevo parámetro para tratar adecuadamente elementos estructurales que no están en capacidad de disipar energía en el rango de respuesta inelástico como vienen haciéndolo las normas base desde hace algunos años.

- Se modernizan los requisitos de análisis, tanto estático como dinámico, incluyendo procedimientos no-lineales (A.3.4 – Métodos de análisis), teniendo en cuenta de esta manera los enormes avances que han ocurrido en las ciencias de la computación en la última década.

- En A.3.6.8 – Diafragmas, se modernizó la forma como se calculan las fuerzas inerciales que actúan en los diafragmas.

- Se permite el uso de aisladores en la base (A.3.8 – Estructuras aisladas sísmicamente en su base) y disipadores de energía (A.3.9 – Uso de elementos disipadores de energía) y se fijan los parámetros y requisitos para su uso, abriendo de esta manera la posibilidad de utilizar en el país estas técnicas muy modernas, pero haciendo referencia a los documentos apropiados para que su empleo se realice con todas las garantías del caso.

-  Las Tablas A.3-1 a A.3-4 donde se regulan los sistemas estructurales permitidos, las alturas según la zona de amenaza sísmica y los grupos de uso donde pueden utilizarse, fueron actualizadas teniendo en cuenta la amplia experiencia nacional al respecto y buscando, en varios casos, la forma de reducir costos en los sistemas estructurales que se utilizan primordialmente en vivienda de interés social. Además en todas estas tablas se incluyó el nuevo coeficiente de sobrerresistencia .

- En la Tabla A.3-5 – Mezcla de sistemas estructurales en la altura, se impone una prohibición a los sistemas de estructura rígida apoyada sobre una estructura con menor rigidez los cuales han tenido muy mal comportamiento en numerosos sismos en todo el mundo y en Colombia.

Capítulo A.4 – Método de la fuerza horizontal equivalente

- Los requisitos para este método fueron revisados y actualizados.

- En A.4.2.1 se modifica el límite máximo del período fundamental de vibración en función del período aproximado para los diferentes sistemas estructurales de resistencia sísmica, a diferencia del Reglamento NSR-98 que prescribía un valor único.

Capítulo A.5 – Método del análisis dinámico

- Los requisitos para este método de alto contenido matemático fueron revisados y actualizados especialmente teniendo en cuenta los avances recientes en las ciencias de la computación.

- La sección A.5.4.5 – Ajuste de los resultados, fue modificada para tener en cuenta las prácticas actuales en las oficinas de diseño estructural nacionales.

Capítulo A.6 – Requisitos de la deriva

- Se realizó una actualización de los requisitos de deriva con algunas simplificaciones para estructuras regulares.

- En el Reglamento NSR-10, en A.6.2.1.2, para el cálculo de los desplazamiento en el centro de masa del piso, se permite en las edificaciones de todos los grupos de usos utilizar un coeficiente de importancia I = 1.0 pero en el cálculo de las fuerzas de diseño si hay que emplear el valor de I prescrito en el Capítulo A.2.

- Ahora para edificaciones con diafragma rígido que no tengan irregularidades torsionales en planta se permite evaluar la deriva solamente en el centro de masa del diafragma (A.6.3.1.1). Cuando la estructura tiene irregularidades torsionales, la deriva debe evaluarse en todos los ejes verticales de columna y en los bordes verticales de los muros estructurales (A.6.3.1.2).

- Se introdujo en A.6.3.1.3 un procedimiento nuevo para edificaciones con base en muros estructurales por medio del cual se permite evaluar la deriva máxima en los pisos superiores utilizando la deriva tangente. Esto produce un alivio en este tipo de edificaciones que anteriormente se obligaba a rigidizarlas exageradamente cuando el sistema estructural consistía en muros únicamente.

- Los límites permisibles para la deriva, A.6.4 – Límites de la deriva, permanecen iguales a los del Reglamento NSR-98.

- La sección A.6.5 – Separación entre estructuras adyacentes por consideraciones sísmicas, se modificó de acuerdo con unas recomendaciones expedidas por la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes en el año 2007. Ahora se dan requisitos explícitos acerca de la separación entre edificaciones colindantes más acordes con la reglamentación urbana de las ciudades colombianas y para evitar la interacción nociva entre edificaciones colindantes durante un sismo.

Capítulo A.7 – Interacción suelo-estructura

- Los requisitos de este Capítulo permanecen iguales a los del Reglamento NSR-98.

Capítulo A.8 – Efectos sísmicos sobre elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica

- Los requisitos de este Capítulo permanecen iguales a los del Reglamento NSR-98 excepto en la forma como se evalúan las fuerzas sísmicas sobre los elementos en A.8.2.1.1.

Capítulo A.9 – Elementos no estructurales

- Los requisitos de este Capítulo se actualizaron con respecto a los del Reglamento NSR-98 teniendo en cuenta la aplicación de ellos a partir de 1998.

- En A.9.3.1 se insiste en las responsabilidades del constructor y el supervisor técnico asociadas con la construcción adecuada de estos elementos no estructurales de fundamental importancia en la defensa de la vida ante la ocurrencia de un sismo fuerte.

- Se modificó A.9.4.2.1 – Aceleración en el punto de soporte del elemento, utilizando un procedimiento más preciso para estimar estas aceleraciones causadas por el sismo.

Capítulo A.10 – Evaluación e intervención de edificaciones construidas antes de la vigencia de la presente versión dej reglamento

- Este Capítulo fue actualizado con respecto al del Reglamento NSR-98. Las principales modificaciones son las siguientes:

- Ahora contempla los siguientes casos:

-- A.10.1.3.1 – Reparaciones y cambios menores,

-- A.10.1.3.2 – Cambio de uso,

-- A.10.1.3.3 – Vulnerabilidad sísmica,

-- A.10.1.3.4 – Modifi ca ciones,

-- A.10.1.3.5 – Reforzamiento estructural, y

-- A.10.1.3.6 – Reparación de edificaciones dañadas por sismos.

- Dentro de la sección A.10.2 – Estudios e investigaciones requeridas, se modifica la forma como se califica la estructura existente en A.10.2.2 – Estado del sistema estructural, con una variación importante en la asignación de los factores  y  (véase la Tabla A.10.4-1). Este cambio permite asignar comparativamente una mayor resistencia efectiva a las edificaciones más modernas y en mejor estado de mantenimiento.

- Se introduce una sección nueva A.10.3 – Movimientos sísmicos de diseño con seguridad limitada, donde se definen unos movimientos sísmicos de diseño con un período promedio de retorno más corto correspondiente a una probabilidad de excedencia del 20% en 50 años (a diferencia de un 10% en 50 años para todas las otras edificaciones como se definen en el Capítulo A.2). Estos movimientos sísmicos de diseño alternos pueden emplearse en edificaciones existentes declaradas como patrimonio histórico donde pueda haber gran dificultad en poder cumplir las fuerzas sísmicas de diseño de estructuras convencionales. En esta nueva sección se define un espectro de diseño de seguridad limitada en función del parámetro de amenaza sísmica Ae obtenido también en el estudio de amenaza sísmica. La sección incluye el mapa correspondiente y los valores de Ae para las ciudades capitales de departamento y se incluyen dentro del listado para todos los municipios colombianos del Apéndice A-4

- En A.10.4 – Criterios de evaluación de la estructura existente, se hace una actualización y coordinación con los requisitos del Reglamento NSR-10 para edificaciones existentes, aunque el enfoque y filosofía es igual al del Reglamento NSR-98.

-- La sección A.10.9 – Rehabilitación sísmica, se actualiza. Prescribe los requisitos a cumplir en:

-- A.10.9.2.1 – Intervención de edificaciones indispensables y de atención a la comunidad

-- A.10.9.2.2 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas dentro de la vigencia del Reglamento NSR-98 de la Ley 400 de 1997,

-- A.10.9.2.3 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas dentro de la vigencia del Decreto 1400 de 1984,

-- A.10.9.2.4 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas antes de la vigencia del Decreto 1400 de 1984, y

-- A.10.9.2.5 – Edificaciones declaradas como patrimonio histórico

- La sección A.10.10 – Reparación de edificaciones dañadas por sismos, había sido introducida al Reglamento NSR-98 por medio del Decreto 2809 del año 2000. Para el Reglamento NSR-10 se ha actualizado y modificado con las experiencia reales obtenidas durante la atención de los daños ocurridos con el sismo del Quindío de enero 25 de 1999 que afectó la zona cafetera y especialmente las ciudades de Armenia y Pereira, el sismo de Pizarro del 15 de noviembre de 2004 que afectó la ciudad de Cali y el sismo de Quetame del 24 de mayo de 2008 que causó daños en la ciudad de Bogotá.

Capítulo A.11 – Instrumentación sísmica

- Este Capítulo no sufrió mayores modificaciones para el Reglamento NSR-10. No obstante se discutió en el seno de la Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes la forma por medio de la cual se hiciese más efectivo dado que se ha presentado incumplimiento sistemático de sus exigencias por parte de los constructores. Por esta razón, se introdujo la nueva sección A.11.1.3.2, donde se indica que es un requisito indispensable para la obtención de la licencia de construcción y el permiso de ocupación que define el Decreto 564 de 2006.

Capítulo A.12 – Requisitos especiales para edificaciones indispensables de los Grupos de Uso III y IV

- En el Reglamento NSR-10, los requisitos de este Capítulo deben aplicarse también a las edificaciones del Grupo de Uso III.

- Además se actualizó en los aspectos asociados con los movimientos sísmicos del umbral de daño (A.12.2) cuyo período de retorno promedio fue modificado para incrementar su efectividad.

- En A.12.2 – Movimientos sísmicos del umbral de daño, los valores del parámetro de amenaza sísmica para el umbral de daño, Ad, fueron parte de la actualización de la amenaza sísmica en el país y se encuentra presentados en un mapa y una tabla para las capitales de departamento y se incluyen dentro del listado para todos los municipios colombianos del Apéndice A-4.

- Los requisitos de A.12.5.3 – Límites de la deriva para el umbral de daño, se ajustaron al nuevo período de retorno promedio.

Capítulo A.13 – Definiciones y nomenclatura del Título A

- Se actualizó y se incluyeron nuevas definiciones de términos introducidos en el Reglamento NSR-10.

Apéndice A-1 – Recomendaciones sísmicas para algunas estructuras que se salen del alcance del

- Este Apéndice que es de carácter informativo y no obligatorio se mantiene esencialmente igual en el Reglamento NSR-10.

- En A-1.1.1 – Propósito, se hace referencia a la nueva norma de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica: “Norma AIS-180 – Requisitos de diseño sismo resistente para algunas estructuras diferentes a edificaciones” la cual contiene guías más amplias que lo contenido en este Apéndice para estructuras que se salen del alcance del Reglamento NSR-10.

Apéndice A-2 – Recomendaciones para el cálculo de los efectos de interacción dinámica suelo- estrtuctura

- Este Apéndice se mantiene esencialmente igual en el Reglamento NSR-10.

Apéndice A-3 – Procedimiento no lineal estático de plastificación progresiva “Push-over”

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10, no es de carácter obligatorio y se ha incluido con el fin de que se estudie preliminarmente para poderlo adoptar en ediciones futuras del Reglamento, si se considera conveniente.

- Los requisitos alternos sugeridos en él provienen del documento NEHRP 2006⁽³⁶⁾.

Apéndice A-4 – Valores de Aa, Av, Ae y Ad y definición de la zona de amenaza sísmica de los municipios CcQMmbMKo

- Los valores contenidos en este Apéndice fueron actualizados según los resultados de la nueva evaluación de amenaza sísmica del país.

Título B – Cargas

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité B del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1981.

Documentos base (Reglamento 1984) – ANSI A.58-82⁽²⁰⁾ y Norma AIS 100-83⁽²⁵⁾

Documentos base (Reglamento NSR-98) – ANSI/ASCE 7-95⁽²¹⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾

Documentos base (Reglamento NSR-10) – ASCE/SEI 7-05⁽²²⁾, IBC-2009⁽⁴⁰⁾, ACI-IPS- 1⁽⁷⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Se han hecho los requisitos más acordes con el documento ASCE 7-05⁽²²⁾, sobre cuya versión de 1995⁽²¹⁾ estaba basado este Título en el Reglamento NSR-98, lo cual ha incluido los siguientes aspectos. Para el Reglamento NSR-10 se tuvo en cuenta además del documento ASCE 7-05, el documento ACI IPS-1⁽⁷⁾, el cual fue desarrollado en Colombia a través de un convenio suscrito por el American Concrete Institute – ACI con Icontec y la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS. Las actualizaciones más importantes son:

Capítulo B.1 – Requisitos generales

- Se incluyó una nueva sección B.1.4 – Trayectorias de cargas para insistir sobre la importancia de una integridad estructural.

Capítulo B.2 – Combinaciones de carga

- En B.2.3 – Combinaciones de carga para ser utilizadas con el método de esfuerzos de trabajo o en las verificaciones del estado límite de servicio, las combinaciones de carga dadas allí se actualizaron a las contenidas en el documento ASCE 7-05⁽²²⁾.

- En B.2.4 – Combinaciones de cargas mayoradas usando el método de resistencia, las combinaciones de carga dadas allí se actualizaron a las contenidas en el documento ASCE 7-05⁽²²⁾ las cuales son las mismas para todos los materiales estructurales que se diseñan por el método de resistencia (concreto estructural, mampostería estructural y estructuras metálicas). Así mismo son las utilizadas en el documento ACI 318-08⁽¹¹⁾ sobre el cual está basado el Titulo C del Reglamento NSR-10.

Capítulo B.3 – Cargas muertas

- En la sección B.3.2 – Masas y pesos de los materiales, se revisaron todos los valores consignados en la Tabla B.3.2-1.

- En la sección B.3.4 – Elementos no estructurales, se adoptó una división novedosa para los elementos no estructurales la cual permite calcular las cargas producidas por estos elementos de una forma más simple y segura:

-- B.3.4.1 – Elementos no estructurales horizontales, y
-- B.3.4.2 – Elementos no estructurales verticales.

- Se introdujo una nueva sección B.3.4.3 – Valores mínimos alternativos para cargas muertas de elementos no estructurales, la cual cubre los casos más comunes para estas cargas.

- Se incluyó la sección B.3.6 – Consideraciones especiales, para insistir en la responsabilidad del constructor y el supervisor técnico acerca de que los valores de estas cargas correspondan a las utilizadas en el diseño.

- En todo el Capítulo se colocaron referencias a las cargas utilizando el sistema métrico mks.

Capítulo B.4 – Cargas vivas

- En la sección B.4.2.1 – Cargas vivas requeridas se revisaron todos los valores para las cargas vivas, según el uso de la edificación, consignados en la Tabla B.4.2.1-1 – Cargas vivas mínimas uniformemente distribuidas. Así mismo se revisaron los valores de la Tabla B.4.2.1-2 – Cargas vivas mínimas en cubiertas.

- Igualmente se revisaron los valores dados en la sección B.4.2.2 – Empuje en pasamanos y antepechos, haciéndolos más seguros y de acuerdo con reglamentaciones internacionales.

- Los requisitos de las secciones B.4.3 – Carga parcial, B.4.4 – Impacto, B.4.5 – Reducción de la carga viva, B.4.6 – Puente grúas, y B.4.7 – Efectos dinámicos, se mantuvieron iguales a los del Reglamento NSR-98.

- Se incluyó una nueva sección B.4.8 – Cargas empozamiento de agua y de granizo, para evitar el colapso en estructuras de cubierta livianas causadas ya sea por agua lluvia o por granizo, y se asignaron las responsabilidades correspondientes entre los diferentes profesionales que intervienen en el diseño de estas estructuras. La carga de granizo debe tenerse en cuenta en todos los sitios del país con altura mayor de 2000 m sobre el nivel del mar, o donde las autoridades municipales así lo exijan.

Capítulo B.5 – Empuje de tierra y presión hidrostática

- Este Capítulo se mantiene sin modificación del Reglamento NSR-98.

Capítulo B.6 – Fuerzas de viento

- Este Capítulo fue actualizado.

- En B.6.1.1 – Procedimientos permitidos, se indican como tales:

-- Método 1 – Procedimiento Simplificado, para edificios que cumplan los requisitos especificados en la sección B.6.4,

-- Método 2 – Procedimiento Analítico, para edificios que cumplan los requisitos especificados en la sección B.6.5 y

-- Método 3 – Procedimiento de Túnel de Viento como se especifica en la sección B.6.6.

- El resto del Capítulo contiene los requisitos detallados para la evaluación de las fuerzas producidas por el viento en todo el país.

- En la Figura B.6.4-1 se incluye el mapa de amenaza eólica, el cual corresponde al mismo contenido en el Reglamento NSR-98, con pequeños ajustes.

- En las figuras siguientes se presentan guías y ayudas gráficas para determinar las fuerzas del viento en numerosos casos.

Título C – Concreto estructural

Ficha técnica:
Desarrollado y mantenido por el Subcomité C del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1981.
Documentos base (Reglamento 1984) – Blume, et al ⁽²⁹⁾, ACI 318-77⁽⁷⁾, ACI 318-83⁽²⁾, Norma Icontec 2000⁽⁴¹⁾ y Norma AIS 100-83⁽²⁵⁾
Documentos base (Reglamento NSR-98) – ACI 318-89⁽³⁾, ACI 318-95⁽⁴⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾
Documentos base (Reglamento NSR-10) – ACI 318-99⁽⁶⁾, ACI 318-02⁽⁸⁾, ACI 318-05⁽⁹⁾, ACI 318-08⁽¹¹⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

El diseño y construcción de estructuras de concreto reforzado y preesforzado se ha realizado en el país, aún antes de la expedición de la primera normativa de construcción sismo resistente en 1984, utilizando el documento ACI 318 del Instituto Americano del Concreto (American Concrete Institute – ACI) el cual tuvo su primera versión en el año 1908. En el año 1977 el Instituto Colombiano de Productores de Cemento – ICPC, pagó al ACI por los derechos de traducción de este documento y se realizó una traducción oficial de él, la cual fue utilizada por el Icontec para expedir la norma Icontec 2000⁽⁴¹⁾ la cual a su vez se empleó como base, con las modificaciones introducidas en el ACI 318-83⁽²⁾, para el Título C del Decreto 1400 de 1984. Para el Reglamento NSR-98 se utilizaron las versiones ACI 318-89⁽³⁾ y ACI 318-95⁽⁴⁾. Con posterioridad a la expedición del Reglamento NSR-98 el ACI ha publicado nuevas versiones del ACI 318 en 1999⁽⁶⁾, 2002⁽⁸⁾, 2005⁽⁹⁾ y 2008⁽¹¹⁾. Por lo tanto el Reglamento NSR-98 está atrasado cuatro versiones con respecto al documento base ACI 318. Para el Reglamento NSR-10 se subsana esta situación, incorporando todos los cambios a que se hace referencia en ellas. Para su utilización en el Reglamento NSR-10 la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica pagó y obtuvo los derechos de reproducción del documento ACI 318S-08⁽¹¹⁾ (en español) del American Concrete Institute – ACI.

Para el tema de diseño sismo resistente de estructuras de concreto reforzado, este se inicia con el tratado de Blume, Newmark y Corning⁽²⁹⁾, el cual publica con base en amplias investigaciones experimentales por primera vez los principios del diseño sismo resistente de estructuras de concreto reforzado. Estos principios son llevados al documento ACI 318 por primera vez como un apéndice en la versión de 1971. Lo contenido actualmente en el ACI 318-08⁽¹¹⁾ corresponde a los requisitos más modernos y efectivos en el tema a nivel mundial.

La actualización del Título C del Reglamento NSR-10 comprendió los siguientes aspectos:

Capítulo C.1 – Requisitos generales

- En C.1.1.8 se indica que se permite utilizar el documento IPS-1⁽⁷⁾ (o ACI 314) para el diseño simplificado de estructuras de concreto de menos de cinco pisos o menos de 3 000 m² de área.

- En C.1.1.10 – Disposiciones para resistencia sísmica, se indica cómo se coordina el Título C del Reglamento NSR-10 con el Título A de diseño sismo resistente.

Capítulo C.2 – Notación y definiciones

- En C.2.1 – Notación del Título C del Reglamento NSR-10, se actualizan todos los términos técnicos empleados en el Título C. Toda la nomenclatura y definición de las variables se actualizó y racionalizó.

- En C.2.2 – Definiciones, se incluye el término de inglés que se está definiendo entre paréntesis para facilitar la aplicación de este título del Reglamento NSR-10.

Capítulo C.3 – Materiales

- En C.3.1 – Ensayos de materiales, se indican las responsabilidades del constructor y del supervisor técnico respecto a la calidad de los materiales utilizados en construcción en concreto reforzado y como coordina el Título C con el Título I del Reglamento NSR-10.

- En C.3.2 – Materiales cementantes, se definen los cementos de acuerdo con los cementos que se producen en Colombia.

- En C.3.5 – Acero de refuerzo, se ajusta el documento ACI 318 a la práctica nacional de la siguiente forma:

-- Las barras corrugadas de acero deben cumplir la norma técnica colombiana NTC 2289 en todo el territorio nacional.
-- No se permite el uso de acero corrugado de refuerzo fabricado bajo las norma NTC 245, ni ningún otro tipo de acero que haya sido trabajado en frío o trefilado.

-- El refuerzo liso solo se permite en estribos, refuerzo de retracción y temperatura o refuerzo en espiral y no puede utilizarse como refuerzo longitudinal a flexión, excepto cuando conforma mallas electrosoldadas.

-- Se permiten barras de refuerzo galvanizadas que cumplan con NTC 4013.

-- Los alambres y el refuerzo electrosoldado de alambre recubiertos con epóxico deben cumplir con ASTM A884M.

-- Se permite utilizar pernos con cabeza y sus ensamblajes, los cuales deben cumplir con ASTM A1044M

-- Se incluye la sección C.3.5.10 – Evaluación y aceptación del acero de refuerzo, la cual no existe en el ACI 318, para exigir dentro del país control de calidad del acero de refuerzo.

- En C.3.8 – Normas citadas, se relacionan todas las normas NTC expedidas por el Icontec y en su defecto la norma correspondiente de la ASTM.

Capítulo C.4 – Requisitos de durabilidad

- Este Capítulo fue reorganizado haciéndolo más claro y fácil de usar.

- En C.4.2 – Categorías y clases de exposición, se definen las características de los ambientes que puedan producir problemas al concreto y en C.4.3 – Requisitos para mezclas de concreto como ajustar la dosificación del concreto para prevenir su deterioro por aspectos ambientales.

Capítulo C.5 – Calidad del concreto, mezclado y colocación

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

- En C.5.3.2 – Resistencia promedio requerida, se introducen dos nuevas ecuaciones para determinar la resistencia del concreto cuando esta es mayor de 35 MPa.

- En C.5.6.2.4 se permite ahora el uso de probetas (cilindros) de formato estándar (300 mm de alto y 150 mm de diámetro) y de formato más pequeño (200 mm de alto y 100 mm de diámetro) lo cual facilita el control de calidad de los concretos.

- Ahora se permite en C.5.6.6 – Concreto reforzado con fibra de acero este tipo de refuerzo para cortante.

Capítulo C.6 – Cimbras y encofrados, embebidos y juntas de construcción

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

Capítulo C.7 – Detalles del refuerzo

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

Capítulo C.8 – Análisis y diseño – Consideraciones generales

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

- En C.8.4 – Redistribución de momentos en elementos continuos sometidos a flexión, ahora se permite aumentar o disminuir tanto los momentos positivos como los momentos negativos, mientras que en el Reglamento NSR-98 solo se permitía para estos últimos.

- Ahora se permite el uso de agregados livianos como se definen en C.8.6 – Concreto liviano.

- Se introduce una nueva sección C.8.8 – Rigidez efectiva para determinar las deflexiones laterales, que fija los parámetros a utilizar en el cálculo de las derivas (Capítulo A.6) causadas por fuerzas sísmicas en estructuras de concreto reforzado.

- La sección C.8.13 – Viguetas en losas nervadas, se ajustó a la práctica nacional, la cual es diferente de la práctica norteamericana para este tipo de elementos.

Capítulo C.9 – Requisitos de resistencia y funcionamiento

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98. La actualizaciones más importantes son las siguientes:

- En C.9.2 – Resistencia requerida, se actualizan todas las ecuaciones de combinación y mayoración de cargas. Estas ecuaciones están coordinadas con las prescritas en el Título B. Dado que estás ecuaciones conducen a valores menores de la resistencia requerida, lo cual se compensa con valores más bajos del coeficiente de reducción de resistencia  se incluye una advertencia al respecto en B.2.4.1.

En C.9.3 – Resistencia de diseño, se presentan los nuevos valores del coeficiente de reducción de resistencia

Capítulo C.10 – Flexión y cargas axiales

- En este Capítulo se presenta una de las mayores variaciones en el documento ACI 318 consistente en cambiar el uso de la cuantía balanceada para determinar el comportamiento de los elementos a flexión por el uso de la deformación unitaria en el acero de refuerzo localizado en la zona de tracción del elemento, lo cual se conoce mundialmente como la teoría unificada dado que es utilizable tanto en concreto reforzado como en concreto preesforzado. Este cambio se presenta en la sección C.10.3 – Principios y requisitos generales.

- En C.10.6 – Distribución del refuerzo de flexión en vigas y losas en una dirección, se modifican los requisitos de distribución del refuerzo en zonas de tracción, lo cual disminuye la fisuración en este tipo de elementos.

- En C.10.8 – Dimensiones de diseño para elementos a compresión (columnas), se retiran las secciones mínimas para columnas, las cuales se habían quitado desde la versión de 1971 del ACI 318. Para las estructuras permitidas en zonas de amenaza sísmica intermedia y alta se mantienen unas secciones mínimas. Este cambio permite menores costos en las estructuras de concreto reforzado localizadas en zonas de amenaza sísmica baja.

- En C.10.9 – Límites del refuerzo de elementos a compresión (columnas), se reduce la cuantía máxima permisible en columnas al 4% del área de la sección para evitar excesiva congestión del acero de refuerzo longitudinal en las columnas.

- Los requisitos de esbeltez para columnas, C.10.10 – Efectos de esbeltez en elementos a compresión, fueron modernizados permitiendo ahora un mayor y mejor uso de programas de computador modernos.

- En C.10.12 – Transmisión de cargas de las columnas a través de losas de entrepiso, se incluyen los resultados de una investigación reciente realizada por un ingeniero colombiano en la Universidad de Alberta, Canadá.

Capítulo C.11 – Cortante y torsión

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98. La actualizaciones más importantes son las siguientes:

- Todas las ecuaciones del Capítulo se pasan de esfuerzos a fuerzas, lo cual permite identificar más fácilmente el área sobre la cual aplica el esfuerzo a que hace referencia la ecuación.

- El uso del refuerzo mínimo a cortante se aclara en C. 11.4.6 – Refuerzo mínimo a cortante.

Capítulo C.12 – Longitudes de desarrollo y empalmes del refuerzo

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

Capítulo C.13 – Sistemas de losa en una y dos direcciones

- Este Capítulo en el ACI 318 hace referencia únicamente a losas en dos direcciones. Tradicionalmente desde la versión del Reglamento colombiano de 1984 este Capítulo ha cubierto las losas en una y dos direcciones como se emplean en el país debido a que difieren notablemente de la forma como se construyen en Norteamérica.

- Adicionalmente el Reglamento NSR en sus versiones de 1998 y esta nueva versión 2010, restringen el uso de sistemas losa-columna, incluyendo el reticular celulado, donde la losa reemplaza la viga debido al muy mal comportamiento sísmico de estos sistemas en el país y en el exterior.

- La sección C.13.8 – Métodos plásticos de análisis y diseño, permite el uso de metodologías más modernas que las tradicionales en el diseño de sistemas de losa.

- La sección C.13.9 – Losas en dos direcciones apoyadas sobre muros o vigas rígidas, incluyendo las Tablas C.13.9-1 a C.13.9-4, no existe en el documento ACI 318-08⁽¹¹⁾, es de gran utilidad para los sistemas nacionales de losa y proviene de la misma fuente, pero de la versión de 1963.

Capítulo C.14 – Muros

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

Capítulo C.15 – Cimentaciones

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98.

- La sección C.15.11 – Pilotes y cajones de cimentación, se ajustó a la práctica nacional y se coordinó con los requisitos al respecto del Título A del Reglamento.

- Igualmente la sección C.15.13 – Vigas de amarre de la cimentación, se ajustó a la práctica nacional y se coordinó con los requisitos al respecto del Título A del Reglamento.

Capítulo C.16 – Concreto prefabricado

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98. Hace referencia a elementos de concreto que se fabrican en un lugar diferente de su posición final en la estructura.

Capítulo C.17 – Elementos compuestos concreto-concreto sometidos a flexión

- Este Capítulo fue actualizado pero mantiene el mismo enfoque que en el Reglamento NSR-98. Hace referencia a elementos de concreto que se construyen por etapas.

Capítulo C.18 – Concreto preesforzado

- Este Capítulo fue actualizado. Las modificaciones más importantes son las siguientes:

- En C.18.3 – Suposiciones de diseño, se introduce el concepto de Clase U, Clase T o Clase C en función de esfuerzo calculado en la fibra extrema en tracción en la zona precomprimida en tracción, calculada para cargas de servicio.

- En C.18.4 – Requisitos de funcionamiento – Elementos sometidos a flexión, se hicieron ajustes y precisiones respecto a los esfuerzos admisible en condiciones de servicio para los elementos preesforzados.

- La sección C.18.13 – Zona de anclaje de tendones postensados, se actualizó.

- La sección C.18.22 – Postensado externo, es nueva y de gran utilidad en la reparación y rehabilitación de edificaciones.

Capítulo C.19 – Cáscaras y losas plegadas

- Este Capítulo fue actualizado.

Capítulo C.20 – Evaluación de la resistencia de estructuras existentes

- Este Capítulo fue actualizado. Es de gran utilidad para establecer la seguridad de estructuras cuando existen dudas sobre su resistencia y también para definir aspectos importantes en la intervención de edificaciones existentes.

Capítulo C.21 – Requisitos de diseño sismo resistente

- Este Capítulo fue actualizado. Las modificaciones más importantes son las siguientes:

- Todos los requisitos de este Capítulo, tal como lo trae el ACI 318-08⁽¹¹⁾, se ajustaron a las prescripciones del Título A de diseño sismo resistente del Reglamento NSR-10. El ajuste más importante al respecto consiste en la aplicación de las capacidades de disipación de energía en el rango inelástico (Disipación Mínima – DMI, Disipación Moderada – DMO y Disipación Especial – DES), lo cual se aclara en la sección C.21.1.1 – Alcance.

- Debe tenerse en cuentas que los requisitos de detallado para disipación especial, DES, pueden utilizarse en todas las zonas de amenaza sísmica del país, los de disipación moderada, DMO, solo pueden utilizarse en zonas de amenaza sísmica intermedia y baja, y los de disipación mínima, DMI, solo se pueden utilizar en las zonas de amenaza sísmica baja.

- Es importante anotar que los requisitos que tradicionalmente ha tenido el Reglamento colombiano para estructuras con capacidad moderada de disipación de energía DMO son más estrictos que los requisitos homólogos del documento ACI 318. La razón para esto es que las dos ciudades más pobladas del país, Bogotá y Medellín, se encuentran localizadas muy cerca de la frontera que distingue las zonas de amenaza sísmica alta e intermedia. Por esta causa el enfoque para dar mayor capacidad de disipación de energía en las estructuras con requisitos DMO se deriva de los de disipación especial DES a diferencia del ACI 318 donde se derivan como un aumento muy menor, a juicio de los expertos nacionales en el tema, de los requisitos de disipación mínima DMI. Esta posición es compartida por la Comisión Asesora para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes.

- El Capítulo se reordenó y sus requisitos van ahora en orden ascendiente de disipación mínima, DMI, pasando por disipación moderada, DMO, y terminando al final del Capítulo en disipación especial, DES.

- En C.21.1.4 – Concreto en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES), se dan los requisitos para el concreto a utilizar en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada, DMO, y especial, DES. En C.21.1.5 – Refuerzo en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES), se dan los requisitos homólogos para el acero de refuerzo.

- C.21.2 – Pórticos ordinarios resistentes a momento con capacidad mínima de disipación de energía (DMI), contiene los requisitos que aplican a las estructuras con capacidad de disipación de energía mínima (DMI). Fueron reorganizado y actualizados.

- Los requisitos de C.21.3 – Pórticos intermedios resistentes a momento con capacidad moderada de disipación de energía (DMO), se revisaron y actualizaron pero manteniendo la misma filosofía del Reglamento NSR-98, como se explicó anteriormente.

- La sección C.21.3.6 – Resistencia mínima a flexión de las columnas de pórticos con capacidad moderada de disipación de energía (DMO), es nueva para este tipo de disipación de energía la cual obliga a cumplir el principio de viga débil columna fuerte, de fundamental importancia en la respuesta ante solicitaciones sísmicas de la estructura.

- La sección C.21.4 – Muros estructurales intermedios con capacidad moderada de disipación de energía (DMO), se actualizó y se coordinó con los requisitos para disipación especial, DES. Ahora trae una manera novedosa de definir si hay necesidad de utilizar elementos de borde en el muro por procedimientos basados en desplazamiento cuando las deformaciones unitarias en esta zona indican que el concreto puede fallar por compresión excesiva.

- Las secciones C.21.5 – Elementos sometidos a flexión en pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES), y C.21.6 – Elementos sometidos a flexión y carga axial pertenecientes a pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES) se actualizan. En C.21.6.4.3 se introduce un procedimiento nuevo para calcular el espaciamiento e los estribos de confinamiento de las columnas.

- La sección C.21.7 – Nudos en pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES), se actualiza.

- Se introduce la nueva sección C.21.8 – Pórticos especiales resistentes a momento construidos con concreto prefabricado con capacidad especial de disipación de energía (DES), para pórticos prefabricados especiales.

- La sección C.21.9 – Muros estructurales especiales y vigas de acople con capacidad especial de disipación de energía (DES), se actualizó y ahora trae una manera novedosa de definir si hay necesidad de utilizar elementos de borde en el muro por procedimientos basados en desplazamiento cuando las deformaciones unitarias en esta zona indican que el concreto puede fallar por compresión excesiva y ahora permite el uso de refuerzo en diagonal en las vigas de acople entre muros.

- Se introduce la nueva sección C.21.10 – Muros estructurales especiales construidos usando concreto prefabricado con capacidad especial de disipación de energía (DES), para muros prefabricados especiales.

- Las secciones C.21.11 – Diafragmas y cerchas estructurales asignadas a la capacidad especial de disipación de energía (DES) y C.21.12 – Cimentaciones de estructuras asignadas a la capacidad especial de disipación de energía (DES) se actualiza.

- Se introduce una nueva sección C.21.13 – Elementos que no se designan como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas, para el diseño de los elementos de concreto reforzado que no hacen parte el sistema estructural de resistencia ante fuerzas sísmicas.

Capítulo C.22 – Concreto estructural simple

- Este Capítulo fue actualizado.

Capítulo C.23 – Tanques y estructuras de ingeniería ambiental de concreto

- En el Reglamento NSR-98 se había introducido un Capítulo para el diseño de tanques en edificaciones. Dado que era la única referencia nacional aplicable al diseño de estructuras de ingeniería ambiental, a pesar que éstas se salen del alcance del Reglamento. Para el Reglamento NSR-10 se decidió modernizar y actualizar este capítulo para incluir las estructuras propias de ingeniería ambiental. Con esto se está realizando un aporte importante para el correcto diseño y construcción de plantas de tratamiento de agua potable y disposición de aguas residuales en el territorio nacional.

- El Capítulo C.23 del Reglamento NSR-10 está basado en el documento ACI 350M-06⁽¹⁰⁾ especializado en estructuras de ingeniería ambiental de concreto.

- En el Capítulo C.23 se indican las secciones del resto del Título C que varían para su uso en estructuras ambientales.

Apéndice C-A – Modelos Puntal-Tensor

- Este Apéndice es nuevo. Corresponde a la normalización del “método de la biela” de inspiración europea y aplicable al diseño de elementos donde la teoría general de flexión no es válida. Su texto proviene del ACI 318-08⁽¹¹⁾.

Apéndice C-B – Disposiciones alternativas de diseño para elementos de concreto reforzado y preesforzado sometidos a flexión y a compresión

- Este Apéndice es nuevo y permite el uso de los requisitos de cuantía máxima basada en una fracción de la cuantía balanceada que se empleaban para elementos a flexión en el Reglamento de 1984 y en el NSR-98.

Apéndice C-C – Factores de carga y reducción de la resistencia alternativos

- Este Apéndice es nuevo y permite el uso de las ecuaciones de combinación de carga y los factores de reducción de resistencia $que se empleaban en el Reglamento de 1984 y en el NSR-98.

Apéndice C-D – Anclaje al concreto

- Este Apéndice es nuevo y da los requisitos de diseño para anclajes. Su texto proviene del ACI 318-08⁽¹¹⁾.

- Este apéndice se refiere tanto a los anclajes preinstalados antes de la colocación del concreto como a anclajes postinstalados.

- No se incluyen insertos especiales, tornillos pasantes, anclajes múltiples conectados a una sola platina de acero en el extremo embebido de los anclajes, anclajes pegados o inyectados con mortero, ni anclajes directos como pernos o clavos instalados neumáticamente o utilizando pólvora.

Apéndice C-E – Información acerca del acero de refuerzo

- Este Apéndice es nuevo y enumera las características del acero de refuerzo empleado en el Reglamento NSR-10.

Apéndice C-F – Equivalencia entre el sistema SI, el sistema mks, y el sistema inglés de las ecuaciones no homogéneas del Título C del Reglamento

- Este Apéndice es nuevo y da la equivalencia de las ecuaciones del Título C del Reglamento NSR-10 entre diferentes sistemas de unidades.

Apéndice C-G – Información acerca del acero de refuerzo
- Este Apéndice existía en el Reglamento NSR-98 y fue revisado y actualizado para el Reglamento NSR-10.

Título D – Mampostería estructural

Ficha técnica:
Desarrollado y mantenido por el Subcomité D del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1983.
Documentos base (Reglamento 1984) – Yamín, et al⁽⁵⁰⁾, UBC-79⁽³⁸⁾, y Norma AIS 100-83⁽²⁵⁾
Documentos base (Reglamento NSR-98) – ACI 530-95/ASCE 5-95/TMS 402-95⁽⁵⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾
Documentos base (Reglamento NSR-10) – ACI 530-08/ASCE 5-08/TMS 402-08⁽¹²⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

El diseño y construcción de estructuras de mampostería reforzada era nuevo en el país cuando se expidió el Reglamento de 1984. En el momento existían algunos documentos de cómo utilizar el ladrillo de arcilla producido en el país con fines estructurales. El Reglamento de 1984 incluyó un Título de diseño y construcción de mampostería de bloque de perforación vertical de inspiración norteamericana⁽³⁸⁾ y requisitos para el diseño y construcción de mampostería confinada inspirados por la experiencia nacional en este tipo de mampostería y con base en los resultados de ensayos experimentales nacionales⁽⁵⁰⁾ y extranjeros, principalmente mexicanos. Para la producción del Reglamento NSR-98 y la actualización al NSR-10, se cuenta con una amplia bibliografía nacional sobre este sistema estructural y numerosos ensayos experimentales realizados en varias universidades del país.

Para el tema de diseño sismo resistente de estructuras de mampostería reforzada, este se reafirma con el tratado de Englekirk y Hart⁽³²⁾. Estos principios son llevados al documento ACI 530. Lo contenido actualmente en el ACI 530-08⁽¹²⁾ corresponde a los requisitos más modernos y efectivos en el tema a nivel mundial.

La actualización del Título D del Reglamento NSR-10 comprendió los siguientes aspectos:

Capítulo D.1 – Requisitos generales

- Este Capítulo permanece sin modificación con respecto al del Reglamento NSR-98.

Capítulo D.2 – Clasificación, usos, normas, nomenclatura y definiciones

- En D.2.1 – Clasificación de la mampostería estructural, se indican los tipos de mampostería estructural que reconoce el Reglamento NSR-10:

-- Mampostería de cavidad reforzada sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.6.

-- Mampostería reforzada sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.7.

-- Mampostería parcialmente reforzada sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.8.

-- Mampostería no reforzada sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.9. Este sistema estructural está restringido a algunas regiones de las zonas de amenaza sísmica baja.

-- Mampostería de muros confinados sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.10.

-- Mampostería de muros diafragma sus requisitos se encuentran en el Capítulo D.11.

- Mampostería reforzada externamente sus requisitos se encuentran en el nuevo Capítulo D.12 y se trata de un sistema que no estaba incluido dentro del Reglamento NSR-98 y es nuevo en el NSR-10.

- En el resto del Capítulo se actualizó la nomenclatura, las definiciones y las normas NTC y ASTM de fabricación de los materiales de la mampostería.

Capítulo D.3 – Calidad de los materiales en la mampostería estructural

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- En D.3.4 – Mortero de pega, se introduce un nuevo tipo de mortero H para aplicaciones de mayor altura donde se demande mayor resistencia del mortero.

Capítulo D.4 – Requisitos constructivos para mampostería estructural

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- En D.4.2.5.2 – Longitud de desarrollo, se modifica parcialmente la expresión de longitud de desarrollo por una expresión más moderna.

- En D.4.5.11.1 – Refuerzo horizontal de junta para muros de mampostería, se indica ahora que el refuerzo de junta puede ser parte del refuerzo que resiste esfuerzos cortantes en el plano del muro.

- Se introduce una sección nueva D.4.10 – Curado de muros de mampostería.

Capítulo D.5 – Requisitos generales de análisis y diseño

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- Se introduce una nueva sección D.5.1.5.3 – Valores de $ para esfuerzos de aplastamiento, la cual reemplazó la sección D.5.1.5.3 – Valores de $ para el refuerzo, la cual no es necesaria en el Reglamento NSR-10.

- La expresión para el módulo de elasticidad del mortero de relleno en D.5.2.1.3 fue modificada por una expresión que se ajusta mejor a los resultados experimentales nacionales.

- En D.5.5.1 – Máxima resistencia axial teórica, el coeficiente de la expresión para la máxima carga axial fue modificado de 0.85 a 0.80 de acuerdo con el valor en el documento ACI 530-08⁽¹²⁾.

- De igual forma y por la misma razón la expresión de la sección D.5.5.2 – Reducción de resistencia axial por esbeltez y las expresiones de la Tabla D.5.8-2 – Valor del cortante nominal resistido por la mampostería, Vm, fueron modificadas.

- En D.5.8.4.3, se permite ahora dentro del refuerzo que resiste esfuerzos cortantes incluir el refuerzo de junta, pero con una eficiencia de solo el 35%.

Capítulo D.6 – Mampostería de cavidad reforzada

- Este Capítulo permanece igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo D.7 – Mampostería reforzada construida con unidades de perforación vertical

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- En D.7.2.1.1 – Muros de mampostería reforzada con capacidad especial de disipación de energía (DES), se incluyen requisitos adicional para poder clasificar este tipo de mampostería como de disipación especial.

Capítulo D.8 – Mampostería parcialmente reforzada construida con unidades de perforación vertical

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- En D.8.2.1 se permite ahora en el Reglamento NSR-10 este sistema como uno de los sistemas estructurales de disipación moderada DMO.

Capítulo D.9 – Mampostería no reforzada

- Este Capítulo se mantiene igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo D.10 – Mampostería de muros confinados

- Este Capítulo fue actualizado y coordinado con el resto del Reglamento.

- En D.10.7.4 se modifica el coeficiente de corrección por esbeltez del muro.
- En D.10.7.7 – Diseño a cortante del muro en la dirección paralela a su plano se modificó la relación de resistencia al corte del muro de mampostería confinada para esta situación.

Capítulo D.11 – Mampostería de muros diafragma

- Este Capítulo se mantiene igual al del Reglamento NSR-98.

- Este tipo de construcción no se permite para edificaciones nuevas, y su empleo solo se permite dentro del alcance del capítulo A.10, aplicable a la adición, modificación o remodelación del sistema estructural de edificaciones construidas antes de la vigencia de la presente versión del Reglamento, o en la evaluación de su vulnerabilidad sísmica.

Capítulo D.12 – Mampostería reforzada externamente

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- Cubre muros de mampostería reforzada externamente en donde el refuerzo consiste en mallas electrosoldadas que se colocan dentro del mortero de recubrimiento o revoque (pañete) en ambas caras laterales de los muros fijándolas a ellos mediante conectores y/o clavos de acero con las especificaciones y procedimientos descritos en este Capítulo.

Apéndice D-1 – Diseño de mampostería estructural por el método de los esfuerzos de trabajo admisibles

- Este Apéndice se mantiene igual al del Reglamento NSR-98.

- En D-1.5.2 – Esfuerzos admisibles para compresión axial, se modifica el coeficiente de corrección por esbeltez del muro.

- La Tabla D-1.5-1 – Esfuerzos admisibles para tracción por flexión de la mampostería con aparejo trabado Ft (MPa), fue actualizada y ahora incluye el mortero tipo H.

Título E – Casas de uno y dos pisos

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité E del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1983.

Documentos base (Reglamento 1984) – Norma AIS 100-83⁽²⁵⁾

Documentos base (Reglamento NSR-98) – Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾

Documentos base Reglamento NSR-10) – Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título único a nivel mundial que permite la construcción de casas de uno y dos pisos sin la participación obligatoria de un ingeniero estructural, a través de requisitos empíricos se ha mantenido, revisando y actualizando para el Reglamento NSR-10. Sus requisitos son una simplificación del uso de la mampostería confinada del Capítulo D.10.

Por medio del Decreto 52 de 2002 se le adicionó, dentro del Reglamento NSR-98, un Capítulo de bahareque encementado que se mantiene en el Reglamento NSR-10.

La actualización del Título E del Reglamento NSR-10 comprendió los siguientes aspectos:

Capítulo E.1 – Introducción

- Este Capítulo se actualizó con respecto al del Reglamento NSR-98.

- La sección E.1.1.1 – Alcance, se actualizó.

- Se incluye una sección nueva E.1.2 – Definiciones.

- La sección E.1.3.4 – Integridad estructural, se modernizó.

Capítulo E.2 – Cimentaciones

- Este Capítulo corresponde al antiguo Capítulo E.5 del Reglamento NSR-98. Ha sido movido más adelante dentro del Título E y su contenido está actualizado y modernizado.

Capítulo E.3 – Mampostería confinada

- Este Capítulo corresponde al antiguo Capítulo E.2 del Reglamento NSR-98. Su contenido está actualizado y modernizado.

- Se incluye la nueva sección E.3.4 – Aberturas en los muros.

- Se incluye la nueva sección E.3.6.6 – Distribución simétrica de muros.

Capítulo E.4 – Elementos de confinamiento en mampostería confinada

- Este Capítulo corresponde al antiguo Capítulo E.3 del Reglamento NSR-98 pero su contenido sigue siendo el mismo.

Capítulo E.5 – Losas de entrepiso, cubiertas, muros divisorios y parapetos

- Este Capítulo corresponde al antiguo Capítulo E.4 del Reglamento NSR-98. Su contenido está actualizado y modernizado

- Se incluyen la nuevas secciones E.5.1.3 – Espesor mínimo de losas, E.5.1.4 – Losas macizas y E.5.1.5 – Losas aligeradas.

Capítulo E.6 – Recomendaciones adicionales de construcción en mampostería confinada

- Este Capítulo se mantiene igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo E.7 – Bahareque encementado

- Este Capítulo fue adicionado al Reglamento NSR-98 por medio del Decreto 52 de 2002. Para el Reglamento NSR-10 se mantiene igual reorganizándolo y llevando parte del contenido al Capítulo E.8 y al E.9.

Capítulo E.8 – Entrepisos y uniones en bahareque encementado

- Este Capítulo contiene parte del material que existía en el Capítulo E.7 del Reglamento NSR-98. Se reorganiza y actualiza.

Capítulo E.9 – Cubiertas para construcción en bahareque encementado

- Este Capítulo contiene parte del material que existía en el Capítulo E.7 del Reglamento NSR-98. Se reorganiza y actualiza.

Apéndice E-A – Verificación de la resistencia de muros de bahareque encementado

- Este Apéndice se mantiene igual al del Reglamento NSR-98.

Título F – Estructuras metálicas

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité F del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1983.

Documentos base (Reglamento 1984) – AISC-1978⁽¹³⁾, Código Fedestructuras⁽³⁷⁾, NTC 2001⁽⁴²⁾ y Norma AIS 100-83⁽²⁵⁾

Documentos base (Reglamento NSR-98) – AISC-1994⁽¹⁴⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾

Documentos base (Reglamento NSR-10) – AISC-2010⁽¹⁵⁾, AISC-Seismic-2010⁽¹⁶⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

El diseño y construcción de estructuras metálicas en el país, aún antes de la expedición de la primera normativa de construcción sismo resistente en 1984, se ha realizado utilizando el documento del American Institute of Steel Construction – AISC⁽¹³⁾. En el año 1977 la Federación Colombiana de Fabricantes de Estructuras Metálicas – Fedestructuras, realizó una traducción y adaptación al medio nacional de él⁽³⁷⁾, la cual fue utilizada por el Icontec para expedir la norma NTC 2001⁽⁴²⁾ la cual a su vez se empleó como base para el Título F del Decreto 1400 de 1984. Para el Reglamento NSR-98 se utilizaron las versiones AISC-1994⁽¹⁴⁾, AISI-1987⁽¹⁸⁾ y AISI-1991⁽¹⁹⁾, y para los requisitos de aluminio, la norma inglesa⁽³⁰⁾ correspondiente. En el transcurso de estos años ha habido un cambio de fondo en la filosofía de diseño de estructuras metálicas pasando del método de diseño por esfuerzos admisibles al método de diseño por factores de carga y resistencia. La actualización al Reglamento NSR-10 se ha realizado con el documento más moderno al respecto que es el de AISC del año 2010⁽¹⁵⁾. En lo correspondiente a estructuras de aluminio se actualizó con respecto al Eurocódigo 9⁽³⁴⁾, que sigue y moderniza los lineamientos de la norma inglesa utilizada originalmente en el Reglamento NSR-98.

Para el tema de diseño sismo resistente de estructuras metálicas se han utilizado tradicionalmente en el país los requisitos de la AISC⁽¹⁶⁾. Para el Reglamento NSR-10 se ha utilizado la versión más reciente correspondiente al año 2010.

La actualización del Título F del Reglamento NSR-10 comprendió, además, que todo el Título F está ahora en sistema métrico SI. En el Reglamento NSR-98 este Título estaba en sistema métrico mks.

Capítulo F.1 – Requisitos generales

- En F.1.1 – Limites de aplicabilidad, se definen los tipos de construcción metálica para la cual el Título F contiene requisitos:

-- El diseño de estructuras de acero con miembros hechos con perfiles laminados está cubierto por los Capítulos F.2 y F.3.

-- El diseño de estructuras metálicas con miembros formados en frío se trata en el Capítulo F.4.

-- El diseño de estructuras metálicas con elementos de aluminio estructural está cubierto en el Capítulo F.5.

Capítulo F.2 – Estructuras de acero con perfiles laminados, armados y tubulares estructurales

- En el Capítulo F.2 se incluyen ahora las siguientes secciones:

-- F.2.1 – Provisiones generales

-- F.2.2 – Requisitos de diseño

-- F.2.3 – Diseño por estabilidad

-- F.2.4 – Diseño de miembros a tensión

- F.2.5 – Diseño de miembros a compresión

-- F.2.6 – Diseño de miembros a flexión

-- F.2.7 – Diseño de elementos por cortante

-- F.2.8 – Diseño de miembros solicitados por fuerzas combinadas y por torsión

-- F.2.9 – Diseño de miembros de sección compuesta

-- F.2.10 – Diseño de conexiones

-- F.2.11 – Diseño de conexiones de perfiles tubulares estructurales (PTE) y miembros en cajón

-- F.2.12 – Diseño para estados límites de servicio

-- F.2.13 – Fabricación, montaje y control de calidad

-- F.2.14 – Control de calidad y supervisión técnica

-- F.2.15 – Diseño basado en un análisis inelástico

-- F.2.16 – Empozamiento

-- F.2.17 – Diseño por fatiga

-- F.2.18 – Diseño para condiciones de incendio

-- F.2.19 – Evaluación de estructuras existentes

-- F. 2.20 – Arriostramiento de columnas y vigas

-- F.2.21 – Métodos alternos de diseño por estabilidad

-- F. 2.22 – Procedimiento aproximado de análisis de segundo orden

Capítulo F.3 – Provisiones sísmicas para estructuras de acero con perfiles laminados, armados y tubería estructural

- En el Capítulo F.3 se incluyen ahora las siguientes secciones:

-- F.3.1 – Provisiones generales

-- F.3.2 – Requisitos generales de diseño

-- F.3.3 – Análisis

-- F.3.4 – Requisitos generales de diseño

-- F.3.5 – Pórticos resistentes a momento (PRM)

-- F.3.6 – Sistemas arriostrados y muros de cortante

-- F.3.7 – Pórticos resistentes a momentos compuestos (PRMC)

-- F.3.8 – Sistemas arriostrados y muros de cortante compuestos

- F.3.9 – Fabricación y montaje

-- F.3.10 – Control de calidad y supervisión técnica para estructuras del sistema de

resistencia sísmica

-- F.3.11 – Ensayos para calificación de conexiones

Capítulo F.4 – Estructuras de acero con perfiles de lámina formada en frío

- En el Capítulo F.4 se incluyen ahora las siguientes secciones:

-- F.4.1 – Provisiones generales

-- F.4.2 – Elementos

-- F.4.3 – Miembros

-- F.4.4 – Miembros armados y sistemas estructurales

-- F.4.5 – Conexiones y uniones

-- F.4.6 – Ensayos para casos especiales

-- F.4.7 – Tableros metálicos para trabajo en sección compuesta

-- F.4.8 – Especificaciones para construcción de entramados de acero formado en frío, sistemas de construcción en seco y entramados de cerchas

Capítulo F.5 – Estructuras de aluminio

- En el Capítulo F.5 se incluyen ahora las siguientes secciones:

-- F.5.1 – Generalidades

-- F.5.2 – Propiedades y selección de materiales

-- F.5.3 – Principios de diseño

-- F.5.4 – Diseño estático de miembros

-- F.5.5 – Láminas y vigas ensambladas

-- F.5.6 – Diseño estático de uniones

-- F.5.7 – Fatiga

-- F.5.8 – Ensayos

Apéndice F.5.A – Nomenclatura de productos de aluminio

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.B – Valores típicos de vida de diseño

- Este Apéndice se mantiene igual que para el Reglamento NSR-98.

Apéndice F.5.C – Derivación de los esfuerzos limite del material para usar en el diseño

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.D – Cálculo de momento elasto-plástico

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.E – Regiones afectadas por el calor adyacentes a soldaduras

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.F – Formulas generales para las propiedades torsionales de secciones abiertas de pared delgada

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.G – Pandeo torsional lateral de vigas

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.H – Pandeo torsional de miembros a compresión: determinación del parámetro de esbeltez A

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.I – Ecuaciones de curvas de diseño

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Apéndice F.5.J – Datos de resistencia a la fatiga

- Este Apéndice fue actualizado para el Reglamento NSR-10.

Título G – Estructuras de madera y estructuras de guadua

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité G del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1997.

Documentos base (Reglamento 1984) – No existía en el Reglamento de 1984 Documentos base (Reglamento NSR-98) – PADT-REFORT⁽⁴³⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾ Documentos base (Reglamento NSR-10) – AITC-2004⁽¹⁷⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título se introdujo por primera vez en el Reglamento NSR-98 pues no existía en el Reglamento de 1984. La Junta del Acuerdo de Cartagena del Pacto Andino, trabajó en el desarrollo de una base tecnológica adecuada que permita la explotación y utilización de los productos de los bosques tropicales andinos. Como resultado de este esfuerzo se publicó el "Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino"⁽⁴³⁾. Los requisitos que se presentan en el Título G del Reglamento NSR-98 fueron basados en este documento. Para el Reglamento NSR-10 se ha actualizado esta información utilizando numerosas investigaciones nacionales recientes y los requisitos de la última versión del manual del American Institute of Timber Construction⁽¹⁷⁾. Por otro lado el Icontec ha desarrollado un amplio grupo de normas técnicas colombianas NTC sobre madera, las cuales se han incorporado como referencias normativas en el Reglamento NSR-10.

Para los requisitos para estructuras de guadua en el Reglamento NSR-10 se ha utilizado el borrador de norma ISO sobre este material y numerosas investigaciones nacionales, incluyendo un juego de normas NTC desarrolladas por el Icontec, las cuales se han incluido como referencias normativas en el Reglamento NSR-10.

Capítulo G.1 – Requisitos generales

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- En G.1.1.3 se incluye una referencia a la NTC 2500 - Uso de la Madera en la Construcción, desarrollada por Icontec, la cual se ocupa de la madera como material de construcción y de los procesos industriales y tratamientos, así como de los requisitos de fabricación, montaje, transporte y mantenimiento de elementos de madera.

- La sección G.1.2 – Definiciones y nomenclatura, se amplía.

- La sección G.1.3.2 – Requisitos de calidad para madera estructural, se moderniza incluyendo una nueva sección G.1.3.3 – Calidad de la madera estructural, estableciendo categoría de calidad más modernas que las que contenía el Reglamento NSR-98 y la sección G.1.3.5 – Grupos estructurales se actualiza también.

- Se incluye una nueva sección G.1.5 – Referencias al Titulo G.

Capítulo G.2 – Bases para el diseño estructural

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- La sección G.2.2.2 – Esfuerzos admisibles y módulos de elasticidad, se actualiza a la nueva clasificación de maderas estructurales.

- En G.2.2.3 – Esfuerzos admisibles y coeficientes de modificación se actualizan todos los parámetros.

- Se incluye la Tabla G.2.2-10 que resume los cambios.

Capítulo G.3 – Diseño de elementos solicitados por flexión

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- Se incluye una nueva sección G.3.2 – Deflexiones. Donde se introduce una corrección por efectos de cortante G.3.2.4 – Efecto del cortante.

- G.3.3 – Flexión, G.3.4 – Cortante y G.3.5 – Aplastamiento se actualizan y modernizan.

Capítulo G.4 – Diseño de elementos solicitados por fuerza axial

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- Se incluye una nueva sección G.4.3.3 – Entramados de pies derechos.

Capítulo G.5 – Diseño de elementos solicitados por flexión y carga axial

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

Capítulo G.6 – Uniones

- Este Capítulo se ha actualizado y modernizado para el Reglamento NSR-10 con la adición de varias secciones nuevas y tablas y figuras explicativas.

Capítulo G.7 – Diafragmas horizontales y muros de corte

- Este Capítulo se ha actualizado y modernizado para el Reglamento NSR-10 con la adición de varias secciones nuevas y tablas y figuras explicativas.

Capítulo G.8 – Armaduras

- Este Capítulo se ha actualizado y modernizado para el Reglamento NSR-10 con la adición de varias secciones nuevas y tablas y figuras explicativas. Ahora incluye cerchas de mayor escala que las que permitía el Reglamento NSR-98.

Capítulo G.9 – Sistemas estructurales

- Este Capítulo se ha actualizado y modernizado para el Reglamento NSR-10 con la adición de varias secciones nuevas y tablas y figuras explicativas.

Capítulo G.10 – Aserrado

- Este Capítulo se ha mantenido esencialmente igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo G.11 – Preparación, fabricación, construcción, montaje y mantenimiento

- Este Capítulo se ha actualizado y modernizado para el Reglamento NSR-10 con la adición de varias secciones nuevas y tablas y figuras explicativas.

Capítulo G.12 – Estructuras de guadua

- Este Capítulo es totalmente nuevo dentro del Reglamento NSR-10.

- En él se incluyen los siguientes temas:

-- G.12.1 – Alcance

-- G.12.2 – Términos y definiciones

-- G.12.3 – Materiales

-- G.12.4 – Obtención y comercialización

-- G.12.5 – Materiales complementarios

-- G.12.6 – Bases para el diseño estructural

-- G.12.7 – Método de diseño estructural

-- G.12.8 – Diseño de elemento sometidos a flexión

-- G.12.9 – Diseño de elementos solicitados por fuerza axial

-- G.12.10 – Diseño de elementos solicitados por flexión y carga axial

-- G.12.11 – Uniones

-- G.12.12 – Preparación, fabricación, construcción, montaje y mantenimiento

Apéndice G-A – Metodología para obtención de esfuerzos admisibles

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-B – Parámetros de estructuración del Reglamento NSR-10 Título G

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-C – Contracciones

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-D – Equilibrio de contenido de humedad

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-E – Normas NTC expedidas por el Icontec Complementarias del Título G

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-F – Propiedades de secciones preferenciales medidas nominales

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Apéndice G-G – Cargas admisibles para el diseño de entablados

- Este Apéndice es nuevo en el Reglamento NSR-10.

Título H – Estudios geotécnicos

Ficha técnica:

Desarrollado y mantenido por el Subcomité H del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1997.

Documentos base (Reglamento 1984) – No existía en el Reglamento de 1984 Documentos base (Reglamento NSR-98) – ACDB⁽⁴⁹⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾ Documentos base (Reglamento NSR-10) – IBC-2009⁽⁴⁰⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título se introdujo por primera vez en el Reglamento NSR-98 pues no existía en el Reglamento de 1984. Para su primera versión se utilizó, en parte, el anteproyecto de Código de Bogotá⁽⁴⁹⁾ desarrollado por la Universidad de los Andes para el Departamento Administrativo de Planeación del Distrito Especial de Bogotá y además se consultaron otros documentos nacionales y extranjeros.

Para la versión del Reglamento NSR-10 el contenido de este Título se ha reorganizado, modificado y modernizado con base en la experiencia del uso del Reglamento NSR-98 y nuevos avances en la geotecnia y ciencias afines. Como base parcial se consultaron los requisitos homólogos del International Building Code⁽⁴⁰⁾ en su versión de 2009.

El contenido está dividido ahora así:

Capítulo H.1 – Introducción

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

Capítulo H.2 – Definiciones

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.
- Se incluye la nueva sección H.2.3 – Agua subterránea.
- Se incluye la nueva sección H.2.4 – Factores de seguridad.
- Se incluye la nueva sección H.2.5 – Suelos no cohesivos o granulares y suelos cohesivos.

Capítulo H.3 – Caracterización geotécnica del subsuelo

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- La sección H.3.1 – Unidad de construcción, fue actualizada en su totalidad.

- La sección H.3.2 – Investigación del subsuelo para estudios definitivos, fue actualizada en su totalidad.

- La sección H.3.3 – Ensayos de laboratorio, se modernizó y amplió aclarando numerosos aspectos.

Capítulo H.4 – Cimentaciones

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- Se incluye una nueva sección H.4.3 – Cimentaciones compensadas.

- Se incluye una nueva sección H.4.4 – Cimentaciones con pilotes. En la cual se amplía y expande lo contenido anteriormente sobre pilotes.

- Se incluye una nueva sección H.4.5 – Cimentaciones en roca.

- Se incluye una nueva sección H.4.6 – Profundidad de cimentación.

- Se incluye una nueva sección H.4.7 – Factores de seguridad indirectos.

- La sección H.4.8 – Asentamientos, se actualiza en su totalidad.

- Se incluye una nueva sección H.4.9 – Efectos de los asentamientos.

- Se incluye una nueva sección H.4.10 – Diseño estructural de la cimentación.

Capítulo H.5 – Excavaciones y estabilidad de taludes

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- El contenido antiguamente disperso en los otros capítulos se ha concentrado aquí. Ahora contiene las siguientes secciones:

-- H.5.1 – Excavaciones
-- H.5.2 – Estabilidad de taludes en laderas naturales ó intervenidas

Capítulo H.6 – Estructuras de contención

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- El contenido antiguamente disperso en los otros capítulos se ha concentrado aquí. Ahora contiene las siguientes secciones:

-- H.6.1 – Generalidades

-- H.6.2 – Estados límite
-- H.6.3 – Consideraciones de diseño

-- H.6.4 – Presión de tierras
-- H.6.5 – Empujes debidos al agua
-- H.6.6 – Empujes por cargas externas
-- H.6.7 – Capacidad ante falla
-- H.6.8 – Empujes sísmicos
-- H.6.9 – Factores de seguridad indirectos

Capítulo H.7 – Evaluación geotécnica de efectos sísmicos

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- El contenido antiguamente disperso en los otros capítulos se ha concentrado aquí. Ahora contiene las siguientes secciones:

-- H.7.1 – Aspectos básicos
-- H.7.2 – Análisis de respuesta dinámica
-- H.7.3 – Análisis de estabilidad
-- H.7.4 – La licuación y los fenómenos relacionados

Capítulo H.8 – Sistema constructivo de cimentaciones, excavaciones y muros de contención

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- El contenido antiguamente disperso en los otros capítulos se ha concentrado aquí. Ahora contiene las siguientes secciones:

-- H.8.1 – Sistema geotécnico constructivo
-- H.8.2 – Excavaciones
-- H.8.3 – Estructuras de contención
-- H.8.4 – Procedimientos constructivos para cimentaciones

Capítulo H.9 – Condiciones geotécnicas especiales

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10 de lo contenido en el Capítulo H.6 del Reglamento NSR-98.

- Se incluye una nueva sección H.9.4 – Efectos de la vegetación, que contiene temáticamente lo que traía el Capítulo H.7 del Reglamento NSR-98.

Capítulo H.10 – Rehabilitación sísmica de edificios: amenazas de origen sismo geotécnico y reforzamiento de edificaciones

- Este Capítulo es totalmente nuevo dentro del Reglamento NSR-10.

- Contiene las siguientes secciones:
-- H.10.1 – Alcance
-- H.10.2 – Caracterización del sitio
-- H.10.3 – Mitigación de las amenazas sísmicas del sitio
-- H.10.4 – Reforzamiento y rigidez de la cimentación
-- H.10.5 – Rehabilitación del suelo y cimientos

Título I – Supervisión técnica

Ficha técnica:
Desarrollado y mantenido por el Subcomité I del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1997.
Documentos base (Reglamento 1984) – No existía en el Reglamento de 1984
Documentos base (Reglamento NSR-98) – Reglamento 1984⁽⁴⁵⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾
Documentos base (Reglamento NSR-10) – Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título se introdujo por primera vez en el Reglamento NSR-98 pues no existía este Título en el Reglamento de 1984. No obstante, en el Reglamento de 1984 se introdujo el término de Supervisión Técnica para la vigilancia de que la construcción se lleve a cabo de acuerdo con lo consignado en los diseños y planos y con las calidades adecuadas de los materiales de construcción. Se evitó el término “Interventoría” dada la connotación de fiscalización de dineros que tiene dentro del medio nacional. La Supervisión Técnica puede ser parte de la Interventoría, pero únicamente es obligatoria de acuerdo a la Ley 400 de 1997 la parte de Supervisión Técnica.

Para la versión del Reglamento NSR-10 el contenido de este Título se ha actualizado de acuerdo con la experiencia de la supervisión técnica realizada en el país bajo el uso del Reglamento NSR-98.

El contenido está dividido así:

Capítulo I.1 – Generalidades

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.
- La definiciones se actualizaron.

Capítulo I.2 – Alcance de la supervisión técnica

- Este Capítulo se ha actualizado y coordinado para el Reglamento NSR-10.

Capítulo I.3 – Idoneidad del supervisor técnico y su personal auxiliar

- Este Capítulo se ha actualizado y coordinado para el Reglamento NSR-10.

Capítulo I.4 – Recomendaciones para el ejercicio de la supervisión técnica

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10. El material fue traído del Apéndice I-A del Reglamento NSR-98 donde no tenía carácter obligatorio y era una simple recomendación sin obligatoriedad jurídica en su aplicación. La experiencia de la aplicación del Reglamento NSR-98 ha indicado la conveniencia de darle carácter obligatorio dentro del Reglamento NSR-10.

- Además de la actualización de las referencias con las secciones apropiadas del resto del Reglamento NSR-10 se incluyó una nueva sección I.4.3.8 – Informe final. Donde se presenta el modelo de informe final que debe presentar el Supervisor Técnico.

Título J – Requisitos de protección contra incendios en edificaciones

Ficha técnica:
Desarrollado y mantenido por el Subcomité J del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1997.
Documentos base (Reglamento 1984) – No existía en el Reglamento de 1984 Documentos base (Reglamento NSR-98) – ACDB⁽⁴⁹⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾ Documentos base (Reglamento NSR-10) – NFPA, IBC-2009⁽⁴⁰⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título se introdujo por primera vez en el Reglamento NSR-98 pues no existía este Título en el Reglamento de 1984. Para su primera versión se utilizó, en parte, el anteproyecto de Código de Bogotá⁽⁴⁹⁾ desarrollado por la Universidad de los Andes para el Departamento Administrativo de Planeación del Distrito Especial de Bogotá y además se consultaron otros documentos nacionales y extranjeros.

Para la versión del Reglamento NSR-10 el contenido de este Título se ha actualizado de acuerdo con la experiencia de su aplicación en el país bajo el uso del Reglamento NSR-98 además de las reglamentaciones de la NFPA y el International Building Code IBC-2009⁽⁴⁰⁾.

El contenido está dividido así:

Capítulo J.1 – Generalidades

- Este Capítulo permanece igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo J.2 – Requisitos generales para protección contra incendios en las edificaciones

- Este Capítulo se ha actualizado para el Reglamento NSR-10.

- La sección J.2.2 – Redes eléctricas, de gas, y otros fluidos combustibles, inflamables o carburantes, es nueva.

Capítulo J.3 – Requisitos de resistencia contra incendios en las edificaciones

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- Contiene la siguientes secciones:

-- J.3.1 – Alcance
-- J.3.2 – Definiciones
-- J.3.3 – Clasificación de edificaciones en función del riesgo de pérdida de vidas humanas o amenaza de combustión
-- J.3.4 – Determinación de la resistencia requerida contra fuego
-- J.3.5 – Evaluación de la provisión de resistencia contra fuego en elementos de
edificaciones

Capítulo J.4 – Detección y extinción de incendios

- Este Capítulo es nuevo en el Reglamento NSR-10.

- Contiene la siguientes secciones:

-- J.4.1 – Alcance
-- J.4.2 – Sistemas y equipos para detección y alarma de incendios
-- J.4.3 – Sistemas y equipos para extinción de incendios

Título K – Requisitos complementarios

Ficha técnica:
Desarrollado y mantenido por el Subcomité K del Comité AIS 100 de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica establecido en 1997.
Documentos base (Reglamento 1984) – No existía en el Reglamento de 1984 Documentos base (Reglamento NSR-98) – ACDB⁽⁴⁹⁾ y Norma AIS 100-97⁽²⁷⁾ Documentos base (Reglamento NSR-10) –IBC-2009⁽⁴⁰⁾ y Norma AIS 100-09⁽²⁸⁾

Este Título se introdujo por primera vez en el Reglamento NSR-98 pues no existía este Título en el Reglamento de 1984. Para su primera versión se utilizó, en parte, el anteproyecto de Código de Bogotá⁽⁴⁹⁾ desarrollado por la Universidad de los Andes para el Departamento Administrativo de Planeación del Distrito Especial de Bogotá y además se consultaron otros documentos nacionales y extranjeros.

Para la versión del Reglamento NSR-10 el contenido de este Título se ha actualizado de acuerdo con la experiencia de su aplicación en el país bajo el uso del Reglamento NSR-98 además de las reglamentaciones sobre vidrios en edificaciones de diferentes países y el International Building Code IBC-2009⁽⁴⁰⁾.

El contenido está dividido así:

Capítulo K.1 – Generalidades, propósito y alcance
- Este Capítulo permanece igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo K.2 - Clasificación de las edificaciones por grupos de ocupación
- Este Capítulo permanece igual al del Reglamento NSR-98.

Capítulo K.3 - Requisitos para las zonas comunes

- Este Capítulo fue actualizado con respecto al del Reglamento NSR-98.

Capítulo K.4 - Requisitos especiales para vidrios, productos de vidrio y sistemas vidriados

- Este Capítulo fue actualizado totalmente con respecto al del Reglamento NSR-98.

- En K.4.1 – General, K.4.1.1 – Alcance se amplió a:

-- Vidrios, vidrieras, ventanales y productos de vidrio para uso en edificaciones.
-- Láminas de vidrio verticales e inclinadas para uso en sistemas vidriados en fachadas.
-- Láminas de vidrio para pisos y elementos estructurales de vidrio.
-- Elementos complementarios en sistemas de vidriado.

- En K.4.1.2 – Definiciones, se incluyeron nuevos términos.

- La sección K.4.2 – Requisitos de diseño, fue actualizada y modernizada.

- En la sección K.4.3 – Seguridad, se incluyeron nuevos aspectos importantes para seguridad ante impacto por humanos definiendo el tipo de vidrio y su localización.

Referencias bibliográficas

(1) American Concrete Institute – ACI, 1977, Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318-77) and Commentary (ACI318R-77), Detroit, MI, USA.

(2) American Concrete Institute – ACI, 1983, Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318-83) and Commentarv (ACI 318R-83), Detroit, MI, USA.

(3) American Concrete Institute – ACI, 1989, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-89) and Commentary (ACI 318R-89), Detroit, MI, USA.

(4) American Concrete Institute – ACI, 1995, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-95) and Commentary (ACI 318R-95), Farminaton Hills, MI, USA.

(5) American Concrete Institute – ACI, American Society of Civil Engineers – ASCE, The Masonry Society – TMS, 1995, Building Code Requirements and Specification for Masonry Structures -- Building Code Requirements for Masonry Structures (ACI 530-95/ASCE 5-95/TMS 402-95) and Specifications for Masonry Structures (ACI 530.1-95/ASCE 6-95/TMS 602-95) and Companion Commentaries, MSJC – Masonry Standards Joint Committee ACI/ASCE/TMS, Farmington Hills, MI, USA, 491 p.

(6) American Concrete Institute – ACI, 1999, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-99) and Commentary (ACI 318R-99), Farmington Hills, MI, USA.

(7) American Concrete Institute – ACI, ICONTEC y AIS, 2002, Essential Reouirements for Reinforced Concrete Buildings (For Buildings of Limited Size and Height, Based on ACI 318-02), International Publication Series IPS-1, ACI, Farmington Hills, MI, USA, 248 p.

(8) American Concrete Institute – ACI, 2002, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-02) and Commentary (ACI 318R-02), Farmington Hills, MI, USA.

(9) American Concrete Institute – ACI, 2005, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-05) and Commentary (ACI 318R-05), Farmington Hills, MI, USA.

(10) American Concrete Institute – ACI, 2006, Code requirements for environmental engineering concrete structures (ACI 350M-06) and Commentary. Farmington Hills, MI, USA.

(11) American Concrete Institute – ACI, 2008, Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-08) and Commentary (ACI 318R-08), Farmington Hills, MI, USA.

(12) American Concrete Institute – ACI, American Society of Civil Engineers – ASCE, The Masonry Society – TMS, 2008, Building Code Requirements and Specification for Masonry Structures -- Building Code Requirements for Masonry Structures (ACI 530-08/ASCE 5-08/TMS 402-08) -- Specifications for Masonry Structures (ACI 530.1-08/ASCE 6-08/TMS 602-08) and Companion Commentaries, MSJC – Masonry Standards Joint Committee ACI/ASCE/TMS, Farmington Hills, MI, USA.

(13) American Institute of Steel Construction – AISC, 1978, Specifications for the Design, Fabrication and Erection of Structural Steel for Buildings, AISC, Chicago, IL., USA.

(14) American Institute of Steel Construction – AISC, 1994, Manual of Steel Construction - Load and Resistance Factor Design - Volume I: Structural Members, Specifications & Codes - Volume II: Connections, 2nd. Edition, AISC, Chicago, IL, USA, 2021 p.

(15) American Institute of Steel Construction – AISC, 2010, Specifications for Structural Steel Buildings, AISC, Chicago, IL., USA.

(16) American Institute of Steel Construction – AISC, 2010, Seismic Provisions for Structural Steel Buildings, AISC, Chicago, IL., USA.

(17) American Institute of Timber Construction – AITC, 2004, Timber Construction Manual, Fifth Edition, John Wiley and Sons Inc., Hoboken, NJ, USA.

(18) American Iron and Steel Institute – AISI, 1987, Cold-Formed Steel Design Manual, AISI, Washington, DC, USA.

(19) American Iron and Steel Institute – AISI, 1991, LRFD Cold-Formed Steel Design Manual, AISI, Washington, DC, USA.

(20) American National Standards Institute – ANSI, 1982, Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures - ANSI A.58.1 -1982, New York, New York, USA.

(21) American Society of Civil Engineers – ASCE, 1996, Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures - ANSI/ASCE 7-95, ASCE, New York, NY, USA, 134 p.

(22) American Society of Civil Engineers – ASCE and Structural Engineering Institute – SEI, 2005, Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures - ASCE/SEI 7-05, ASCE, Reston, VA, USA, 388 p.

(23) Applied Technology Council – ATC, 1978, Tentative Provisions for the Development of Seismic Regulations for Buildings, aTc-3-06, Palo Alto, CA, USA, 505 p.

(24) Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, 1981, Reouisitos Sísmicos para Edificios - Norma AIS Bogotá, Colombia, 58 p.

(25) Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, 1983, Reouisitos Sísmicos para Edificaciones - Norma AIS 100-83, AIS, Bogotá.

(26) Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, Universidad de los Andes e Instituto de Investigaciones en Geociencias, Minería y Química - Ingeominas, 1996, Estudio General de Amenaza Sísmica de Colombia, Comité AIS 300 - Amenaza Sísmica, Bogotá, Colombia.

(27) Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, 1997, Reouisitos Sísmicos para Edificaciones - Norma AIS 100-97, Bogotá, Colombia, 2 Vol.

(28) Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica – AIS, 2009, Reouisitos Sísmicos para Edificaciones - Norma AIS 100-09, Bogotá, Colombia, 3 Vol.

(29) Blume, J., N. M. Newmark, and L. H. Corning, (1961), Design of Multistory Reinforced Concrete Buildings for Earthquake Motions, Portland Cement Association, Skokie, IL, USA, 318 p.

(30) British Standards Institution – BSI, 1991, British Standard BS-8118 - Part I - Structural Use of Aluminum – Design Code, BSI, London, UK.

(31) Congreso de la República, 1997, Ley 400 de 1997 – Por medio de la cual se adoptan requisitos para construcción s[smo resistente, Bogotá, Colombia.

(32) Englekirk, R. E., y G. C. Hart, 1982, Earthquake Design of Concrete Masonry Buildings, Prentice-Hall, Englewood Cliffs NJ., USA.

(33) European Committee for Standardizaron – CEN, 2005, Eurocode 8: Design provisions for earthquake resistance of structures - ENV 1998-1-1 Brussels, Belgium, 276 p.

(34) European Committee for Standardizaron – CEN, 2005, Eurocode 9: Design of aluminum structures - ENV 1999-1-1, Brussels, Belgium

(35) Federal Emergency Management Agency – FEMA, 1994, NEHRP Recommended Provisions for the Deyelogment of Seismic Regulations for New Buildings (FEMA 222) - 1994 Edito, and Commentary, Earthquake Hazard Reduction Series N° 222A, Building Seismic Safety Council, Washington, DC, USA.

(36) Federal Emergency Management Agency – FEMA, 2006, NEHRP Recommended Provisions for the Develogment of Seismic Regulations for New Buijdings and Other Structures (FEMA 450} - 2006 Edition, and Commentary, Earthquake Hazard Reduction Series N° 450, Building Seismic Safety Council, Washington, DC, USA, 385 p.

(37) Fedestructuras, 1977, Código de Construcciones Metálicas Fedestructuras, Federación Colombiana de Fabricantes de Estructuras Metálicas, Bogotá.

(38) International Conference of Building Officials – ICBO, 1979, Uniform Building Code - UBC-79, ICBO, Whittier, CA, USA, 734 p.

(39) International Conference of Building Officials – ICBO, 1997, UBC - Uniform Building Code - 1997 Edition, Whittier, CA, USA, 3 Vol.

(40) International Code Council – ICC, 2009, International Building Code – IBC – 2009, Country Club Hills, IL, USA.

(41) Instituto Colombiano de Normas Técnicas – ICONTEC, 1983, Código Colombiano de Estructuras de Hormigón Armado, Norma Icgntec-2000, Bogotá, Colombia.

(42) Instituto Colombiano de Normas Técnicas – ICONTEC, 1984, Código Colombiano de Construcciones Metálicas - Norma Icgntec-2001, Bogotá, Colombia.

(43) Junta del Acuerdo de Cartagena, Pacto Andino, 1984, Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino, 3a Edición, Proyectos Andinos de Desarrollo Tecnológico en el Área de Recursos Forestales Tropicales, PADT-REFORT, Lima, Perú, 597 p.

(44) Ministerio de Desarrollo Económico, 1998, Decreto 33 de 1998, por medio del cual se adopta el Reglamento Cglgmbiang de Construcción Sismo Resistente NSR-98, Bogotá, Colombia, 4 Vol.

(45) Ministerio de Obras Públicas y Transporte – MOPT, 1984, Decreto 1400 de Junio 7 de 1984 – Código Colombiano de Cgnstruccignes Sismo Resistentes, Bogotá, Colombia

(46) Structural Engineers Association of California – SEAOC, 1974, Recommended Lateral Force Requirements and Commentary, 3^rd Edition, SEAOC Seismology Committee, San Francisco, CA., USA.

(47) Structural Engineers Association of California – SEAOC, 1996, Recommended Lateral Force Requirements and Commentory, 5^th Edition, SEAOC Seismology Committee, San Francisco, CA., USA.

(48) Structural Engineers Association of California – SEAOC, 1999, Recommended Lateral Force Requirements and Commentary, 7^th Edition, SEAOC Seismology Committee, San Francisco, CA., USA.

(49) Universidad de los Andes, 1985, Anteproyecto de Código de Edificaciones de Bogotá, Departamento de Ingeniería Civil, Facultad de Ingeniería, Universidad de los Andes, Bogotá.

(50) Yamín, L. E., L. E. Garcia, J. Galeano, y G. Reyes, 1993, Estudio del Comportamiento Sísmico de Muros de Mampostería Confinada y Recomendaciones pare el Diseño, Universidad de los Andes, Bogotá, Colombia, 24 p.

NOTAS AL FINAL:

* Indica el numeral de la referencia bibliográfica al final del documento

REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE

NSR-10

TÍTULO A – REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE

TÍTULO A.

REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE.

CAPÍTULO A.1.

INTRODUCCIÓN.

A.1.1 – NORMAS SISMO RESISTENTES COLOMBIANAS

A.1.1.1 – El diseño, construcción y supervisión técnica de edificaciones en el territorio de la República de Colombia debe someterse a los criterios y requisitos mínimos que se establecen en la Normas Sismo Resistentes Colombianas, las cuales comprenden:

(a) La Ley 400 de 1997,

(b) La Ley 1229 de 2008,

(c) El presente Reglamento Colombiano de Construcciones Sismo Resistentes, NSR-10, y

(d) Las resoluciones expedidas por la “Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes” del Gobierno Nacional, adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, y creada por el Artículo 39 de la Ley 400 de 1997.

A.1.2 – ORGANIZACIÓN DEL PRESENTE REGLAMENTO

A.1.2.1 – TEMARIO – El presente Reglamento Colombiano de Construcciones Sismo Resistentes, NSR-10, está dividido temáticamente en los siguientes Títulos, de acuerdo con lo prescrito en el Artículo 47 de la Ley 400 de 1997, así:

TÍTULO A – Requisitos generales de diseño y construcción sismo resistente

TÍTULO B – Cargas

TÍTULO C – Concreto estructural

TÍTULO D – Mampostería estructural

TÍTULO E – Casas de uno y dos pisos

TÍTULO F – Estructuras metálicas

TÍTULO G – Estructuras de madera y Estructuras de guadua

TÍTULO H – Estudios geotécnicos

TÍTULO I – Supervisión técnica

TÍTULO J – Requisitos de protección contra el fuego en edificaciones

TÍTULO K – Otros requisitos complementarios

A.1.2.2 – OBJETO – El presente Reglamento de Construcciones Sismo Resistentes, NSR-10, tiene por objeto:

A.1.2.2.1 – Reducir a un mínimo el riesgo de la pérdida de vidas humanas, y defender en lo posible el patrimonio del Estado y de los ciudadanos.

A.1.2.2.2 – Una edificación diseñada siguiendo los requisitos de este Reglamento, debe ser capaz de resistir, además de las fuerzas que le impone su uso, temblores de poca intensidad sin daño, temblores moderados sin daño estructural, pero posiblemente con algún daño a los elementos no estructurales y un temblor fuerte con daños a elementos estructurales y no estructurales pero sin colapso.

A.1.2.2.3 – Además de la defensa de la vida, con el cumplimiento de los niveles prescritos por el presente Reglamento para los movimientos sísmicos de diseño, los cuales corresponden a requisitos mínimos establecidos para el diseño de elementos estructurales y elementos no estructurales, se permite proteger en alguna medida el patrimonio.

A.1.2.2.4 – Los movimientos sísmicos de diseño prescritos en el presente Reglamento corresponden a los que afectarían las edificaciones de presentarse un sismo fuerte. Ante la ocurrencia, en el territorio nacional, de un sismo fuerte que induzca movimientos de características similares a los movimientos sísmicos de diseño prescritos en el presente Reglamento deben esperarse, en las edificaciones construidas cumpliendo con el Reglamento, daños estructurales y no estructurales reparables, aunque en algunos casos pueda que no sea económicamente factible su reparación.

A.1.2.2.5 – Para las edificaciones indispensables y de atención a la comunidad como las define el Capítulo A.2 del presente Reglamento, se espera que el daño producido por movimientos sísmicos de características similares a los movimientos sísmicos de diseño prescritos en él sea reparable y no sea tan severo que inhiba la operación y ocupación inmediata y continuada de la edificación.

A.1.2.3 – ALCANCE – El presente Reglamento de Construcciones Sismo Resistentes, NSR-10, contiene:

A.1.2.3.1 – Los requisitos mínimos para el diseño y construcción de edificaciones nuevas, con el fin de que sean capaces de resistir las fuerzas que les impone la naturaleza o su uso y para incrementar su resistencia a los efectos producidos por los movimientos sísmicos. Además establece, en el Título E, requisitos simplificados de diseño y construcción para casas de uno y dos pisos que pertenezcan al grupo de uso I tal como lo define A.2.5.1.4.

A.1.2.3.2 – Para edificaciones construidas antes de la vigencia del presente Reglamento, el Capítulo A.10 establece los requisitos a emplear en la evaluación, adición, modificación y remodelación del sistema estructural; el análisis de vulnerabilidad, el diseño de las intervenciones de reforzamiento y rehabilitación sísmica, y la reparación de edificaciones con posterioridad a la ocurrencia de un sismo.

A.1.2.3.3 – En el Capítulo A.12 se establecen requisitos especiales para el diseño y construcción sismo resistente de edificaciones indispensables pertenecientes al grupo de uso IV tal como lo define A.2.5.1.1 y las incluidas en los literales (a), (b), (c) y (d) del grupo de uso III, tal como lo define A.2.5.1.2, esenciales para la recuperación de la comunidad con posterioridad a la ocurrencia de una emergencia, incluyendo un sismo. En relación con las edificaciones incluidas en los literales (e) y (f) del grupo de uso III, como lo define A.2.5.1.2, queda a decisión del propietario en el primer caso o de la autoridad competente en el segundo definir si se requiere adelantar el diseño de ellas según los requisitos especiales del Capítulo A.12.

A.1.2.4 – EXCEPCIONES – El presente Reglamento de Construcciones Sismo Resistentes, NSR-10, es aplicable a edificaciones (construcciones cuyo uso primordial es la habitación u ocupación por seres humanos) y no se aplica a:

A.1.2.4.1 – El diseño y construcción de estructuras especiales tales como puentes, torres de transmisión, torres y equipos industriales, muelles, estructuras hidráulicas y todas aquellas construcciones diferentes de edificaciones.

A.1.2.4.2 – Estructuras cuyo comportamiento dinámico y respuesta ante los movimientos sísmicos de diseño difiera del de edificaciones convencionales. Cuando el uso de estas estructuras es la habitación u ocupación por seres humanos, su diseño y construcción debe someterse a lo prescrito en el Capítulo II, Artículos 8° a 14° de la Ley 400 de 1997.

A.1.2.4.3 – Estructuras que no estén cubiertas dentro de las limitaciones de cada uno de los materiales estructurales prescritos dentro de este Reglamento. Cuando el uso de estas estructuras es la habitación u ocupación por seres humanos, su diseño y construcción debe someterse a lo prescrito en el Capítulo II, Artículos 8° a 14° de la Ley 400 de 1997.

A.1.2.4.4 – Para el diseño sismo resistente de algunas estructuras que se salen del alcance del Reglamento, puede consultarse el Apéndice A-1, el cual no tiene carácter obligatorio.

A.1.2.5 – DEFINICIONES – En el Capítulo A.13 del presente Reglamento de Construcciones Sismo Resistentes se dan las definiciones de los términos empleados en el presente Título A del Reglamento.

A.1.3 – PROCEDIMIENTO DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE EDIFICACIONES, DE ACUERDO CON EL REGLAMENTO

A.1.3.1 – GENERAL – El diseño y construcción de una edificación sometida a este Reglamento debe llevarse a cabo como se indica a continuación. Las diferentes etapas de los estudios, construcción y supervisión técnica, se amplían en las secciones pertinentes del Reglamento.

A.1.3.2 – ESTUDIOS GEOTÉCNICOS – Debe realizarse una exploración del subsuelo en el lugar en que se va a construir la edificación, complementada con una consideración de sus alrededores para detectar, de ser el caso, movimientos de suelo. El alcance de la exploración y el programa de ensayos de laboratorio se establecen en el Título H – Estudios Geotécnicos. El ingeniero geotecnista debe elaborar un informe en el cual relacione la exploración y los resultados obtenidos en el laboratorio, se den las recomendaciones que debe seguir el ingeniero estructural en el diseño de la cimentación y obras de contención, la definición de los efectos sísmicos locales, los procedimientos constructivos que debe emplear el constructor, y los aspectos especiales a ser tenidos en cuenta por el supervisor técnico. En el reporte se deben indicar los asentamientos esperados, su variabilidad en el tiempo y las medidas que deben tomarse para no afectar adversamente las construcciones vecinas. El reporte debe ir firmado, o rotulado, por un ingeniero civil facultado para este fin de acuerdo con la Ley 400 de 1997.

A.1.3.3 – DISEÑO ARQUITECTÓNICO – El proyecto arquitectónico de la edificación debe cumplir la reglamentación urbana vigente, los requisitos especificados en el Título J y en el Título K y además debe indicar, para efectos de este Reglamento, los usos de cada una de las partes de la edificación y su clasificación dentro de los grupos de uso definidos en el Capítulo A.2, el tipo de cada uno de los elementos no estructurales y el grado de desempeño mínimo que deben tener de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.9. El proyecto arquitectónico debe ir firmado por un arquitecto con matricula profesional vigente. Cuando los planos arquitectónicos incluyan los diseños sísmicos de los elementos no estructurales, éstos deben ir firmados, o rotulados, por un profesional facultado para este fin de acuerdo con la Ley 400 de 1997. Véase A.1.3.6.

A.1.3.4 – DISEÑO ESTRUCTURAL – El diseño estructural debe ser realizado por un ingeniero civil facultado para este fin, de acuerdo con la Ley 400 de 1997. La estructura de la edificación debe diseñarse para que tenga resistencia y rigidez adecuadas ante las cargas mínimas de diseño prescritas por el Reglamento y debe, además, verificarse que dispone de rigidez adecuada para limitar la deformabilidad ante las cargas de servicio, de tal manera que no se vea afectado el funcionamiento de la edificación. A continuación en la tabla A.1.3-1 se especifican las etapas que deben llevarse a cabo, dentro del alcance de este Reglamento, en el diseño estructural de edificaciones nuevas y existentes, diferentes a las cubiertas en A.1.3.11. En la tabla A.1.3-1 se ha seguido el orden del procedimiento de diseño de edificaciones nuevas, el cual no necesariamente coincide con el de edificaciones existentes, pues este último se debe ajustar a la secuencia prescrita en el Capítulo A.10 y lo indicado en la tabla A.1.3-1 tiene simplemente carácter informativo para las edificaciones existentes.

Tabla A.1.3 -1

Procedimiento de diseño estructural para edificaciones nuevas y existentes

Diseño de edificaciones nuevas

Intervención de edificaciones existentes

Paso 1 – Predimensionamiento y coordinación con los otros profesionales

Definición del sistema estructural, dimensiones tentativas para evaluar preliminarmente las diferentes solicitaciones tales como: la masa de la estructura, las cargas muertas, las cargas vivas, los efectos sísmicos, y las fuerzas de viento. Estas dimensiones preliminares se coordinan con los otros profesionales que participan en el diseño.

Además de la coordinación con otros profesionales respecto al proyecto, debe establecerse si la intervención está comprendida dentro del alcance dado en A.10.1.3. Si está cubierto, se deben realizar las etapas 1 y 2 de A.10.1.4 y con esa información se debe realizar la etapa 3 de ese numeral.

Tabla A.1.3 -1 (continuación)

Procedimiento de diseño estructural para edificaciones nuevas y existentes

Diseño de edificaciones nuevas

Intervención de edificaciones existentes

Paso 2 – Evaluación de las solicitaciones definitivas

Con las dimensiones de los elementos de la estructura definidas como resultado del paso 1, se evalúan todas las solicitaciones que pueden afectar la edificación de acuerdo con los requisitos del Título B del Reglamento. Estas incluyen: el efecto gravitacional de la masa de los elementos estructurales, o peso propio, las cargas de acabados y elementos no estructurales, las cargas muertas, las fuerzas de viento, las deformaciones impuestas por efectos reológicos de los materiales estructurales y asentamientos del suelo que da apoyo a la fundación. Así mismo se debe determinar la masa de la edificación y su contenido cuando así lo exige el Reglamento, la cual será empleada en la determinación de los efectos sísmicos, de acuerdo con los pasos siguientes.

Se debe realizar la etapa 4 de A.10.1.4 donde, entre otros aspectos, se debe determinar una información real análoga a la exigida para edificaciones nuevas, pero con base en la edificación existente de acuerdo con lo indicado en A.10.4.2.6.

Paso 3 – Obtención del nivel de amenaza sísmica y los valores de Aa y Av

Este paso consiste en localizar el lugar donde se construirá la edificación dentro de los mapas de zonificación sísmica dados en el Capítulo A.2 del Reglamento y en determinar el nivel de amenaza sísmica del lugar, de acuerdo con los valores de los parámetros Aa y Av obtenidos en los mapas de zonificación sísmica del Capítulo A.2. El nivel de amenaza sísmica se clasificará como alta, intermedia o baja. En el Apéndice A-4 se presenta una enumeración de los municipios colombianos, con su definición de la zona de amenaza sísmica, y los valores de los parámetros Aa y Av, entre otros.

Dentro del alcance de la etapa 4 de A.10.4.1, para las edificaciones existentes los movimientos sísmicos de diseño se determinan de igual forma que para edificaciones nuevas, con la excepción de las edificaciones a las cuales el Reglamento les permite acogerse al uso de movimientos sísmicos para el nivel de seguridad limitada para rehabilitación sísmica. Para el uso de movimientos sísmicos para el nivel de seguridad limitada debe consultarse A.10.9.2.5, el cual solo aplica a edificaciones declaradas como patrimonio histórico y bajo las condiciones impuestas allí. En este caso se permite el uso de Ae, en vez de los valores de Aa y Av tal como se indica en A.10.3.

Paso 4 – Movimientos sísmicos de diseño

Deben definirse unos movimientos sísmicos de diseño en el lugar de la edificación, de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.2 del Reglamento y, en el caso de Edificaciones cubiertas por A.1.2.3.3, con los requisitos del Capítulo A.12 del Reglamento, tomando en cuenta: (a) La amenaza sísmica para el lugar determinada en el paso 3, expresada a través de los parámetros Aa y Av, o Ad, según sea el caso, los cuales representan la aceleración horizontal pico efectiva y la velocidad horizontal pico efectiva expresada en términos de aceleración del sismo de diseño, (b) Las características de la estratificación del suelo subyacente en el lugar a través de unos coeficientes de sitio Fa y Fv, y(c) La importancia de la edificación para la recuperación de la comunidad con posterioridad a la ocurrencia de un sismo a través de un coeficiente de importancia I. Las características de los movimientos sísmicos de diseño se expresan por medio de un espectro elástico de diseño. El Reglamento contempla descripciones alternativas del sismo de diseño, ya sea a través de familias de acelerogramas, o bien por medio de expresiones derivadas de estudios de microzonificación sísmica, las cuales deben determinarse siguiendo los requisitos dados en el Capítulo A.2.

Se deben seguir el mismo procedimiento que para edificaciones nuevas. Para el caso de edificaciones declaradas como patrimonio histórico y bajo las condiciones que lo permite A.10.9.2.5 se pueden utilizar los movimientos sísmicos para el nivel de seguridad limitada definido en A.10.3.

Tabla A.1.3 -1 (continuación)

Procedimiento de diseño estructural para edificaciones nuevas y existentes

Diseño de edificaciones nuevas

Intervención de edificaciones existentes

Paso 5 – Características de la estructuración y del material estructural empleado

El sistema estructural de resistencia sísmica de la edificación debe clasificarse dentro de uno de los sistemas estructurales prescritos en el Capítulo A.3: sistema de muros de carga, sistema combinado, sistema de pórtico, o sistema dual. El Reglamento define limitaciones en el empleo de los sistemas estructurales de resistencia sísmica en función de la zona de amenaza sísmica donde se encuentre localizada la edificación, del tipo de material estructural empleado (concreto estructural, estructura metálica, mampostería estructural, o madera), de la forma misma como se disponga el material en los elementos estructurales según esté en posibilidad de responder adecuadamente ante movimientos sísmicos como los esperados por medio de su capacidad de disipación de energía, la cual puede ser especial (DES), moderada (DMO) o mínima (DMI); de la altura de la edificación, y de su grado de irregularidad.

Dentro del alcance de la etapa 4 de A.10.4.1, para las edificaciones existentes se debe determinar, de acuerdo con las características del sistema estructural empleado originalmente en su construcción, una correspondencia con los sistemas estructurales que se permiten para edificaciones nuevas de acuerdo con lo prescrito en A.10.4.2.

Paso 6 – Grado de irregularidad de la estructura y procedimiento de análisis

Definición del procedimiento de análisis sísmico de la estructura de acuerdo con la regularidad o irregularidad de la configuración de la edificación, tanto en planta como en alzado, su grado de redundancia o de ausencia de ella en el sistema estructural de resistencia sísmica, su altura, las características del suelo en el lugar, y el nivel de amenaza sísmica, siguiendo los preceptos dados en el Capítulo A.3 de este Reglamento.

Se aplican los mismos principios que para edificaciones nuevas.

Paso 7 – Determinación de las fuerzas sísmicas

Obtención de las fuerzas sísmicas, Fs, que deben aplicarse a la estructura para lo cual deben usarse los movimientos sísmicos de diseño definidos en el paso 4.

Dentro del alcance de la etapa 4 de A.10.4.1, para las edificaciones existentes se determinan unas solicitaciones equivalentes a las de edificaciones nuevas, pero ajustadas a las propiedades de la estructura existente. Véase A.10.4.2.

Paso 8 – Análisis sísmico de la estructura

El análisis sísmico de la estructura se lleva a cabo aplicando los movimientos sísmicos de diseño prescritos, a un modelo matemático apropiado de la estructura, tal como se define en el Capítulo A.3. Este análisis se realiza para los movimientos sísmicos de diseño sin ser divididos por el coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, y debe hacerse por el método que se haya definido en el paso 6. Deben determinarse los desplazamientos máximos que imponen los movimientos sísmicos de diseño a la estructura y las fuerzas internas que se derivan de ellos.

Se debe cumplir lo indicado en la etapa 5 de A.10.1.4.

Paso 9 – Desplazamientos horizontales

Evaluación de los desplazamientos horizontales, incluyendo los efectos torsionales de toda la estructura, y las derivas (desplazamiento relativo entre niveles contiguos), utilizando los procedimientos dados en el Capítulo A.6 y con base en los desplazamientos obtenidos en el paso 8.

Se debe cumplir lo indicado en la etapa 9 de A.10.1.4.

Tabla A.1.3 -1 (continuación)

Procedimiento de diseño estructural para edificaciones nuevas y existentes

Diseño de edificaciones nuevas

Intervención de edificaciones existentes

Paso 10 – Verificación de derivas

Comprobación de que las derivas de diseño obtenidas no excedan los límites dados en el Capítulo A.6. Si la estructura excede los límites de deriva, calculada incluyendo los efectos torsionales de toda la estructura, es obligatorio rigidizarla, llevando a cabo nuevamente los pasos 8, 9 y 10, hasta cuando cumpla la comprobación de derivas.

Se debe cumplir lo indicado en la etapa 10 de A.10.1.4.

Paso 11 – Combinación de las diferentes solicitaciones

Las diferentes solicitaciones que deben ser tenidas en cuenta, se combinan para obtener las fuerzas internas de diseño de la estructura, de acuerdo con los requisitos del Capítulo B.2 del Reglamento, por el método de diseño propio de cada material estructural. En cada una de las combinaciones de carga requeridas, las solicitaciones se multiplican por el coeficiente de carga prescrito para esa combinación en el Capítulo B.2 del Reglamento. En los efectos causados por el sismo de diseño se tiene en cuenta la capacidad de disipación de energía del sistema estructural, lo cual se logra empleando unos efectos sísmicos reducidos de diseño, E, obtenidos dividiendo las fuerzas sísmicas Fs, determinadas en el paso 7, por el coeficiente de capacidad de disipación de energía R (e = Fs/R}. El coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, es función de:(a) El sistema de resistencia sísmica de acuerdo con la clasificación dada en el Capítulo A.3,(b) Del grado de irregularidad de la edificación,(c) Del grado de redundancia o de ausencia de ella en el sistema estructural de resistencia sísmica, y(d) De los requisitos de diseño y detallado de cada material, para el grado de capacidad de disipación de energía correspondiente (DMI, DMO, o DES), tal como se especifica en el Capítulo A.3.

Se debe cumplir lo indicado en las etapas 6 a 8 de A.10.1.4.

Paso 12 – Diseño de los elementos estructurales

Se lleva a cabo de acuerdo con los requisitos propios del sistema de resistencia sísmica y del material estructural utilizado. Los elementos estructurales deben diseñarse y detallarse de acuerdo con los requisitos propios del grado de capacidad de disipación de energía mínimo (DMI) moderado (DMO), o especial (DES) prescrito en el Capítulo A.3, según les corresponda, lo cual le permitirá a la estructura responder, ante la ocurrencia de un sismo, en el rango inelástico de respuesta y cumplir con los objetivos de las normas sismo resistentes. El diseño de los elementos estructurales debe realizarse para los valores más desfavorables obtenidos de las combinaciones obtenidas en el paso 11, tal como prescribe el Título B de este Reglamento.

Se debe cumplir lo indicado en las etapas 8, 11 y 12 de A.10.1.4 donde se indica como interpretar la resistencia efectiva de la edificación a la luz de las solicitaciones equivalentes y como se define la resistencia a proveer para reducir la vulnerabilidad de la edificación, cuando es vulnerable, para diseñar la intervención de la edificación.

A.1.3.5 – DISEÑO DE LA CIMENTACIÓN – Los efectos de las diferentes solicitaciones, incluyendo los efectos de los movimientos sísmicos de diseño sobre los elementos de la cimentación y el suelo de soporte se obtienen así:

(a) Para efectos del diseño estructural de los elementos que componen la cimentación, se emplean los resultados de las combinaciones realizadas en el paso 11 de A.1.3.4, empleando las cargas apropiadas y las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, a partir de las reacciones de la estructura sobre estos elementos, tomando en cuenta la capacidad de la estructura. En el diseño de los elementos de cimentación deben seguirse los requisitos propios del material estructural y del Título H de este Reglamento.

(b) Para efectos de obtener los esfuerzos sobre el suelo de cimentación, a partir de las reacciones de la estructura y su cimentación sobre el suelo, se emplean las combinaciones de carga para el método de esfuerzos de trabajo de la sección B.2.3, empleando las cargas apropiadas y las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E. Los efectos de la estructura y del sismo sobre el suelo así obtenidos están definidos al nivel de esfuerzos de trabajo y deben evaluarse de acuerdo con los requisitos del Título H de este Reglamento.

A.1.3.6 – DISEÑO SÍSMICO DE LOS ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES – El diseño sísmico de los elementos no estructurales debe realizarse de acuerdo con los siguientes requisitos:

A.1.3.6.1 – Se debe cumplir el grado de desempeño superior, bueno o bajo que define el Capítulo A.9 según el grupo de uso al cual pertenezca la edificación.

A.1.3.6.2 – El diseño de los elementos no estructurales debe ser llevado a cabo por profesionales facultados para este fin de acuerdo con los artículos 26 y 29 de la Ley 400 de 1997 y siguiendo los requisitos del Capítulo A.9, considerando para el efecto los parámetros de diseño sísmico aportados por el diseñador estructural.

A.1.3.6.3 – Dentro de la clasificación de elementos no estructurales se incluyen sistemas como las estanterías, cuyo tratamiento deberá ser como el de sistemas estructurales, los cuales pueden hacer parte de la estructura de la edificación, o ser un sistema estructural independiente de la estructura de la edificación donde se alojan. El diseño de este tipo de sistemas debe ser llevado a cabo por ingenieros estructurales, siguiendo requisitos de diseño sismo resistente acordes con las condiciones de carga específicas de cada aplicación, de acuerdo con el Capítulo A.9.

A.1.3.6.4 –Se permite el uso de elementos diseñados e instalados por su fabricante, o cuya instalación se hace siguiendo sus instrucciones, cumpliendo lo indicado en A.1.5.1.2.

A.1.3.6.5 – El constructor quien suscribe la licencia de construcción debe:

(a) Recopilar los diseños de los diferentes elementos no estructurales y las características y documentación de aquellos que se acojan a lo permitido en A.1.5.1.2, para presentarlos en una sola memoria ante la Curaduría u oficina o dependencia encargada de estudiar, tramitar, y expedir las licencias de construcción.

(b) Los diferentes diseños de los elementos no estructurales deben ser firmados por el Constructor que suscribe la licencia, indicando así que se hace responsable que los elementos no estructurales se construyan de acuerdo con lo diseñado, cumpliendo con el grado de desempeño especificado.

A.1.3.7 – REVISIÓN DE LOS DISEÑOS – Los planos, memorias y estudios realizados deben ser revisados para efectos de la obtención de la licencia de construcción tal como lo indica la Ley 400 de 1997, la Ley 388 de 1997 y sus respectivos reglamentos. Esta revisión debe ser realizada en la curaduría o en las oficinas o dependencias encargadas de estudiar, tramitar, y expedir las licencias de construcción, o bien por un profesional independiente, a costo de quien solicita la licencia. Los revisores de los diseños deben tener las cualidades establecidas en la Ley 400 de 1997.

A.1.3.8 – CONSTRUCCIÓN – La construcción de la estructura, y de los elementos no estructurales, de la edificación se realiza de acuerdo con los requisitos propios del material, para el grado de capacidad de disipación de energía para el cual fue diseñada, y bajo una supervisión técnica, cuando así lo exija la Ley 400 de 1997, realizada de acuerdo con los requisitos del Título I. En la construcción deben cumplirse los requisitos dados por el Reglamento para cada material estructural y seguirse los procedimientos y especificaciones dados por los diseñadores. La dirección de la construcción debe ser realizada por un ingeniero civil, o arquitecto, o un ingeniero mecánico para el caso de estructuras metálicas o prefabricadas, facultados para este fin, de acuerdo con la Ley 400 de 1997, o un constructor en arquitectura o ingeniería facultado para este fin por la Ley 1229 de 2008.

A.1.3.9 – SUPERVISIÓN TÉCNICA – De acuerdo con el Título V de la Ley 400 de 1997, la construcción de estructuras de edificaciones, o unidades constructivas, que tengan más de 3000 m2 de área construida, independientemente de su uso, debe someterse a una supervisión técnica realizada de acuerdo con lo establecido en esta sección y en el Título I de este Reglamento.

A.1.3.9.1 – Edificaciones indispensables y de atención a la comunidad – De acuerdo con el Artículo 20 de la Ley 400 de 1997, las edificaciones de los grupos de uso III y IV, independientemente del área que tengan, deben someterse a una Supervisión Técnica.

A.1.3.9.2 – Edificaciones diseñadas y construidas de acuerdo con el Título E del Reglamento – De acuerdo con el Parágrafo 1° del Artículo 18 de la Ley 400 de 1997, se excluyen de la obligatoriedad de la supervisión técnica, las estructuras que se diseñen y construyan siguiendo las recomendaciones del Título E, siempre y cuando se trate de menos de 15 unidades de vivienda.

A.1.3.9.3 – Supervisión técnica exigida por los diseñadores – De acuerdo con el Parágrafo 2° del Artículo 18 de la Ley 400 de 1997, el diseñador estructural, o el ingeniero geotecnista, de acuerdo con su criterio, pueden requerir supervisión técnica en edificaciones de cualquier área; cuya complejidad, procedimientos constructivos especiales o materiales empleados, la hagan necesaria, consignado este requisito en los planos estructurales o en el estudio geotécnico respectivamente.

A.1.3.9.4 – Idoneidad del supervisor técnico – El supervisor técnico debe ser un profesional, ingeniero civil o arquitecto, que cumpla las cualidades exigidas por el Capítulo V del Título VI de la Ley 400 de 1997 o un constructor en arquitectura e ingeniería según los artículos 3° y 4° de la Ley 1229 de 2008. El profesional, bajo su responsabilidad, puede delegar en personal no profesional algunas de las labores de la supervisión. La supervisión técnica corresponde a una parte de la interventoría y puede ser llevada a cabo por un profesional diferente al interventor.

A.1.3.9.5 – Alcance de la supervisión técnica – El alcance de las labores que debe realizar el supervisor técnico están establecidas en el Título I de este Reglamento.

A.1.3.9.6 – Edificaciones donde no se requiere supervisión técnica – En aquellas edificaciones donde no se requiera la supervisión técnica, este hecho no exime al constructor de realizar los controles de calidad de los materiales que el Reglamento requiere para los diferentes materiales estructurales, ni de llevar registros y controles de las condiciones de cimentación y geotécnicas del proyecto.

A.1.3.10 – EDIFICACIONES INDISPENSABLES – Las edificaciones indispensables, pertenecientes al grupo de uso IV, tal como las define A.2.5.1.1, y las incluidas en los literales (a), (b), (c) y (d) del grupo de uso III, tal como las define A.2.5.1.2, deben diseñarse y construirse cumpliendo los requisitos presentados en el procedimiento de diseño definido en A.1.3.2 a A.1.3.8, y además los requisitos adicionales dados en el Capítulo A.12, dentro de los cuales se amplía el Paso 10 de A.1.3.4, exigiendo una verificación de la edificación para los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño de la edificación. En relación con las edificaciones incluidas en los literales (e) y (f) del grupo de uso III, como lo define A.2.5.1.2, queda a decisión del propietario en el primer caso o de la autoridad competente en el segundo definir si se requiere adelantar el diseño de ellas según los requisitos especiales del Capítulo A.12.

A.1.3.11 – CASAS DE UNO Y DOS PISOS – Las edificaciones de uno y dos pisos deben diseñarse de acuerdo con los Capítulos A.1 a A.12 de este Reglamento. Las casas de uno y dos pisos del grupo de uso I, tal como lo define A.2.5.1.4, que no formen parte de programas de quince o más unidades de vivienda ni tengan más de 3000 m² de área en conjunto, pueden diseñarse alternativamente de acuerdo con los requisitos del Título E de este Reglamento.

A.1.3.12 – ASPECTOS FUNDAMENTALES DE DISEÑO – En toda edificación del grupo de uso I, como las define A.2.5.1, que tenga más de 3000 m2 de área en conjunto, que forme parte de un programa de quince o más unidades de vivienda, en todas las edificaciones de los grupos de usos II, III y IV, como las define A.2.5.1 y cuando con base en las características de la edificación o del lugar alguno de los diseñadores lo estime conveniente, deben considerarse los siguientes aspectos especiales en su diseño, construcción y supervisión técnica:

(a) Influencia del tipo de suelo en la amplificación de los movimientos sísmicos y la respuesta sísmica de las edificaciones que igualmente pueden verse afectadas por la similitud entre los períodos de la estructura y alguno de los períodos del depósito,

(b) Potencial de licuación del suelo en el lugar,

(c) Posibilidad de falla de taludes o remoción en masa debida al sismo,

(d) Comportamiento en grupo del conjunto ante solicitaciones sísmicas, eólicas y térmicas de acuerdo con las juntas que tenga el proyecto,

(e) Especificaciones complementarias acerca de la calidad de los materiales a utilizar y del alcance de los ensayos de comprobación técnica de la calidad real de estos materiales, y

(f) Verificación de la concepción estructural de la edificación desde el punto de vista de cargas verticales y fuerzas horizontales.

(g) Obligatoriedad de una supervisión técnica, profesionalmente calificada, de la construcción, según lo requerido en A.1.3.9.

A.1.3.13 – CONSTRUCCIÓN RESPONSABLE AMBIENTALMENTE – Las construcciones que se adelanten en el territorio nacional deben cumplir con la legislación y reglamentación nacional, departamental y municipal o distrital respecto al uso responsable ambientalmente de materiales y procedimientos constructivos. Se deben utilizar adecuadamente los recursos naturales y tener en cuenta el medio ambiente sin producir deterioro en él y sin vulnerar la renovación o disponibilidad futura de estos materiales. Esta responsabilidad ambiental debe desarrollarse desde la etapa de diseño y aplicarse y verificarse en la etapa de construcción, por todos los profesionales y demás personas que intervengan en dichas etapas.

A.1.4 – CONSIDERACIONES ESPECIALES

A.1.4.1 – POR TAMAÑO Y GRUPO DE USO – En toda edificación del grupo de uso I, como las define A.2.5.1, que tenga más de 3000 m2 de área en conjunto, o que forme parte de un programa de quince o más unidades de vivienda, y en todas las edificaciones de los grupos de usos II, III y IV, como las define A.2.5.1, debe tenerse en cuenta la obligatoriedad de la supervisión técnica, profesionalmente calificada, de la construcción, según lo requerido en A.1.3.9.

A.1.4.2 – SISTEMAS PREFABRICADOS – De acuerdo con lo establecido en el Artículo 12 de la Ley 400 de 1997, se permite el uso de sistemas de resistencia sísmica que estén compuestos, parcial o totalmente, por elementos prefabricados, que no estén cubiertos por este Reglamento, siempre y cuando cumpla uno de los dos procedimientos siguientes:

(a) Se utilicen los criterios de diseño sísmico presentados en A.3.1.7, o

(b) Se obtenga una autorización previa de la Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, de acuerdo con los requisitos y responsabilidades establecidas en el Artículo 14 de la Ley 400 de 1997.

A.1.5 – DISEÑOS, PLANOS, MEMORIAS Y ESTUDIOS

A.1.5.1 – DISEÑADOR RESPONSABLE – La responsabilidad de los diseños de los diferentes elementos que componen la edificación recae en los profesionales bajo cuya dirección se elaboran los diferentes diseños particulares. Se presume, que cuando un elemento figure en un plano o memoria de diseño, es porque se han tomado todas las medidas necesarias para cumplir el propósito del Reglamento y por lo tanto el profesional que firma o rotula el plano es el responsable del diseño correspondiente.

A.1.5.1.1 – Deben consultarse en el Título II de la Ley 400 de 1997, así como en el Capítulo A.13 de este Reglamento, las definiciones de constructor, diseñador arquitectónico, diseñador estructural, ingeniero geotecnista, propietario y supervisor técnico, para efectos de la asignación de las responsabilidades correspondientes.

A.1.5.1.2 – En aquellos casos en los cuales en los diseños se especifican elementos cuyo suministro e instalación se realiza por parte de su fabricante o siguiendo sus instrucciones, el diseñador puede limitarse a especificar en sus planos, memorias o especificaciones, las características que deben cumplir los elementos, y la responsabilidad de que se cumplan estas características recae en el constructor que suscribe la licencia de construcción y este cumplimiento debe ser verificado por el supervisor técnico, cuando la edificación deba contar con su participación según el A.1.3.9.

A.1.5.2 – PLANOS – Los planos arquitectónicos, estructurales y de elementos no estructurales, que se presenten para la obtención de la licencia de construcción deben ser iguales a los utilizados en la construcción de la obra, y por lo menos una copia debe permanecer en archivo de la Curaduría, departamento administrativo o dependencia distrital o municipal encargada de expedir las licencias de construcción. La Curaduría Urbana o la dependencia municipal o distrital encargada de expedir las licencias de construcción, podrá solicitar una copia en medio magnético del proyecto estructural (planos y memorias), en los formatos digitales que ésta defina. En los proyectos que requieran supervisión técnica, de acuerdo con el presente Reglamento, se deberá cumplir adicionalmente con lo especificado en el Título I en relación con los planos finales de obra (planos record).

A.1.5.2.1 – Planos estructurales – Los planos estructurales deben ir firmados o rotulados con un sello seco por un ingeniero civil facultado para ese fin y quien obra como diseñador estructural responsable. Los planos estructurales deben contener como mínimo:

(a) Especificaciones de los materiales de construcción que se van a utilizar en la estructura, tales como resistencia del concreto, resistencia del acero, calidad de las unidades de mampostería, tipo de mortero, calidad de la madera estructural, y toda información adicional que sea relevante para la construcción y supervisión técnica de la estructura. Cuando la calidad del material cambie dentro de la misma edificación, debe anotarse claramente cuál material debe usarse en cada porción de la estructura,

(b) Tamaño y localización de todos los elementos estructurales así como sus dimensiones y refuerzo,

(c) Precauciones que se deben tener en cuenta, tales como contraflechas, para contrarrestar cambios volumétricos de los materiales estructurales tales como: cambios por variaciones en la humedad ambiente, retracción de fraguado, flujo plástico o variaciones de temperatura,

(d) Localización y magnitud de todas las fuerzas de preesfuerzo, cuando se utilice concreto preesforzado,

(e) Tipo y localización de las conexiones entre elementos estructurales y los empalmes entre los elementos de refuerzo, así como detalles de conexiones y sistema de limpieza y protección anticorrosiva en el caso de estructuras de acero,

(f) El grado de capacidad de disipación de energía bajo el cual se diseñó el material estructural del sistema de resistencia sísmica,

(g) Las cargas vivas y de acabados supuestas en los cálculos, y

(h) El grupo de uso al cual pertenece la edificación.

A.1.5.2.2 – Planos arquitectónicos y de elementos no estructurales arquitectónicos – Los planos arquitectónicos deben ir firmados o rotulados con un sello seco por un arquitecto facultado para ese fin y quien obra como diseñador arquitectónico responsable. Para efectos del presente Reglamento deben contener el grado de desempeño sísmico de los elementos no estructurales arquitectónicos, tal como los define el Capítulo A.9, y además todos los detalles y especificaciones, compatibles con este grado de desempeño, necesarios para garantizar que la construcción pueda ejecutarse y supervisarse apropiadamente. El diseñador de los elementos no estructurales, cuando el diseño sísmico de los elementos no estructurales se realice por un profesional diferente del arquitecto, debe firmar o rotular los planos arquitectónicos generales, además de los de los diseños particulares. Véase A.1.3.6.

A.1.5.2.3 – Planos hidráulicos y sanitarios, eléctricos, mecánicos y de instalaciones especiales – Los planos de instalaciones hidráulicas y sanitarias, eléctricas, mecánicas y de instalaciones especiales, deben ir firmados o rotulados con un sello seco por profesionales facultados para ese fin. Para efectos del presente Reglamento deben contener el grado de desempeño de los elementos no estructurales diferentes de arquitectónicos, tal como los define el Capítulo A.9, y además todos los detalles y especificaciones, compatibles con este grado de desempeño, necesarios para garantizar que la construcción pueda ejecutarse y supervisarse apropiadamente.

A.1.5.3 – MEMORIAS – Los planos deben ir acompañados por memorias de diseño y cálculo en las cuales se describan los procedimientos por medio de los cuales se realizaron los diseños.

A.1.5.3.1 – Memorias estructurales – Los planos estructurales que se presenten para obtener la licencia de construcción deben ir acompañados de la memoria justificativa de cálculos, firmada por el Ingeniero que realizó el diseño estructural. En esta memoria debe incluirse una descripción del sistema estructural usado, y además deben anotarse claramente las cargas verticales, el grado de capacidad de disipación de energía del sistema de resistencia sísmica, el cálculo de la fuerza sísmica, el tipo de análisis estructural utilizado y la verificación de que las derivas máximas no fueron excedidas. Cuando se use un equipo de procesamiento automático de información, además de lo anterior, debe entregarse una descripción de los principios bajo los cuales se realiza el modelo digital y su análisis estructural y los datos de entrada al procesador automático debidamente identificados. Los datos de salida pueden utilizarse para ilustrar los resultados y pueden incluirse en su totalidad en un anexo a las memorias de cálculo, pero no pueden constituirse en sí mismos como memorias de cálculo, requiriéndose de una memoria explicativa de su utilización en el diseño.

A.1.5.3.2 – Memorias de otros diseños – Las justificaciones para el grado de desempeño de los elementos no estructurales deben consignarse en una memoria. Esta memoria debe ser elaborada por elprofesional responsable de los diseños, ya sea el arquitecto o el diseñador de los elementos no estructurales, y los diseñadores hidráulicos, eléctricos, mecánicos o de instalaciones especiales. Véase A.1.3.6. Igualmente debe contarse con una memoria de las especificaciones sobre materiales, elementos estructurales, medios de ingreso y egreso y sistemas de detección y extinción de incendios relacionadas con la seguridad a la vida, de acuerdo con los Títulos J y K de este Reglamento.

A.1.5.4 – ESTUDIO GEOTÉCNICO – Para efectos de obtener una licencia de construcción debe presentarse un estudio geotécnico realizado de acuerdo con los requisitos del Título H del presente Reglamento. El estudio geotécnico debe ir firmado por un ingeniero civil facultado para ese fin, y debe hacer referencia a:

(a) Lo exigido en A.1.3.2,

(b) A la definición del los efectos locales exigida en A.2.4, incluyendo el caso en el que se realice un estudio sísmico particular de sitio según lo indicado en A.2.10,

(c) A la obtención de los parámetros del suelo para efectos de la evaluación de la interacción suelo- estructura tal como la define el Capítulo A.7, cuando esta es requerida por el Capítulo A.3, y

(d) A las demás que exija el Título H.

A.1.6 – OBLIGATORIEDAD DE LAS NORMAS TÉCNICAS CITADAS EN EL REGLAMENTO

A.1.6.1– NORMAS NTC – Las Normas Técnicas Colombianas NTC, citadas en el presente Reglamento, hacen parte de él. Las normas NTC son promulgadas por el Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación ICONTEC, único organismo nacional de normalización reconocido por el gobierno de Colombia.

A.1.6.2 – OTRAS NORMAS – En aquellos casos en los cuales no exista una norma NTC se acepta la utilización de normas de la Sociedad Americana de Ensayo y Materiales (American Society for Testing and Materials – ASTM) o de otras instituciones, las cuales también hacen parte del Reglamento cuando no exista la correspondiente norma NTC.

A.1.6.3 – REFERENCIAS – Al lado de las normas NTC se ha colocado entre paréntesis una norma de la ASTM o de otra institución. Esto se hace únicamente como referencia y la norma obligatoria siempre será la norma NTC. Esta norma de referencia corresponde a una norma ASTM, o de otra institución, que es compatible con los requisitos correspondientes del Reglamento, y no necesariamente corresponde a la norma de antecedente de la norma NTC. Las normas de antecedente de las normas NTC son las que se encuentran consignadas en el texto de la misma norma.

A.1.7 – SISTEMA DE UNIDADES

A.1.7.1 – SISTEMA MÉTRICO SI – De acuerdo con lo exigido por el Decreto 1731 de 18 de Septiembre de 1967, el presente Reglamento Colombiano de Construcciones Sismo Resistentes NSR-10, se ha expedido utilizando el Sistema Internacional de Medidas (SI), el cual es de uso obligatorio en el territorio nacional. Debe consultarse la norma NTC 1000 (ISO 1000), expedida por el ICONTEC, para efectos de la correcta aplicación del Sistema Internacional de Medidas SI.

A.1.7.2 – REFERENCIAS AL SISTEMA MÉTRICO mks – La unidades que se utilizan en las ecuaciones del Reglamento son las unidades del sistema SI. Al final de algunos Títulos hay un apéndice en el cual se relacionan las ecuaciones correspondientes en los sistemas de unidades SI y mks. En general todas las ecuaciones en las cuales se utiliza la raíz cuadrada de un esfuerzo, que por definición sigue teniendo unidades de esfuerzo, como es el caso de  en concreto reforzado,  en mampostería reforzada, ó  en estructuras metálicas, producen resultados inconsistentes si se emplean en esfuerzos expresados en el sistema mks (kgf/cm²), y solo pueden emplearse con esfuerzos expresados en el Sistema Internacional de Medidas (SI).

CAPÍTULO A.2.

ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA Y MOVIMIENTOS SÍSMICOS DE DISEÑO.

A.2.0 – NOMENCLATURA

A_a = coeficiente que representa la aceleración horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

A_v = coeficiente que representa la velocidad horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

d_c = es la suma de los espesores de los k estratos de suelos cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil.

d_i = espesor del estrato i, localizado dentro de los 30 m superiores del perfil.

d_s = es la suma de los espesores de los m estratos de suelos no cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil en ecuación A.2.4-3.

F_a = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos cortos, debida a los efectos de sitio, adimensional.

F_v = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos intermedios, debida a los efectos de sitio, adimensional.

g = aceleración debida a la gravedad (9.8 m/s²).

H = espesor total en m de los estratos de suelos cohesivos.

I = coeficiente de importancia definido en A.2.5.2

IP = índice de plasticidad, el cual se obtiene cumpliendo la norma ASTM D 4318.

N_i = número de golpes por píe obtenido en el ensayo de penetración estándar, realizado in situ de acuerdo con la norma ASTM D 1586, haciendo corrección por energía N60. El valor de N_i usado para obtener el valor medio, no debe exceder 100.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

R_C = coeficiente de capacidad de disipación de energía definido para la zona de períodos cortos menores de T_C en función del valor de R, cuando se exige así en los estudios de microzonificación. Definido en la ecuación A.2.9-1.

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.1.

S_d = valor del espectro de desplazamientos de diseño para un período de vibración dado. Máximo desplazamiento horizontal de diseño, expresado en m, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.3.

S_v = valor del espectro de velocidades de diseño para un período de vibración dado. Máxima velocidad horizontal de diseño, expresada en m/s, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.2.

Sui = es la resistencia al corte no drenado en kPa (kgf/cm²) del estrato i, la cual no debe exceder 250 kPa (2.5 kgf/cm²) para realizar el promedio ponderado. Esta resistencia se mide cumpliendo la norma NTC 1527 (ASTM D 2166) o la norma NTC 2041 (ASTM D 2850).

T = período de vibración del sistema elástico, en segundos.

T_C = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de aceleración constante del espectro de diseño, para períodos cortos, y la parte descendiente del mismo. (Véase A.2.6).

T_L = período de vibración, en segundos, correspondiente al inicio de la zona de desplazamiento aproximadamente constante del espectro de diseño, para períodos largos. (Véase A.2.6)

T₀ = período de vibración al cual inicia la zona de aceleraciones constantes del espectro de aceleraciones, en s.

v_si = velocidad media de la onda de cortante del suelo del estrato i, medida en campo, en m/s

w = contenido de agua en porcentaje, el cual se determina por medio de la norma NTC 1495 (ASTM D 2166).

A.2.1 – GENERAL

A.2.1.1– MOVIMIENTOS SÍSMICOS PRESCRITOS – Para efectos del diseño sísmico de la estructura, ésta debe localizarse dentro de una de las zonas de amenaza sísmica, baja, intermedia o alta, y además deben utilizarse los movimientos sísmicos de diseño definidos en el presente Capítulo, los cuales se pueden expresar por medio del espectro elástico de diseño definido en A.2.6, o por medio de familias de acelerogramas que cumplan los requisitos de A.2.7.

A.2.1.2 – EFECTOS LOCALES DIFERENTES – En A.2.4 el Reglamento prescribe un procedimiento para determinar los efectos en los movimientos sísmicos de diseño de la transmisión de las ondas sísmicas en el suelo existente debajo de la edificación. Pueden utilizarse movimientos sísmicos de diseño diferentes a los definidos en A.2.4, si se demuestra que fueron obtenidos utilizando mejor información proveniente de un estudio detallado de propagación de la onda sísmica a través del suelo existente debajo del sitio, o de la incidencia de la topografía del lugar, en los siguientes casos:

A.2.1.2.1 – Estudios de microzonificación sísmica – Cuando las autoridades municipales o distritales han aprobado un estudio de microzonificación sísmica, realizado de acuerdo con el alcance que fija la sección A.2.9, el cual contenga recomendaciones para el lugar donde se adelantará la edificación, ya sea por medio de unos efectos de sitio o formas espectrales especiales, se deben utilizar los resultados de ésta, así como los valores del coeficiente de sitio, dados en ella, en vez de los presentados en A.2.4 y A.2.6.

A.2.1.2.2 – Estudios sísmicos particulares de sitio – Cuando el ingeniero geotecnista responsable del estudio geotécnico de la edificación defina unos efectos locales particulares para el lugar donde se encuentra localizada la edificación, utilizando estudios de amplificación de las ondas sísmicas o estudios especiales referentes a efectos topográficos, o ambos, éstos deben realizarse de acuerdo con lo prescrito en A.2.10.

A.2.1.3 – MOVIMIENTOS SÍSMICOS DIFERENTES – Cuando se utilicen movimientos sísmicos de diseño obtenidos a partir de valores de A_a o A_v o A_e diferentes de los dados en este Reglamento, estos valores de A_a, o A_v, o ambos, o de A_e, deben ser aprobados por la oficina o dependencia distrital o municipal encargada de expedir las licencias de construcción, previo concepto de la Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes.

A.2.2 – MOVIMIENTOS SÍSMICOS DE DISEÑO

A.2.2.1 – Los movimientos sísmicos de diseño se definen en función de la aceleración pico efectiva, representada por el parámetro A_a, y de la velocidad pico efectiva, representada por el parámetro A_v, para una probabilidad del diez por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años. Los valores de estos coeficientes, para efectos de este Reglamento, deben determinarse de acuerdo con A.2.2.2 y A.2.2.3.

A.2.2.2 – Se determina el número de la región en donde está localizada la edificación usando para A_a el mapa de la figura A.2.3-2 y el número de la región donde está localizada la edificación para A_v, en el mapa de la figura A.2.3-3.

A.2.2.3 – Los valores de A_a y A_v se obtienen de la tabla A.2.2-1, en función del número de la región determinado en A.2.2.2. Para las ciudades capitales de departamento del país los valores se presentan en la tabla A.2.3-2 y para todos los municipios del país en el Apéndice A-4 incluido al final del presente Título.

Tabla A.2.2-1

Valores de A_a y de A _v, según las regiones
De los mapas de las figuras A.2.3-2 Y A.2.3-3

Región N°	Valor de Aa o de Av
10	0.50
9	0.45
8	0.40
7	0.35
6	0.30
5	0.25
4	0.20
3	0.15
2	0.10
0.05

A.2.3 – ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA

La edificación debe localizarse dentro de una de las zonas de amenaza sísmica que se definen en esta sección y que están presentadas en el Mapa de la figura A.2.3-1.

A.2.3.1 – ZONA DE AMENAZA SÍSMICA BAJA – Es el conjunto de lugares en donde tanto A_a como A_v son menores o iguales a 0.10. Véase la tabla A.2.3-1.

A.2.3.2 – ZONA DE AMENAZA SÍSMICA INTERMEDIA – Es el conjunto de lugares en donde A_a o A_v, o ambos, son mayores de 0.10 y ninguno de los dos excede 0.20. Véase la tabla A.2.3-1.

A.2.3.3 – ZONA DE AMENAZA SÍSMICA ALTA – Es el conjunto de lugares en donde A_a o A_v, o ambos, son mayores que 0.20. Véase la tabla A.2.3-1.

Tabla A.2.3-1

Nivel de amenaza sísmica según valores de A_a y de A _v

Mayor valor entreAa y Av	Asociado en mapas de las figuras A.2.3-2 y A.2.3-3 a Región N°	Amenaza Sísmica
0.50	10	Alta
0.45	9	Alta
0.40	8	Alta
0.35	7	Alta
0.30	6	Alta
0.25	5	Alta
0.20	4	Intermedia
0.15	3	Intermedia
0.10	2	Baja
0.05	Baja

Tabla A.2.3-2

Valor de A_a y de A_v para las ciudades capitales de departamento

Ciudad	Aa	Av	Zona de AmenazaSísmica
Arauca	0.15	0.15	Intermedia
Armenia	0.25	0.25	Alta
Barranquilla	0.10	0.10	Baja
Bogotá D. C.	0.15	0.20	Intermedia
Bucaramanga	0.25	0.25	Alta
Cali	0.25	0.25	Alta
Cartagena	0.10	0.10	Baja
Cúcuta	0.35	0.30	Alta
Florencia	0.20	0.15	Intermedia
Ibagué	0.20	0.20	Intermedia
Leticia	0.05	0.05	Baja
Manizales	0.25	0.25	Alta
Medellín	0.15	0.20	Intermedia
Mitú	0.05	0.05	Baja
Mocoa	0.30	0.25	Alta
Montería	0.10	0.15	Intermedia
Neiva	0.25	0.25	Alta
Pasto	0.25	0.25	Alta
Pereira	0.25	0.25	Alta
Popayán	0.25	0.20	Alta
Puerto Carreño	0.05	0.05	Baja
Puerto Inírida	0.05	0.05	Baja
Quibdó	0.35	0.35	Alta
Riohacha	0.10	0.15	Intermedia
San Andrés, Isla	0.10	0.10	Baja
Santa Marta	0.15	0.10	Intermedia
San José del Guaviare	0.05	0.05	Baja
Sincelejo	0.10	0.15	Intermedia
Tunja	0.20	0.20	Intermedia
Valledupar	0.10	0.10	Baja
Villavicencio	0.35	0.30	Alta
Yopal	0.30	0.20	Alta

Figura A.2.3-1 – Zonas de Amenaza Sísmica aplicable a edificaciones para la NSR-10 en función de Aa y Av

Figura A.2.3-2 – Mapa de valores de A_a

Figura A.2.3-3 – Mapa de valores de A_V

A.2.4 – EFECTOS LOCALES

En esta sección se dan los tipos de perfil de suelo y los valores de los coeficientes de sitio. El perfil de suelo debe ser determinado por el ingeniero geotecnista a partir de unos datos geotécnicos debidamente sustentados.

A.2.4.1 – GENERAL – Se prescriben dos factores de amplificación del espectro por efectos de sitio, F_a y F_v, los cuales afectan la zona del espectro de períodos cortos y períodos intermedios, respectivamente. Los efectos locales de la respuesta sísmica de la edificación deben evaluarse con base en los perfiles de suelo dados a continuación, independientemente del tipo de cimentación empleado. La identificación del perfil de suelo se realiza a partir de la superficie del terreno. Cuando existan sótanos, o en edificio en ladera, el ingeniero geotecnista, de acuerdo con el tipo de cimentación propuesta, puede variar el punto a partir del cual se inicia la definición del perfil, por medio de un estudio acerca de la interacción que pueda existir entre la estructura de contención y el suelo circundante; pero en ningún caso este punto puede estar por debajo de la losa sobre el terreno del sótano inferior.

A.2.4.1.1 – Estabilidad del depósito de suelo – Los perfiles de suelo presentados en esta sección A.2.4 hacen referencia a depósitos estables de suelo. Cuando exista la posibilidad de que el depósito no sea estable, especialmente ante la ocurrencia de un sismo, como puede ser en sitios en ladera o en sitios con suelos potencialmente licuables, no deben utilizarse las definiciones dadas y hay necesidad de realizar una investigación geotécnica que identifique la estabilidad del depósito, además de las medidas correctivas, si son posibles, que se deben tomar para poder adelantar una construcción en el lugar. El estudio geotécnico debe indicar claramente las medidas correctivas y los coeficientes de sitio que se debe utilizar en el diseño, dado que se lleven a cabo las medidas correctivas planteadas. La construcción de edificaciones en el sitio no puede adelantarse sin tomar medidas correctivas, cuando éstas sean necesarias.

A.2.4.1.2 – Procedimientos alternos – Cuando según A.2.1.2 se permitan procedimientos alternos para definir los efectos locales, se debe cumplir con lo requerido allí en vez de lo presentado en esta sección.

A.2.4.2 – TIPOS DE PERFIL DE SUELO – Se definen seis tipos de perfil de suelo los cuales se presentan en la tabla A.2.4-1. Los parámetros utilizados en la clasificación son los correspondientes a los 30 m superiores del perfil para los perfiles tipo A a E. Aquellos perfiles que tengan estratos claramente diferenciables deben subdividirse, asignándoles un subíndice i que va desde 1 en la superficie, hasta n en la parte inferior de los 30 m superiores del perfil. Para el perfil tipo F se aplican otros criterios y la respuesta no debe limitarse a los 30 m superiores del perfil en los casos de perfiles con espesor de suelo significativo.

A.2.4.3 – PARÁMETROS EMPLEADOS EN LA DEFINICIÓN DEL TIPO DE PERFIL DE SUELO – A continuación se definen los parámetros que se utilizan para definir el tipo de perfil de suelo con base en los 30 m superiores del mismo y considerando ensayos realizados en muestras tomadas al menos cada 1.50 m de espesor del suelo. Estos parámetros son (a) la velocidad media de la onda de cortante, , en m/s, (b) el número medio de golpes del ensayo de penetración estándar, , en golpes/píe a lo largo de todo el perfil, o, (c) cuando se trate de considerar por separado los estratos no cohesivos y los cohesivos del perfil, para los estratos de suelos no cohesivos se determinará el número medio de golpes del ensayo de penetración estándar, , en golpes/píe, y para los cohesivos la resistencia media al corte obtenida del ensayo para determinar su resistencia no drenada, , en kPa. Además se emplean el Índice de Plasticidad (ip), y el contenido de agua en porcentaje, w.

A.2.4.3.1 – Velocidad media de la onda de cortante – La velocidad media de la onda de cortante se obtiene por medio de:

 (A.2.4-1)

Donde:

V_si= velocidad media de la onda cortante del suelo del estrato i, mediante en campo, en m/s

d_i= espesor del estrato i, localizado dentro de los 30m, superiores del perfil

A.2.4.3.2 – Número medio de golpes del ensayo de penetración estándar – El número medio de golpes del ensayo de penetración estándar se obtiene por medio de los dos procedimientos dados a continuación:

(a) Número medio de golpes del ensayo de penetración estándar en cualquier perfil de suelo – El número medio de golpes del ensayo de penetración estándar en cualquier perfil de suelo, indistintamente que esté integrado por suelos no cohesivos o cohesivos, se obtiene por medio de:

donde:

N_i = número de golpes por píe obtenidos en el ensayo de penetración estándar, realizado in situ de acuerdo con la norma ASTM D 1586, haciendo corrección por energía N60, correspondiente al estrato i. El valor de N_i a emplear para obtener el valor medio, no debe exceder 100.

(b) Número medio de golpes del ensayo de penetración estándar en perfiles que contengan suelos no cohesivos – En los estratos de suelos no cohesivos localizados en los 30 m superiores del perfil debe emplearse, la siguiente relación, la cual se aplica únicamente a los m estratos de suelos no cohesivos:

donde:

d_s = es la suma de los espesores de los m estratos de suelos no cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil.

A.2.4.3.3 – Resistencia media al corte – Para la resistencia al corte no drenada, , obtenida de ensayos en los estratos de suelos cohesivos localizados en los 30 m superiores del perfil debe emplearse la siguiente relación, la cual se aplica únicamente a los k estratos de suelos cohesivos:

donde:

d_c = es la suma de los espesores de los ¡ estratos de suelos cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil.

^Sui = es la resistencia al corte no drenado en kPa (kgf/cm²) del estrato i, la cual no debe exceder 250 kPa (2.5 kgf/cm²) para realizar el promedio ponderado. Esta resistencia se mide cumpliendo la norma NTC 1527 (ASTM D 2166) o la norma NTC 2041 (ASTM D 2850).

A.2.4.3.4 – Índice de plasticidad – En la clasificación de la los estratos de arcilla se emplea el Índice de Plasticidad (IP), el cual se obtiene cumpliendo la norma ASTM D 4318.

A.2.4.3.5 – Contenido de agua – En la clasificación de los estratos de arcilla se emplea el contenido de agua en porcentaje, w, el cual se determina por medio de la norma NTC 1495 (ASTM D 2166).

A.2.4.4 – DEFINICIÓN DEL TIPO DE PERFIL DE SUELO – El procedimiento que se emplea para definir el tipo de perfil de suelo se basa en los valores de los parámetros del suelo de los 30 metros superiores del perfil, medidos en el sitio que se describieron en A.2.4.3. La clasificación se da en la tabla A.2.4-1.

Tabla A.2.4-1

Clasificación de los perfiles de suelo

A.2.4.5 — PROCEDIMIENTO DE CLASIFICACIÓN — El procedimiento para definir el perfil es el siguiente:

A.2.4.5.1 — Paso 1 — Debe primero verificarse si el suelo cae dentro de la clasificación de alguna de las categorías de perfil de suelo tipo F, en cuyo caso debe realizarse un estudio sísmico particular de clasificación en el sitio, por parte de un ingeniero geotecnista siguiendo los lineamientos de A.2.10.

A.2.4.5.2 — Paso 2 — Debe establecerse la existencia de estratos de arcilla blanda. La arcilla blanda se define como aquella que tiene una resistencia al corte no drenado menor de 50 kPa (0.50 kgf/cm²), un contenido de agua, w, mayor del 40%, y un índice de plasticidad, IP, mayor de 20. Si hay un espesor total, H, de 3 m o más de estratos de arcilla que cumplan estas condiciones el perfil se clasifica como tipo E.

A.2.4.5.3 — Paso 3 — El perfil se clasifica utilizando uno de los tres criterios: , , o la consideración conjunta de  y , seleccionando el aplicable como se indica a continuación. En caso que se cuente  prevalecerá la clasificación basada en este criterio. En caso que no se cuente con  se podrá utilizar el criterio basado en  que involucra todos los estratos del perfil. Alternativamente se podrá utilizar el criterio basado conjuntamente en , para la fracción de suelos cohesivos y el criterio , que toma en cuenta la fracción de los suelos no cohesivos del perfil. Para esta tercera consideración, en caso que las dos evaluaciones respectivas indiquen perfiles diferentes, se debe utilizar el perfil de suelos más blandos de los dos casos, por ejemplo asignando un perfil tipo E en vez de tipo D. En la tabla A.2.4-2 se resumen los tres criterios para clasificar perfil de suelos tipo C, D o E. Los tres criterios se aplican así:

(a)  en los 30 m superiores del perfil,

(b)  en los 30 m superiores del perfil, o

(c)  para los estratos de suelos existentes en los 30 m superiores que se clasifican como no cohesivos cuando IP < 20, o el promedio ponderado  en los estratos de suelos cohesivos existentes en los 30 m superiores del perfil, que tienen IP > 20, lo que indique un perfil más blando.

Tabla A.2.4-2

Criterios para clasificar suelos dentro de los perfiles de suelo tipos C, D o E

A.2.4.5.4 – Velocidad de la onda de cortante en roca – La roca competente del perfil tipo A, debe definirse por medio de mediciones de velocidad de la onda de cortante en el sitio, o en perfiles de la misma formación donde haya meteorización y fracturación similares. En aquellos casos en que sabe que las condiciones de la roca son continuas hasta una profundidad de al menos 30 m, la velocidad de onda de cortante superficial puede emplearse para definir . La velocidad de la onda de cortante en roca, para el perfil Tipo B, debe medirse en el sitio o estimarse, por parte del ingeniero geotecnista para roca competente con meteorización y fracturación moderada. Para las rocas más blandas, o muy meteorizadas o fracturadas, deben medirse en el sitio la velocidad de la onda de cortante, o bien clasificarse como perfil tipo C. Los perfiles donde existan más de 3 m de suelo entre la superficie de la roca y la parte inferior de la fundación, no pueden clasificarse como perfiles tipo A o B.

A.2.4.5.5 – En la tabla A.2.4-3 se dan los valores del coeficiente F_a que amplifica las ordenadas del espectro en roca para tener en cuenta los efectos de sitio en el rango de períodos cortos del orden de T₀, como muestra la figura A.2.4-1. Para valores intermedios de A_a se permite interpolar linealmente entre valores del mismo tipo de perfil.

Tabla A.2.4-3

Valores del coeficiente F_a, para la zona de periodos cortos del espectro

Nota: Para el perfil tipo F debe realizarse una investigación geotécnica particular para ellugar específico y debe llevarse a cabo un análisis de amplificación de onda de acuerdo conA.2.10.

A.2.4.5.6 – En la tabla A.2.4-4 se dan los valores del coeficiente F_V que amplifica las ordenadas del espectro en roca para tener en cuenta los efectos de sitio en el rango de períodos intermedios del orden de 1 _s. Estos coeficientes se presentan también en la figura A.2.4-2. Para valores intermedios de A_a se permite interpolar linealmente entre valores del mismo tipo de perfil.

Tabla A.2.4-4

Valores del coeficiente F_v, para la zona de períodos intermedios del espectro

Nota: Para el perfil tipo F debe realizarse una investigación geotécnica particular para ellugar específico y debe llevarse a cabo un análisis de amplificación de onda de acuerdo conA.2.10.

Figura A.2.4-1 - Coeficiente de amplificación F_a del suelo para la zona de períodos cortos del espectro

Figura A.2.4-2 – Coeficiente de amplificación F_V del suelo para la zona de períodos intermedios del espectro

A.2.4.5.7 – Los valores de los coeficientes F_a y F_V no tienen en cuenta efectos de ladera. De haberlos, deberán considerarse complementariamente con base en una reglamentación expedida por la municipalidad o, en ausencia de dicha reglamentación, con base en estudios particulares, realizados por el ingeniero geotecnista de la edificación, debidamente sustentados.

A.2.5 – COEFICIENTE DE IMPORTANCIA

En esta sección se definen los grupos de tipo de uso y los valores del coeficiente de importancia.

A.2.5.1 – GRUPOS DE USO – Todas las edificaciones deben clasificarse dentro de uno de los siguientes Grupos de Uso:

A.2.5.1.1 – Grupo IV – Edificaciones indispensables – Son aquellas edificaciones de atención a la comunidad que deben funcionar durante y después de un sismo, y cuya operación no puede ser trasladada rápidamente a un lugar alterno. Este grupo debe incluir:

(a) Todas las edificaciones que componen hospitales clínicas y centros de salud que dispongan de servicios de cirugía, salas de cuidados intensivos, salas de neonatos y/o atención de urgencias,

(b) Todas las edificaciones que componen aeropuertos, estaciones ferroviarias y de sistemas masivos de transporte, centrales telefónicas, de telecomunicación y de radiodifusión,

(c) Edificaciones designadas como refugios para emergencias, centrales de aeronavegación, hangares de aeronaves de servicios de emergencia,

(d) Edificaciones de centrales de operación y control de líneas vitales de energía eléctrica, agua, combustibles, información y transporte de personas y productos,

(e) Edificaciones que contengan agentes explosivos, tóxicos y dañinos para el público, y

(f) En el grupo IV deben incluirse las estructuras que alberguen plantas de generación eléctrica de emergencia, los tanques y estructuras que formen parte de sus sistemas contra incendio, y los accesos, peatonales y vehiculares de las edificaciones tipificadas en los literales a, b, c, d y e del presente numeral.

A.2.5.1.2 – Grupo III – Edificaciones de atención a la comunidad – Este grupo comprende aquellas edificaciones, y sus accesos, que son indispensables después de un temblor para atender la emergencia y preservar la salud y la seguridad de las personas, exceptuando las incluidas en el grupo IV. Este grupo debe incluir:

(a) Estaciones de bomberos, defensa civil, policía, cuarteles de las fuerzas armadas, y sedes de las oficinas de prevención y atención de desastres,

(b) Garajes de vehículos de emergencia,

(c) Estructuras y equipos de centros de atención de emergencias,

(d) Guarderías, escuelas, colegios, universidades y otros centros de enseñanza,

(e) Aquellas del grupo II para las que el propietario desee contar con seguridad adicional, y

(f) Aquellas otras que la administración municipal, distrital, departamental o nacional designe como tales.

A.2.5.1.3 – Grupo II – Estructuras de ocupación especial – Cubre las siguientes estructuras:

(a) Edificaciones en donde se puedan reunir más de 200 personas en un mismo salón,

(b) Graderías al aire libre donde pueda haber más de 2000 personas a la vez,

(c) Almacenes y centros comerciales con más de 500 m² por piso,

(d) Edificaciones de hospitales, clínicas y centros de salud, no cubiertas en A.2.5.1.1.

(e) Edificaciones donde trabajen o residan más de 3000 personas, y

(f) Edificios gubernamentales.

A.2.5.1.4 – Grupo I – Estructuras de ocupación normal – Todas la edificaciones cubiertas por el alcance de este Reglamento, pero que no se han incluido en los Grupos II, III y IV.

A.2.5.2 – COEFICIENTE DE IMPORTANCIA – El Coeficiente de Importancia, I, modifica el espectro, y con ello las fuerzas de diseño, de acuerdo con el grupo de uso a que esté asignada la edificación para tomar en cuenta que para edificaciones de los grupos II, III y IV deben considerarse valores de aceleración con una probabilidad menor de ser excedidos que aquella del diez por ciento en un lapso de cincuenta años considerada en el numeral A.2.2.1. Los valores de I se dan en la tabla A.2.5-1.

Tabla A.2.5-1

Valores del coeficiente de importancia, I

A.2.6 – ESPECTRO DE DISEÑO

A.2.6.1 – Espectro de aceleraciones – La forma del espectro elástico de aceleraciones, S_a expresada como fracción de la gravedad, para un coeficiente de cinco por ciento (5%) del amortiguamiento crítico, que se debe utilizar en el diseño, se da en la figura A.2.6-1 y se define por medio de la ecuación A.2.6-1, con las limitaciones dadas en A.2.6.1.1 a A.2.6.1.3.

A.2.6.1.1 – Para períodos de vibración menores de T_C, calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-2, el valor de S_a puede limitarse al obtenido de la ecuación A.2.6-3.

y

A.2.6.1.2 – Para períodos de vibración mayores que T_L, calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-4, el valor de S_a no puede ser menor que el dado por la ecuación A.2.6-5.

y

Figura A.2.6-1 – Espectro Elástico de Aceleraciones de Diseño como fracción de g

A.2.6.1.3 – Cuando se utilice el análisis dinámico, tal como se define en el Capítulo A.5, para períodos de vibración diferentes del fundamental, en la dirección en estudio, menores de T₀ calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-6, el espectro de diseño puede obtenerse de la ecuación A.2.6-7.

y

A.2.6.2 – Espectro de velocidades – La forma del espectro elástico de velocidades en m/s, para un coeficiente de cinco por ciento (5%) del amortiguamiento crítico, que se debe utilizar en el diseño, se da en la figura A.2.6-2 y se define por medio de la ecuación A.2.6-8, con las limitaciones dadas en A.2.6.2.1 a A.2.6.2.3.

A.2.6.2.1 – Para períodos de vibración menores de T_C, calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-2, el valor de S_v, en m/s, puede limitarse al obtenido de la ecuación A.2.6-9.

A.2.6.2.2 – Para períodos de vibración mayores que T_L, calculados de acuerdo con la ecuación A.2.6-4, el valor de S_v, en m/s, no puede ser menor que el dado por la ecuación A.2.6-10.

A.2.6.2.3 – Cuando se utilice el análisis dinámico, tal como se define en el Capítulo A.5, para períodos de vibración diferentes del fundamental, en la dirección en estudio, menores de T₀ calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-6, el espectro de velocidades de diseño, en m/s, puede obtenerse de la ecuación A.2.6-11.

Figura A.2.6-2 – Espectro Elástico de Velocidades (m/s) de Diseño

A.2.6.3 – Espectro de desplazamientos – La forma del espectro elástico de desplazamientos en m, para un coeficiente de cinco por ciento (5%) del amortiguamiento crítico, que se debe utilizar en el diseño, se da en la figura A.2.6-3 y se define por medio de la ecuación A.2.6-12, con las limitaciones dadas en A.2.6.3.1 a A.2.6.3.3.

A.2.6.3.1 – Para períodos de vibración menores de T_C, calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-2, el valor de S_d, en m, puede limitarse al obtenido de la ecuación A.2.6-13.

A.2.6.3.2 – Para períodos de vibración mayores que T_L, calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-4, el valor de S_d, en m, no puede ser menor que el dado por la ecuación A.2.6-14.

A.2.6.3.3 – Cuando se utilice el análisis dinámico, tal como se define en el Capítulo A.5, para períodos de vibración diferentes del fundamental, en la dirección en estudio, menores de T₀ calculado de acuerdo con la ecuación A.2.6-6, el espectro de desplazamientos de diseño, en m, puede obtenerse de la ecuación A.2.6-15.

Figura A.2.6-3 - Espectro Elástico de Desplazamientos (m) de Diseño

A.2.7 – FAMILIAS DE ACELEROGRAMAS

A.2.7.1 – Cuando se empleen procedimientos de análisis dinámico consistentes en evaluaciones contra el tiempo, obtenidas integrando paso a paso la ecuación de movimiento, los acelerogramas que se utilicen deben cumplir los siguientes requisitos:

(a) Debe utilizarse, para efectos de diseño, la respuesta ante la componente horizontal de un mínimo de tres (3) acelerogramas diferentes, (véase A.5.5), todos ellos representativos de los movimientos esperados del terreno teniendo en cuenta que deben provenir de registros tomados en eventos con magnitudes, distancias hipocentrales o a la falla causante, y mecanismos de ruptura similares a los de los movimientos sísmicos de diseño prescritos para el lugar, pero que cumplan la mayor gama de frecuencias y amplificaciones posible. Si se utilizan siete o más acelerogramas, en vez del mínimo de tres prescritos anteriormente, se puede utilizar el valor promedio de los valores obtenidos de todos los acelerogramas empleados en vez de considerar los valores máximos de los análisis individuales.

(b) Cuando se considere que no es posible contar con el número requerido de registros reales con las condiciones descritas en (a), se permite suplir la diferencia por medio de registros sintéticos simulados adecuados para representar los movimientos sísmicos de diseño prescritos para el lugar.

(c) Los espectros de respuesta de los acelerogramas empleados, apropiadamente escalados en consistencia con la amenaza, no pueden tener individualmente ordenadas espectrales, para cualquier período de vibración en el rango comprendido entre 0.8T y 1.2T, donde T es el período de vibración fundamental inelástico esperado de la estructura en la dirección bajo estudio, menores que el 80% de las ordenadas espectrales del movimiento esperado del terreno definidas en A.2.6, y el promedio de las ordenadas espectrales de todos los registros utilizados, en el rango comprendido entre 0.2T y 1.5T, no debe ser menor que las ordenadas espectrales en el mismo rango de períodos para el movimiento esperado del terreno definido en A.2.6.

(d) Cuando en el Capítulo A.5 estos registros se utilizan en análisis tridimensionales, deben utilizarse las dos componentes horizontales del mismo registro las cuales se deben escalar con el mismo factor de escala. En este caso, en vez del promedio mencionado en (c) se debe utilizar la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados de los valores.

A.2.8 – COMPONENTE VERTICAL DE LOS MOVIMIENTOS SÍSMICOS

A.2.8.1 – Cuando se utilice la componente vertical de los movimientos sísmicos de diseño, como mínimo debe tomarse como las dos terceras partes de los valores correspondientes a los efectos horizontales, ya sea en el espectro de diseño, o en las familias de acelerogramas, de contar en este caso con solo registros horizontales (Véase A.5.4.6). En caso de usar acelerogramas reales podrá emplearse la aceleración vertical registrada con el ajuste equivalente que se haya realizado a las componentes horizontales.

A.2.9 – ESTUDIOS DE MICROZONIFICACIÓN SÍSMICA

A.2.9.1 – Cuando se adelanten estudios de microzonificación sísmica que cumplan con el alcance dado en la sección A.2.9.3, las autoridades municipales o distritales, están facultadas para expedir una reglamentación substitutiva de carácter obligatorio, que reemplace lo indicado en las secciones A.2.4 y A.2.6 del presente Reglamento. Los estudios de microzonificación sísmica cubiertos por el alcance del presente Reglamento, tienen como fin último dar parámetros de diseño para edificaciones respecto a la amplificación de las ondas sísmicas por efecto de los suelos subyacentes bajo la ciudad objeto de la microzonificación sísmica y por lo tanto se deben restringir a este fin. Estudios análogos para el diseño de construcciones diferentes a edificaciones y que cubran aspectos de diseño de líneas vitales o de otras construcciones no cubiertas por el alcance de la Ley 400 de 1997, deben ser objeto de un alcance, que aunque análogo, podría no ser el indicado en la presente sección del Reglamento y su trámite debe ser independiente de lo cubierto en el presente Reglamento.

A.2.9.2 – Las capitales de departamento y las ciudades de más de 100 000 habitantes, localizadas en las zonas de amenaza sísmica intermedia y alta, con el fin de tener en cuenta el efecto que sobre las construcciones tenga la propagación de la onda sísmica a través de los estratos de suelo subyacentes, deberán armonizar los instrumentos de planificación para el ordenamiento territorial, con un estudio o estudios de microzonificación sísmica, que cumpla con el alcance dado en la sección A.2.9.3.

A.2.9.3 – ALCANCE – El alcance del estudio de microzonificación sísmica debe cubrir, como mínimo, los siguientes temas, los cuales deben consignarse en un informe detallado en el cual se describan las labores realizadas, los resultados de estas labores y las fuentes de información provenientes de terceros consideradas, si las hubo:

A.2.9.3.1 – Geología y neotectónica – Los estudios que deben realizarse corresponden a:

(a) Un estudio geológico y geomorfológico regional con énfasis especial en la identificación de la deformación tectónica sismogénica ocurrida durante el Cuaternario (Neotectónica) y en la determinación de la edad de tales deformaciones sismogénicas, orientado a la definición de tasas de recurrencia sísmica. El estudio neotectónico debe registrar todos los indicadores morfotectónicos y estratigráficos conducentes a identificar claramente la geometría y cinemática de las fallas sismogénicas que hallan tenido actividad sismogénica recurrente durante el Cuaternario, con lo cual, para efectos del presente Reglamento, dicha falla se considera activa. Además, dicho estudio geológico regional debe contener mapas de geología estructural regional que  incluyan los tipos de roca, las estructuras geológicas de superficie y las fallas geológicas, incluyendo estimativos acerca de su longitud, continuidad y tipo de desplazamiento que han sufrido.

(b) Opcionalmente, cuando una falla geológica, que el estudio de neotectónica haya definido como activa, esté localizada a menos de veinte kilómetros alrededor del área que se está microzonificando, ésta puede investigarse por medio de estudios particulares de neotectónica y paleosismología, que entre otras técnicas pueden utilizar trincheras de exploración sismológica, con el objetivo de establecer de la mejor manera posible la magnitud, la edad de los episodios sísmicos pre-históricos y los períodos de recurrencia de tales episodios. Estos datos deben incorporarse en la determinación del valor de la máxima aceleración horizontal efectiva.

(c) En el caso de fallas que estén localizadas inmediatamente debajo de la ciudad, deben llevarse a cabo exploraciones por estudios particulares de geotectónica, paleosismicidad y geofísica con el fin de determinar rupturas recientes de las fallas y otros lineamientos. Deben describirse los desplazamientos, asentamientos, doblamientos de estratos, licuación, inundaciones por crecientes o tsunamis (en zonas costeras), expansión lateral, deslizamientos y flujos de lodo en el lugar. Debe incluirse la verificación de niveles de agua freática con el fin de determinar si existen barreras dentro de la tabla de agua que puedan ser asociadas con fallas o afectar la respuesta del suelo durante un sismo.

A.2.9.3.2 – Sismología regional – Debe recopilarse la información histórica e instrumental sobre la sismicidad regional. Esta información debe incluir:

(a) Documentación detallada de la historia sísmica de la región. Se deben preparar catálogos sísmicos de los eventos que se han sentido en el sitio. Estos catálogos deben contener la fecha, la localización, la profundidad y la magnitud, entre otros datos, para cada sismo. Esta información debe ilustrarse por medio de mapas regionales.

(b) Elaboración, donde la información lo permita, de curvas de recurrencia de la frecuencia de sismos regionales, incluyendo magnitudes pequeñas. El estimativo de la frecuencia de ocurrencia de sismos dañinos se puede estimar de estas estadísticas.

(c) Estudio de los registros acelerográficos disponibles, de los reportes de daños y toda la información de intensidades locales existente sobre la región.

(d) Elaboración de estimativos de la máxima intensidad en terreno firme, cercano al sitio, que debe haberse sentido con los sismos importantes que han afectado el sitio.

(e) Se debe recopilar toda la información sismológica instrumental de la región. Ésta debe incluir la definición de la magnitud empleada, las ecuaciones de conversión cuando ésta haya sido convertida de otro tipo de magnitud, y la fuente (tipo de instrumento y su localización) de los sismogramas utilizados para determinar la magnitud original y localización original del evento.

A.2.9.3.3 – Definición de fuentes sismogénicas – Con base en la geología, neotectónica y sismicidad regionales determinadas en A.2.9.3.1 y A.2.9.3.2, debe determinarse lo siguiente:

(a) Deben identificarse las fallas y zonas sismogénicas activas conocidas para la región que puedan producir sismos fuertes que afecten la ciudad.

(b) En caso de considerarse conveniente, se conformarán fuentes sismogénicas con agrupaciones de fallas, en particular cuando no se puedan asignar razonablemente eventos a una sola de ellas.

(c) Deberá darse un tratamiento especial a aquellos eventos que no es posible asignarse a fallas.

(d) Deben determinarse estadísticamente las tasas esperadas de recurrencia para diferentes magnitudes y las magnitudes máximas esperadas para todas las fuentes sismogénicas.

A.2.9.3.4 – Determinación de la aceleración y velocidad esperada para las ondas sísmicas de diseño en roca – Deben realizarse y documentarse los siguientes estudios con base en la información obtenida en A.2.9.3.1, A.2.9.3.2, y A.2.9.3.3:

(a) Evaluación por procedimientos deterministas – Se debe determinar la máxima aceleración horizontal y la máxima velocidad horizontal en roca que pueda producir el sismo característico de cada una de las fuentes sismogénicas identificadas en A.2.9.3.3 en la ciudad, para la magnitud máxima esperada y la disposición geográfica de la fuente con respecto a la ciudad. Para esta evaluación deben utilizarse relaciones de atenuación apropiadas para el entorno tectónico en sus valores medios. Deben usarse, como mínimo, relaciones de atenuación apropiadas para ondas de período corto (en el rango aproximado de períodos de 0.1 a 0.5 segundos) para obtener valores de aceleración horizontal máxima en roca y de período moderado de aproximadamente 1 segundo para obtener valores de velocidad máxima horizontal en roca.

(b) Evaluación de los valores de A_a y A_v por procedimientos probabilistas – Deben evaluarse la máxima aceleración horizontal efectiva y la velocidad horizontal efectiva con una probabilidad de excedencia de 10 por ciento en un lapso de 50 años, teniendo en cuenta la incertidumbre en la determinación tanto de la máxima aceleración horizontal efectiva como de la máxima velocidad efectiva, de manera que se incluya al menos el 90 por ciento de su dispersión total. Esta parte del estudio debe incorporar interpretaciones científicas apropiadas, incluyendo las incertidumbres en los modelos y los valores de los parámetros para las fuentes sismogénicas y los movimientos sísmicos. El estudio debe documentarse en el reporte final. En caso que en desarrollo de la evaluaciones (a) o (b) anteriores, se pueda contar tan solo con los valores de velocidad horizontal en roca sin contar con los de aceleración horizontal en roca, las velocidades horizontales pueden convertirse en aceleraciones horizontales efectivas equivalentes dividiéndolas por 0.75 m/s para expresarlas en fracción de g, o en el caso de contar solo con la aceleración efectiva se podrá usar la relación contraria para obtener las velocidades efectivas en roca.

(c) Evaluación de aceleraciones espectrales para diseño en roca – Alternativamente al procedimiento señalado en (b), pueden evaluarse las tasas de excedencia de aceleraciones espectrales en roca para un número suficiente de períodos estructurales de tal manera que, haciendo uso de tasa de excedencia de aceleraciones espectrales estimadas, se puedan estimar espectros de amenaza uniforme a nivel de roca para varias probabilidades de excedencia, dentro de las que debe incluirse una probabilidad de excedencia de 10 por ciento en un lapso de 50 años. Para este espectro deben evaluarse los parámetros A_a, A_v, T₀, T_C y T_L que mejor se ajusten a las formas espectrales propuestas por este reglamento en la sección A.2.6. Al igual que lo señalado en (b), para la metodología considerada en (c), esta parte del estudio debe incorporar interpretaciones científicas apropiadas, incluyendo las incertidumbres en los modelos y los valores de los parámetros para las fuentes sismogénicas y los movimientos sísmicos. El estudio debe documentarse en el reporte final.

(d) Comparación con los valores de A_a y A_v del Reglamento – Los valores de aceleración horizontal efectiva y velocidad horizontal efectiva convertida en aceleración, obtenidos en (a), (b) o (c) deben compararse con los valores de A_a y A _v dados en el presente Reglamento en A.2.2. Para efectos del estudio de microzonificación sísmica y la reglamentación de la ciudad deben utilizarse los mayores valores de A_a y A _v entre los obtenidos en (a), en (b) o en (c), y los dados en A.2.2 para la ciudad. Si se desea utilizar un menor valor que el dado en A.2.2 debe obtenerse una autorización especial de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, por medio de una solicitud al respecto debidamente sustentada. Igual autorización debe obtenerse de la Comisión Asesora si se desea utilizar un valor de T₀ mayor o valores de T_C y T_L menores que los dados en A.2.6.1.3, A.2.6.1.1 y A.2.6.1.2 respectivamente.

(e) Definición de familias de acelerogramas – En consistencia con lo indicado en A.2.7, debe determinarse un número plural de acelerogramas que sean representativos de movimientos sísmicos, en roca, descriptivos de lo que se pueda presentar en terreno firme (roca) en la ciudad o en la roca subyacente bajo ella. El número de acelerogramas no debe ser menor de tres por cada tipo de fuente sísmica representativa de la amenaza y deben ser compatibles con las condiciones que afecten su contenido frecuencial, entorno tectónico, distancia epicentral, tipo de fuente sismogénica que los genera y niveles de aceleración y velocidad máxima horizontal que representan según lo estudiado para el caso en particular. Estos acelerogramas pueden ser escalados ya sea en aceleración o en velocidad con base en estudios de atenuación o amplificación cuando correspondan a registros tomados a distancias epicentrales sensiblemente diferentes.

A.2.9.3.5 – Estudios geotécnicos – Con base en información de estudios geotécnicos existentes y sondeos realizados especialmente para el estudio de microzonificación sísmica, debe determinarse lo siguiente:

(a) Identificación y estudio de aspectos geotécnicos y geológicos locales en diferentes lugares de la ciudad, referentes a la posición y espesores de la estratificación dominante, la profundidad de la roca de base, y la localización del nivel freático.

(b) Definición de las propiedades del suelo en la profundidad de los perfiles desde el punto de vista de ingeniería, tales como: peso específico, peso unitario, contenido de agua, límites de consistencia, resistencia al corte, comportamiento bajo cargas cíclicas a través del módulo dinámico de cortante, valores de la capacidad de amortiguamiento histerético. Estas propiedades deben establecerse utilizando mediciones en el sitio, o ensayos de laboratorio sobre muestras inalteradas obtenidas de los sondeos, según sea el caso. El estudio de clasificación y características de los suelos debe identificar la presencia de suelos granulares saturados y poco compactos, con el fin de establecer la susceptibilidad a la licuación.

(c) Determinación de las velocidades de las ondas P y S, utilizando procedimientos de medición en el sitio (métodos geofísicos de propagación de ondas tales como técnicas de cross-hole o down- hole, entre otros) o utilizando correlaciones con otros parámetros representativos para complementar el perfil de velocidades.

(d) en zonas con contenido apreciable de cantos rodados deben obtenerse columnas estratigráficas completas que incluyan las porciones representadas por el suelo y las rocas. No es aceptable en estos casos limitarse a reportar únicamente la porción de suelo ni basar los estudios de amplificación de onda solo sobre esta porción de la columna estratigráfica desconociendo la existencia de los cantos rodados.

(e) Los sondeos de los estudios de microzonificación deben alcanzar, como mínimo, la profundidad de 30 m, o llegar a roca.

(f) Con base en lo anterior se debe establecer una primera aproximación a una zonificación geotécnica para evaluación de la respuesta sísmica, la cual incluya sectores de perfiles homogéneos por estratigrafía y espesores, los cuales son la base del mapa de zonificación de respuesta o microzonificación sísmica.

A.2.9.3.6 – Estudios de amplificación de onda, zonificación, y obtención de movimientos sísmicos de diseño en superficie – Con base en información obtenida y definida en los pasos anteriores, debe determinarse lo siguiente:

(a) Análisis de la respuesta dinámica del subsuelo, empleando en principio la propagación ondulatoria unidimensional, bidimensional o tridimensional, pero soportada por los estudios geotécnicos anotados, en un numero plural de lugares dentro de la ciudad donde haya perfiles de suelo y propiedades mecánicas del mismo que se consideren representativas de la zona circundante.

(b) Definición de unas curvas promedio de transferencia de la señal sísmica por los estratos de suelo localizados entre roca y la superficie, las cuales permitan definir las variaciones, de amplificación o deamplificación, de las ondas sísmicas para los diferentes períodos de vibración de interés. El resultado de estas curvas promedio de transferencia debe corresponder a las amplificaciones obtenidas para los diferentes acelerogramas y aunque se utilice una gama de propiedades de los suelos, en este caso la amplificación también se evaluará en el promedio de la respuesta para los diferentes acelerogramas y las diferentes propiedades de los suelos.

(c) Estudio de los efectos de amplificación generados por accidentes topográficos como pueden ser las laderas y colinas aisladas.

(d) En zonas de ladera, debe establecerse la amenaza potencial de movimientos de masa iniciados por el sismo (debe consultarse A.2.4.1.1).

(e) De estos estudios de amplificación de onda se deben deducir los correspondientes espectros que incluyan la amplificación local para que, mediante un análisis cualitativo apropiado, se puedan establecer factores de amplificación dominantes del subsuelo para las estratigrafías identificadas.

(f) Cuando en una zona del espectro en superficie dominen las particularidades de los movimientos sísmicos provenientes de una fuente sismogénica y en otra zona del espectro los de otra fuente sismogénica, de considerarse conveniente para el análisis del comportamiento estructural multimodal y de ser posible su separación, los resultados pueden presentarse independientemente sin tratar de generar una envolvente que los cubra.

(g) Síntesis de los resultados mediante la agrupación en zonas cuyas características sean similares, a las cuales se les pueda aplicar los valores de amplificación promedio deducidos, estableciendo coeficientes de sitio F_a y F_v, tal como se definen en A.2.4. En esta síntesis de los resultados, se presentará mediante el establecimiento de zonas menores, las cuales conforman la microzonificación sísmica, cuya respuesta dinámica sea sensiblemente similar. Debe ejercerse el mayor criterio en la selección de las dimensiones de las microzonas, incluyendo el estudio de los efectos de amplificación generados por accidentes topográficos como pueden ser las laderas y colinas aisladas. Alternativamente a definir microzonas sísmicas, se pueden definir los espectros de respuesta en una malla de puntos lo suficientemente densa que para efectos prácticos pueda considerarse como una definición continua del espectro de respuesta, dentro de la cual se interpolará el espectro correspondiente al sitio particular de una edificación bajo estudio. Alternativamente a la determinación explícita de coeficientes de sitio F_a y F_v los efectos de amplificación o deamplificación del sitio pueden quedar representados en espectros de amenaza uniforme en superficie. Este último caso puede utilizarse en sitios donde las condiciones locales generen espectros de amenaza en superficie que no puedan ajustarse a las formas de amplificación espectral según A.2.6 y asociadas a los factores F_a y F_v.(h) El estudio de microzonificación debe definir las formas espectrales del espectro de seguridad limitada a ser utilizado en el Capítulo A.10 de la NSR-10 y del espectro de umbral de daño del Capítulo A.12 de la NSR-10, los cuales se deben ajustar a los niveles de probabilidad de excedencia y período de retorno promedio indicados en estos capítulos respectivamente y su amplificación en superficie debe ser consistente con los demás parámetros del espectro de diseño propuesto y tener en cuenta para el espectro de umbral de daño que éste último está definido para un coeficiente de amortiguamiento crítico de 2%.

(i) En lo posible, comprobación experimental local de los resultados mediante estudios de respuesta de vibración ambiental, con el fin de establecer la concordancia entre los resultados experimentales y los factores de amplificación obtenidos en (g) para en caso de intensidades muy bajas.

(j) En caso que sea aplicable, definición de los criterios a emplear en las zonas de transición entre un tipo de comportamiento del suelo y otro.

(k) Definición de los criterios a emplear cuando se realicen estudios sísmicos de sitio particulares, según A.2.10, para una edificación en particular, cuyos valores mínimos exigidos en el diseño de la edificación deben ser los que se obtendrían para un perfil tipo B según el numeral A.2.4 de la presente versión del Reglamento sin la existencia de la microzonificación sísmica.

A.2.9.3.7 – Aprobación del estudio de microzonificación – Para que el estudio de microzonificación sísmica pueda ser exigido en la obtención de licencias de construcción de edificaciones, tal como las definen las Leyes 388 y 400 de 1997, los resultados de los estudios cuyo alcance se define aquí deben cumplir las siguientes condiciones:

(a) Que se cumplan todos los requisitos exigidos por las Leyes 388 y 400 de 1997 al respecto.

(b) Que haya un concepto de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial por medio del cual la Comisión indique que el estudio se ajusta a los requisitos de la presente versión del Reglamento.

(c) Que se haya consultado a los ingenieros estructurales de la ciudad o distrito objeto del estudio facultados para presentar diseños estructurales, según la Ley 400 de 1997 y sus decretos reglamentarios, canalizando sus observaciones a través de las organizaciones gremiales que los representan en la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, a saber: la Sociedad Colombiana de Ingenieros (SCI), la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica (AIS), la Asociación Colombiana de Ingeniería Estructural (ACIES) y la Cámara Colombiana de la Construcción (CAMACOL).

(d) Que la ciudad objeto de la microzonificación sísmica desarrolle un plan de instalación, operación y mantenimiento de una red de acelerógrafos de movimientos fuertes que cubra las zonas definidas en la microzonificación sísmica y manifieste su intención de mantener los equipos, hacer de dominio público los registros obtenidos, interpretar a la luz de la microzonificación sísmica los registros obtenidos y actualizar dentro de un plazo prudencial, los requisitos de la microzonificación sísmica con base en los registros obtenidos.

(e) Cuando para la elaboración del estudio de microzonificación se empleen fondos de entidades de la Nación, los resultados de estos estudios y su armonización con la reglamentación sismo resistente vigente, deben ser revisados por la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes creada por la Ley 400 de 1997, antes de que las autoridades distritales o municipales puedan expedir la reglamentación sustitutiva de que habla el ordinal A.2.9.1 de este Reglamento.

A.2.9.4 – EMPLEO DEL COEFICIENTE DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA, R – Cuando en el estudio de microzonificación sísmica se propongan espectros que tiendan a la aceleración del terreno cuando el período de vibración tiende a cero, el coeficiente de disipación de energía, R_C, a emplear en el diseño de la estructura cuando se utiliza este tipo de espectros, tiene un valor variable en la zona de períodos cortos, iniciando en el valor prescrito en el Capítulo A.3, R , Para un período igual a To y tendiendo a la unidad cuando el período tiende a cero, como muestra la Figura A.2.9-1. El valor de R_C está descrito por la ecuación A.2.9-1:

Figura A.2.9-1 – Variación del coeficiente de disipación de energía R

A.2.9.5 – ARMONIZACIÓN DE LOS ESTUDIOS DE MICROZONIFICACIÓN SÍSMICA CON LA PRESENTE VERSIÓN DEL REGLAMENTO – Los estudios de microzonificación sísmica aprobados por la autoridad competente antes de la expedición de la presente versión del Reglamento, deben armonizarse con respecto a los requisitos contenidos en la presente versión del Reglamento. Para el efecto, estas autoridades deben solicitar un concepto de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, presentando una evaluación asociada con esta armonización indicando en que medida el estudio de microzonificación realizado en su oportunidad cubre el alcance descrito en A.2.9.3, e indicando, además, en que medida antes del estudio de amplificación de onda se tienen asociados espectros que cubran suficientemente lo requerido en el literal (d) del numeral A.2.9.3.4. En caso de no cumplirse con lo indicado en A.4.9.3.4(d) se deberá señalar cual es el efecto de las falencias que se tengan en el estudio disponible, así como un planteamiento de cómo superarlas en una segunda parte del proceso de armonización que en tal caso deberá realizarse.

Una vez validada la armonización, la Comisión expedirá un concepto indicando que los resultados de esta modificación están en todo de acuerdo con lo contenido en la presente versión del Reglamento. En tanto se obtiene este concepto por parte de la Comisión es deseable que las autoridades municipales o distritales expidan una reglamentación de transición que permita solicitar y tramitar licencias de construcción.

A.2.10 – ESTUDIOS SÍSMICOS PARTICULARES DE SITIO

A.2.10.1 – PROPÓSITO – Se prevén los siguientes casos de utilización de estudios sísmicos particulares de sitio cuyo alcance se define en A.2.10.2:

A.2.10.1.1 – En todos los casos de perfil de suelo tipo F, según A.2.4, el ingeniero geotecnista responsable del estudio geotécnico de la edificación debe definir los efectos locales particulares para el lugar donde se encuentra localizada la edificación (véase la tabla A.2.10-1).

A.2.10.1.2 – En edificaciones cuya altura, grupo de uso, tamaño, o características especiales lo ameriten a juicio del ingeniero geotecnista responsable, del diseñador estructural, o del propietario.

A.2.10.1.3 – Cuando se considere que lo efectos de sitio descritos a través de los requisitos de A.2.4 o de un estudio de microzonificación sísmica vigente no son representativos de la situación en el lugar.

Tabla A.2.10-1

Casos en los cuales se requiere estudio sísmico particular de sitio

Perfil de suelo tipo	Subtipo de perfil	Descripción del perfil
F	F1	Suelos susceptibles a la falla o colapso causado por la excitación sísmica, tales como: suelos licuables, arcillas sensitivas, suelos dispersivos o débilmente cementados, entre otros.
F2		Turba y arcillas orgánicas y muy orgánicas (H > 3 m para turba o arcillas orgánicas y muy orgánicas)
F3		Arcillas de muy alta plasticidad (H > 7.5 m con Índice de Plasticidad IP > 75)
F4		Perfiles de gran espesor de arcillas de rigidez mediana a blanda (H > 36 m)

A.2.10.2 – ALCANCE Y METODOLOGÍA – El alcance del estudio sísmico particular de sitio debe cubrir, como mínimo, los siguientes temas, los cuales deben consignarse en un informe detallado en el cual se describan las labores realizadas, los resultados de estas labores y las fuentes de información provenientes de terceros:

A.2.10.2.1 – Entorno geológico y tectónico, sismología regional, y fuentes sismogénicas – Cuando no se realice un estudio con alcance equivalente al que se exige en A.2.9.3.1, A.2.9.3.2 y A.2.9.3.3, se permite la utilización de estudios realizados por terceros, que hayan sido publicados y que sean de aceptación general dentro de los especialistas que conozcan sobre estos aspectos en la región. Cuando exista una microzonificación sísmica vigente deben utilizarse los resultados de las fases del estudio de microzonificación sísmica descritas en A.2.9.3.1, A.2.9.3.2 y A.2.9.3.3.

A.2.10.2.2 – Espectro de Aceleración de diseño en roca y familias de acelerogramas a utilizar – Para efectos de definir el espectro de aceleración a utilizar en roca puede utilizarse el indicado en A.2.6 con los valores indicados en A.2.2 para la ciudad, o puede realizarse un estudio con el alcance indicado en A.2.9.3.4 y teniendo en cuenta que la utilización de aceleraciones espectrales menores de las dadas en A.2.6 requiere una autorización especial de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial por medio de una solicitud al respecto debidamente sustentada. Cuando exista una microzonificación sísmica vigente deben utilizarse los resultados de la fase del estudio de microzonificación sísmica descrita en A.2.9.3.4.

A.2.10.2.3 – Exploración geotécnica adicional a la requerida para el diseño de la cimentación – Adicionalmente a la exploración geotécnica requerida por el Título H del Reglamento para la edificación en particular con el fin de determinar el tipo de cimentación y los parámetros de diseño de la misma, el alcance de la exploración geotécnica debe incluir los siguientes aspectos para efectos del estudio sísmico particular de sitio:

(a) Realización de al menos un sondeo hasta roca o hasta un material que presente una velocidad de la onda de cortante sensiblemente mayor que la de los materiales localizados sobre él y se presente un contraste de velocidad de onda de cortante que permita inferir que por encima de este estrato del perfil se presenta la amplificación de las ondas sísmicas. En caso que dicha profundidad hasta la roca o hasta un material que presente una velocidad de la onda de cortante sensiblemente mayor que la de los materiales localizados sobre él supere los 50 m, se podrá limitar la exploración hasta dicha profundidad en la medida que se pueda complementar la información del sondeo por métodos geofísicos y/o por estudios regionales que provean la información asociada a los estratos bajo dicho nivel.

(b) Definición de las propiedades del suelo en la profundidad del perfil desde el punto de vista de ingeniería, tales como: peso específico, peso unitario, contenido de agua, resistencia al corte, comportamiento bajo cargas cíclicas a través del módulo dinámico de cortante y valores de la capacidad de amortiguamiento histerético. Estas propiedades deben establecerse utilizando, según sea el caso aplicable, mediciones en el sitio, o ensayos de laboratorio sobre muestras inalteradas obtenidas del sondeo o los sondeos si se realizó más de uno. El estudio de clasificación y características de los suelos debe identificar la presencia de suelos granulares saturados y poco compactos, con el fin de establecer la susceptibilidad a la licuación. Para el caso de las curvas de degradación de la rigidez o variación del amortiguamiento con la deformación, de no ser posible obtenerlas de manera confiable en laboratorio, se podrá acudir a relaciones reconocidas en la literatura técnica nacional y/o internacional en las que se tenga en cuenta, entre otros parámetros, el tipo de suelos y su estado de esfuerzos y deformaciones.

(c) Determinación de las velocidades de las ondas P y S, utilizando procedimientos de medición en el sitio (métodos geofísicos de propagación de ondas tales como técnicas de cross-hole o down- hole, entre otros) o utilizando correlaciones con otros parámetros representativos.

(d) Identificación del nivel freático y la posibilidad de existencia de acuíferos enmarcados dentro de suelos de menor permeabilidad. La medición del nivel freático debe realizarse de forma tal que se garantice que no corresponde a niveles falsos de la tabla de agua causados por las mismas operaciones de exploración. Debe estudiarse la posibilidad de colocar al menos un piezómetro en el lugar y establecer un programa de lecturas con una periodicidad adecuada.

(e) En zonas con contenido apreciable de cantos rodados debe obtenerse una columna estratigráfica completa que incluya las porciones representadas por el suelo y las rocas. No es aceptable en estos casos limitarse a reportar únicamente la porción de suelo ni basar los estudios de amplificación de onda solo sobre esta porción de la columna estratigráfica desconociendo la existencia de cantos rodados.

A.2.10.2.4 – Estudio de amplificación de onda y obtención de los movimientos sísmicos de diseño en superficie – Con base en información obtenida y definida en los pasos anteriores, debe determinarse lo siguiente:

(a) Análisis de la respuesta dinámica del subsuelo, empleando en principio la propagación ondulatoria unidimensional, bidimensional o tridimensional, pero soportada por los estudios geotécnicos anotados.

(b) Definición de una curva promedio de transferencia de la señal sísmica por los estratos de suelo localizados entre roca y la superficie, la cual permita definir las variaciones, de amplificación o deamplificación, de las ondas sísmicas para los diferentes períodos de vibración de interés. El resultado de esta curva promedio de transferencia debe corresponder a las amplificaciones obtenidas para los diferentes acelerogramas, considerando, de ser el caso, las incertidumbres en las propiedades mecánicas de los depósitos de los suelos subyacentes a la edificación. Se utilizará la media de las respuestas calculadas para los diferentes acelerogramas y valores que representan la variación en las propiedades de los suelos. Dentro del estudio no se deben incluir aquellos estratos de suelo que se retiren debido a la construcción de sótanos en la edificación y debe incluir los estratos de suelo que realmente existan una vez construida la edificación.

(c) Determinación, con base en los valores de amplificación promedio deducidos del espectro en superficie para el lugar de interés según A.2.10.2.2, el cual se empleará en el diseño considerando el conjunto de sus ordenadas espectrales.

(d) La zona del espectro propuesto en superficie correspondiente a los valores del período fundamental de la edificación en las dos direcciones de análisis en planta tomada desde el menor valor del período fundamental de la edificación y 1.4 veces el mayor valor del período fundamental de la edificación debe estudiarse en mayor detalle.

(e) La superficie, para efectos de la definición de los movimientos sísmicos de diseño propuestos en el estudio sísmico particular de sitio debe corresponder a la base de la edificación tal como se define en el presente Título A del Reglamento.

(f) Los valores mínimos exigidos en el diseño de la edificación deben ser los que se obtendrían para un perfil tipo B según el numeral A.2.4 de la presente versión del Reglamento.

A.2.10.2.5 – Si estos efectos locales particulares se definen utilizando un espectro de diseño, éste debe calcularse para un coeficiente de amortiguamiento estructural igual a 5 por ciento del crítico. Si se definen por medio de familias de acelerogramas, deben cumplirse, además, los requisitos dados en A.2.7.

A.2.10.2.6 – Cuando se trate de edificaciones que serán objeto del procedimiento de seguridad limitada a ser utilizado en el Capítulo A.10 o de edificaciones cubiertas por los requisitos del Capítulo A.12, el estudio particular de sitio debe definir las formas espectrales del espectro de seguridad limitada para el Capítulo A.10 de la NSR-10 y del espectro de umbral de daño del Capítulo A.12 de la NSR-10, los cuales se deben ajustar a los niveles de probabilidad de excedencia y período de retorno promedio indicados en estos capítulos respectivamente y su amplificación en superficie debe ser consistente con los demás parámetros del espectro de diseño propuesto y tener en cuenta para el espectro de umbral de daño que éste último está definido para un coeficiente de amortiguamiento crítico de 2%.

A.2.10.3 – UTILIZACIÓN DE LOS RESULTADOS – Los estudios sísmicos particulares de sitio hacen parte de los estudios geotécnicos que deben presentarse para la obtención de la licencia de construcción de la edificación como se indica en A.1.3.2 y deben ser aprobados por los curadores urbanos o, en su defecto, las autoridades municipales encargadas de expedir las licencias de construcción, de acuerdo con lo establecido en la Ley 388 de 1997 y sus decretos reglamentarios para la presentación, revisión y aprobación de estudios geotécnicos cuando estos hacen parte de la documentación que se debe allegar para obtener la licencia de construcción.

A.2.11 – NORMAS TÉCNICAS MENCIONADAS EN ESTE CAPÍTULO

En este Capítulo se utilizan las siguientes normas técnicas NTC expedidas por Icontec y en su defecto las expedidas por la Sociedad Americana de Ensayos y Materiales - ASTM, las cuales hacen parte del presente Reglamento:

NTC 1495 - Suelos. Ensayo para determinar el contenido de agua de suelos y rocas, con base en la masa (ASTM D 2166 - Standard Test Method for Laboratory Determination of Water (Moisture) Content of Soil and Rock by Mass)

NTC 1527 - Suelos. Método de ensayo para determinar la resistencia a la compresión incofinada de suelos cohesivos (ASTM D 2166 - Standard Test Method for Unconfined Compressive Strength of Cohesive Soil)
NTC 2041 - Suelos. Determinación de la resistencia a la compresión triaxial no consolidada no drenada en suelos cohesivos. (ASTM D 2850 Standard Test Method for Unconsolidated-Undrained Triaxial Compression Test on Cohesive Soils)

ASTM D 1586 - Standard Test Method for Penetration Test and Split-barrel Sampling of Soils
ASTM D 4318 Standard Test Methods for Liquid Limit, Plastic Limit, and Plasticity Index of Soils

CAPÍTULO A.3.

REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO SISMO RESISTENTE.  

A.3.0 – NOMENCLATURA

A_a = coeficiente que representa la aceleración horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

A_v = coeficiente de aceleración que representa la velocidad horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

A_s = aceleración máxima en la superficie del suelo estimada como la aceleración espectral correspondiente a un período de vibración igual a cero, Véase ecuación A.3.6-3.

A_x = coeficiente de amplificación de la torsión accidental en el nivel x, definido en A.3.6.7.

a_i = aceleración en el nivel i, Véase ecuación A.3.6-3.

E = fuerzas sísmicas reducidas de diseño (e = F_s/R)

F_i = parte del cortante sísmico en la base que se genera en el nivel i, véase A.3.6.6.

F_s = fuerzas sísmicas, véase A.3.1.1.

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s²).

h_i = altura en metros, medida desde la base, del nivel i, véase ecuación A.3.6-3.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto de la edificación, véase ecuación A.3.6-3.

h_eq = altura equivalente del sistema de un grado de libertad que simula la edificación, véase ecuación A.3.6-3.

I = coeficiente de importancia dado en A.2.5.2.

M = masa total de la edificación – M se expresa en kg. Debe ser igual a la masa total de la estructura más la masa de aquellos elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc. En depósitos o bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa correspondiente a los elementos que causan la carga viva del piso. Capítulos A.4 y A.5.

M_p = masa de un elemento o componente, en kg.

m_i = parte de M que está colocada en el nivel i, en kg. Véase ecuación A.4.3-3.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

S_a = valor de la aceleración espectral de diseño para un período de vibración dado. Véase ecuación A.3.6-3

V_x = fuerza cortante sísmica en el nivel x. Véase A.3.6.6.

 = desplazamiento horizontal máximo en el nivel x. Véase ecuación A.3.6-2.

 = promedio de los desplazamientos horizontales en puntos extremos de la estructura en el nivel x. Véase ecuación A.3.6-2.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en altura de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en planta de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por ausencia de redundancia en el sistema de resistencia sísmica. Véase A.3.3.8.

= coeficiente de sobrerresistencia. Véase A.3.3.9.

A.3.1 – BASES GENERALES DE DISEÑO SISMO RESISTENTE

A.3.1.1 – PROCEDIMIENTO DE DISEÑO – En A.1.3 se establecen los pasos que se deben seguir en el diseño sismo resistente de una edificación. En el Capítulo A.2 se establecen los movimientos sísmicos de diseño. En el presente Capítulo se establecen:

(a) Los tipos de sistemas estructurales de resistencia sísmica, y los diferentes métodos de análisis, los cuales dependen del grado de irregularidad del sistema estructural y, además, permiten determinar el cortante sísmico en la base y su distribución en la altura de la edificación.

(b) Determinadas las fuerzas sísmicas correspondientes a cada nivel, se aplican al sistema estructural de resistencia sísmica escogido.

(c) Por medio de un modelo matemático apropiado se determinan las deflexiones de la estructura y las fuerzas internas en cada elemento del sistema estructural producidas por las fuerzas sísmicas.

(d) La verificación de derivas se realiza para las deflexiones horizontales de la estructura obtenidas del análisis.

(e) Se efectúa el diseño de los elementos y sus conexiones utilizando todas las solicitaciones requeridas por el Título B del Reglamento, debidamente combinadas según se exige allí. Las fuerzas sísmicas obtenidas del análisis F_s, se reducen, dividiéndolas por el coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, correspondiente al sistema estructural de resistencia sísmica, para obtener las fuerzas sísmicas reducidas de diseño (e = F_s/R) que se emplean en las combinaciones de carga prescritas en el Título B.

(f) El valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica .

(g) Los elementos frágiles de conexión entre elementos y otros que de acuerdo con los requisitos de los materiales estructurales que los constituyen requieran el uso del coeficiente de sobrerresistencia , se diseñan utilizando las fuerzas sísmicas de diseño E obtenidas de la ecuación A.3.3-2.

(h) El diseño de los elementos estructurales y sus conexiones se realiza cumpliendo los requisitos exigidos para el grado de capacidad de disipación de energía requerido del material.

(i) Estas fuerzas de diseño de los elementos estructurales obtenidas siguiendo el procedimiento anotado, son fuerzas al nivel de resistencia, o sea que corresponden a fuerzas mayoradas que ya han sido multiplicadas por sus coeficientes de carga. Para elementos que se diseñan utilizando el método de esfuerzos de trabajo, debe consultarse A.3.1.8.
A.3.1.2 – CARACTERÍSTICAS DE LA ESTRUCTURACIÓN – El sistema de resistencia sísmica de la edificación debe clasificarse dentro de uno de los sistema estructurales dados en A.3.2 y debe cumplir los requisitos indicados en el presente Título A del Reglamento y los propios del material estructural que se indiquen en el Título correspondiente y para el grado de disipación de energía en el rango inelástico apropiado. Los efectos sísmicos sobre los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica deben evaluarse siguiendo los requisitos del Capítulo A.8. Los efectos sísmicos sobre los elementos no estructurales deben evaluarse siguiendo los requisitos del Capítulo A.9.

A.3.1.3 – CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA MÍNIMA REQUERIDA – Dependiendo del tipo de material estructural y de las características del sistema de resistencia sísmica se establecen los grados de capacidad de disipación de energía mínimos (DES, DMO, o DMI) que debe cumplir el material estructural en las diferentes zonas de amenaza sísmica definidas en el Capítulo A.2. Véanse las tablas A.3-1 a A.3-4.

A.3.1.4 – RESISTENCIA SÍSMICA EN LAS DIFERENTES DIRECCIONES HORIZONTALES – Dado que los efectos sísmicos pueden ser preponderantes en cualquier dirección horizontal, la estructura debe tener resistencia sísmica en todas las direcciones y por lo tanto el sistema estructural de resistencia sísmica debe existir en dos direcciones ortogonales o aproximadamente ortogonales, de tal manera que se garantice la estabilidad, tanto de la estructura considerada como un todo, como de cada uno de sus elementos, ante movimientos sísmicos que puedan ocurrir en cualquier dirección horizontal.

A.3.1.5 – TRAYECTORIA DE LAS FUERZAS – Las fuerzas deben transferirse desde su punto de aplicación hasta su punto final de resistencia. Por lo tanto debe proveerse una trayectoria o trayectorias continuas, con suficiente resistencia y rigidez para garantizar el adecuado traspaso de las fuerzas. La cimentación debe diseñarse para los efectos de las fuerzas y movimientos sísmicos.

A.3.1.6 – SISTEMAS DE RESISTENCIA SÍSMICA ISOSTÁTICOS – En lo posible el sistema estructural de resistencia sísmica debe ser hiperestático. En el diseño de edificaciones donde el sistema de resistencia sísmica no sea hiperestático, debe tenerse en cuenta el efecto adverso que implicaría la falla de uno de los miembros o conexiones  en la estabilidad de la edificación.

A.3.1.7 – SISTEMAS ESTRUCTURALES DE RESISTENCIA SÍSMICA PREFABRICADOS – Pueden construirse edificaciones cuyo sistema de resistencia sísmica esté compuesto por elementos prefabricados. El sistema prefabricado debe diseñarse para las fuerzas sísmicas obtenidas de acuerdo con este Reglamento usando un coeficiente de capacidad de disipación de energía básico, tal como lo define el Capítulo A.13 igual a uno y medio (R₀ = 1.5). Cuando se demuestre con evidencia experimental y de análisis, que el sistema propuesto tiene una resistencia, capacidad de disipación de energía y capacidad de trabajo en el rango inelástico igual o mayor a las obtenidas con la estructura construida utilizando uno de los materiales prescritos por este Reglamento, deben cumplirse los requisitos de los Artículos 10 y 12 de la Ley 400 de 1997, pero en ningún caso el valor de R_q podrá ser mayor que el fijado por el presente Reglamento para sistemas de resistencia sísmica construidos monolíticamente con el mismo material estructural. Al respecto debe consultarse A.1.4.2.

A.3.1.8 – MATERIALES ESTRUCTURALES DISEÑADOS USANDO EL MÉTODO DE ESFUERZOS DE TRABAJO – Cuando el material estructural se diseña utilizando el método de esfuerzos de trabajo, tal como lo define B.2.3 de este Reglamento, para obtener los efectos de las fuerzas sísmicas reducidas de diseño al nivel de esfuerzos de trabajo que se emplean en el diseño de los elementos estructurales debe utilizarse un coeficiente de carga de q.7 como lo presenta B.2.3.

A.3.2 – SISTEMAS ESTRUCTURALES

A.3.2.1 – TIPOS DE SISTEMAS ESTRUCTURALES – Se reconocen cuatro tipos generales de sistemas estructurales de resistencia sísmica, los cuales se definen en esta sección. Cada uno de ellos se subdivide según los tipos de elementos verticales utilizados para resistir las fuerzas sísmicas y el grado de capacidad de disipación de energía del material estructural empleado. Los sistemas estructurales de resistencia sísmica que reconoce este Reglamento son los siguientes:

A.3.2.1.1 – Sistema de muros de carga – Es un sistema estructural que no dispone de un pórtico esencialmente completo y en el cual las cargas verticales son resistidas por los muros de carga y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales. Véase la tabla A.3-1.

A.3.2.1.2 – Sistema combinado – Es un sistema estructural, (véase la tabla A.3-2), en el cual:

(a) Las cargas verticales son resistidas por un pórtico no resistente a momentos, esencialmente completo, y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales, o

(b) Las cargas verticales y horizontales son resistidas por un pórtico resistente a momentos, esencialmente completo, combinado con muros estructurales o pórticos con diagonales, y que no cumple los requisitos de un sistema dual.

A.3.2.1.3 – Sistema de pórtico – Es un sistema estructural compuesto por un pórtico espacial, resistente a momentos, esencialmente completo, sin diagonales, que resiste todas las cargas verticales y fuerzas horizontales. Véase la tabla A.3-3.

A.3.2.1.4 – Sistema dual – Es un sistema estructural que tiene un pórtico espacial resistente a momentos y sin diagonales, combinado con muros estructurales o pórticos con diagonales. Véase la tabla A.3-4. Para que el sistema estructural se pueda clasificar como sistema dual se deben cumplir los siguientes requisitos:

(a) El pórtico espacial resistente a momentos, sin diagonales, esencialmente completo, debe ser capaz de soportar las cargas verticales.

(b) Las fuerzas horizontales son resistidas por la combinación de muros estructurales o pórticos con diagonales, con el pórtico resistente a momentos, el cual puede ser un pórtico de capacidad especial de disipación de energía (DES), cuando se trata de concreto reforzado o acero estructural, un pórtico con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) de concreto reforzado, o un pórtico con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) de acero estructural. El pórtico resistente a momentos, actuando independientemente, debe diseñarse para que sea capaz de resistir como mínimo el 25 por ciento del cortante sísmico en la base.

(c) Los dos sistemas deben diseñarse de tal manera que en conjunto sean capaces de resistir la totalidad del cortante sísmico en la base, en proporción a sus rigideces relativas, considerando la interacción del sistema dual en todos los niveles de la edificación, pero en ningún caso la responsabilidad de los muros estructurales, o de los pórticos con diagonales, puede ser menor del 75 por ciento del cortante sísmico en la base.

A.3.2.2 – CLASIFICACIÓN EN UNO DE LOS SISTEMAS ESTRUCTURALES – Toda edificación o cualquier parte de ella, debe quedar clasificada dentro de uno de los cuatro sistemas estructurales de resistencia sísmica descritos en las tablas A.3-1 a A.3-4.

A.3.2.3 – LÍMITES DE ALTURA PARA LOS SISTEMAS ESTRUCTURALES – En las tablas A.3-1 a A.3-4 se dan las alturas máximas, medidas en metros a partir de la base o en número de pisos por encima de la misma, que puede tener cada uno de los sistemas estructurales de resistencia sísmica prescritos, para cada una de las zonas de amenaza sísmica.

A.3.2.4 – COMBINACIÓN DE SISTEMAS ESTRUCTURALES EN LA ALTURA – Cuando se combinen en la altura diferentes sistemas estructurales dentro de una misma edificación, deben cumplirse los siguientes requisitos:

A.3.2.4.1 – Máximo valor de R permitido – Con la excepción de lo dispuesto en A.3.2.4.2 a A.3.2.4.4, la estructura que combine en la altura diferentes sistemas estructurales se clasifica como irregular del tipo 5aA o 5bA (tabla A.3-7), y el valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, en cualquier dirección y en cualquier nivel, como máximo debe ser el menor valor de R de los sistemas estructurales que se estén combinando por encima de ese nivel y en la dirección considerada. Deben cumplirse los requisitos de diseño exigidos para cada sistema estructural y para cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural.

A.3.2.4.2 – Pisos livianos – No hay necesidad de aplicar los requisitos de A.3.2.4.1 cuando la masa de los pisos localizados por encima del nivel donde se inicia un sistema estructural sea menor del 10 por ciento de la masa total, M, de la edificación.

A.3.2.4.3 – Estructura flexible apoyada sobre una estructura con mayor rigidez – En estructuras que tengan una parte superior flexible apoyada en una con mayor rigidez y que cumplan los requisitos de la tabla A.3-5, puede utilizarse el procedimiento de diseño indicado allí.

A.3.2.4.4 – Estructura rígida apoyada sobre una estructura con menor rigidez – Este tipo de combinación de sistemas estructurales en la altura presenta inconvenientes en su comportamiento sísmico, por lo que para este Reglamento no es un sistema estructural aceptable.

A.3.2.5 – COMBINACIÓN DE SISTEMAS ESTRUCTURALES EN PLANTA – Pueden combinarse sistemas estructurales en planta, sin que ésto de pié a que la estructura se clasifique como irregular, con las siguientes limitaciones:

(a) Los dos sistemas deben coexistir en toda la altura de la edificación, a menos que se cumplan los requisitos de A.3.2.4,

(b) Cuando la estructura tiene un sistema de muros de carga únicamente en una dirección, el valor de R para diseñar la dirección ortogonal, no puede ser mayor que 1.25 veces el valor de R del sistema estructural de muros de carga,

(c) Cuando la estructura tiene dos sistemas de muros de carga diferentes en la misma dirección, para el sistema que tiene el mayor valor de R el valor a emplear no puede ser mayor que 1.25 veces el valor de R del sistema con el menor valor de R, y

(d) Cuando la estructura tiene sistemas diferentes al de muros de carga en ambas direcciones, para el sistema que tiene un mayor valor de R, el valor a emplear no puede ser mayor que 1.25 veces el valor de R del sistema con el menor valor de R.

A.3.2.6 – ELEMENTOS COMUNES A VARIOS SISTEMAS ESTRUCTURALES – Los elementos estructurales comunes a diferentes sistemas estructurales deben diseñarse y detallarse siguiendo los requisitos más restrictivos dentro de los sistemas para los cuales son comunes.

A.3.3 – CONFIGURACIÓN ESTRUCTURAL DE LA EDIFICACIÓN

A.3.3.1 – GENERAL – Para efectos de diseño sísmico la edificación debe clasificarse como regular o como irregular en planta y en altura o como redundante o con ausencia de redundancia de acuerdo con los requisitos de esta sección.

A.3.3.2 – DEFINICIÓN DE LA CONFIGURACIÓN ESTRUCTURAL – Se entiende por configuración estructural de la edificación, no solamente la forma exterior de ella y su tamaño, sino la naturaleza, las dimensiones y la localización de los elementos estructurales, y no estructurales, que afecten el comportamiento de la edificación ante las solicitaciones sísmicas.

A.3.3.3 – REDUCCIÓN DEL VALOR DE R PARA ESTRUCTURAS IRREGULARES Y CON AUSENCIA DE REDUNDANCIA – Cuando una estructura se clasifique como irregular, el valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía R que se utilice en el diseño sísmico de la edificación, debe reducirse multiplicándolo por , debido a irregularidades en planta, por  debido a irregularidades en altura, y por  debido a ausencia de redundancia, como indica la ecuación A.3.3-1.

Cuando una edificación tiene varios tipos de irregularidad en planta simultáneamente, se aplicará el menor valor de . Análogamente, cuando una edificación tiene varios tipos de irregularidad en altura simultáneamente, se aplicará el menor valor de .

A.3.3.4 – CONFIGURACIÓN EN PLANTA – La edificación se considera irregular cuando ocurra, véase la figura A.3-1, uno, o varios, de los casos descritos en la tabla A.3-6, donde se definen los valores de .

A.3.3.5 – CONFIGURACIÓN EN LA ALTURA – Una edificación se clasifica como irregular en altura, véase la figura A.3-2, cuando ocurre uno, o varios, de los casos descritos en la tabla A.3-7, donde se definen los valores de .

A.3.3.5.1 – Excepciones a las irregularidades en altura – Cuando para todos los pisos, la deriva de cualquier piso es menor de 1.3 veces la deriva del piso siguiente hacia arriba, puede considerarse que no existen irregularidades en altura de los tipos 1aA, 1bA, 2A, ó 3A, tal como se definen en la tabla A.3-7, y en este caso se aplica  = 1. No hay necesidad de considerar en esta evaluación las derivas de los dos pisos superiores de la edificación ni los sótanos que tengan muros de contención integrados a la estructura en toda su periferia. Las derivas utilizadas en la evaluación pueden calcularse sin incluir los efectos torsionales. Así mismo, no se considera irregular la estructura flexible apoyada sobre una estructura con mayor rigidez que cumpla los requisitos de A.3.2.4.3 y los correspondientes de la tabla A.3-5.

A.3.3.6 – EDIFICACIONES EN ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA BAJA DE LOS GRUPOS DE USO I Y II – Para las edificaciones pertenecientes a los grupos de uso I y II, localizadas en zonas de amenaza sísmica baja, la evaluación para determinar si la edificación es irregular o no, puede limitarse a irregularidades en planta del tipo 1aP, 1bP (tabla A.3-6) y en altura del tipo 5aA y 5bA (tabla A.3-7).

A.3.3.7 – EDIFICACIONES EN ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA INTERMEDIA DEL GRUPO DE USO I – Para las edificaciones pertenecientes al grupo de uso I, localizadas en zonas de amenaza sísmica intermedia, la evaluación para determinar si la edificación es irregular o no, puede limitarse a irregularidades en planta de los tipos 1aP, 1bP, 3P y 4P (tabla A.3-6) y en altura de los tipos 4A, 5aA y 5bA (tabla A.3-7).

A.3.3.8 – AUSENCIA DE REDUNDANCIA EN EL SISTEMA ESTRUCTURAL DE RESISTENCIA SÍSMICA – Debe asignarse un factor de reducción de resistencia por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica, , en las dos direcciones principales en planta de la siguiente manera:

A.3.3.8.1 – En edificaciones con un sistema estructural con capacidad de disipación de energía mínima (DMI) – Para edificaciones cuyo sistema estructural de resistencia sísmica es de un material que cumple los requisitos de capacidad de disipación de energía mínima (DMI) el valor del factor de reducción de resistencia por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica, $r, se le asigna un valor de la unidad ( = 1.0).

A.3.3.8.2 – En edificaciones con un sistema estructural con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES) – Para edificaciones cuyo sistema estructural es de un material que cumple los requisitos de capacidad de disipación de energía moderada (DMO) o especial (DES) el valor del factor de reducción de resistencia por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica, , se le puede asignar un valor de la unidad (= 1.0) cuando en todos los pisos que resistan más del 35 por ciento del corte basal en la dirección bajo estudio el sistema estructural de resistencia sísmica cumpla las siguientes condiciones de redundancia:

(a) En sistemas compuestos por pórticos con arriostramientos concéntricos – La falla de cualquiera de las diagonales o sus conexiones al pórtico no resulta en una reducción de más del 33 por ciento de la resistencia ante fuerzas horizontales del piso ni produce una irregularidad torsional en planta extrema (Tipo 1bP).

(b) En sistemas compuestos por pórticos con arriostramientos excéntricos – La pérdida de resistencia a momento (si se trata de vínculos a momento), o a cortante (para el caso de vínculos a corte), de los dos extremos de un vínculo no resulta en una reducción de más del 33 por ciento de la resistencia ante fuerzas horizontales del piso ni produce una irregularidad torsional en planta extrema (Tipo 1bP).

(c) En sistemas de pórtico resistente a momentos – La pérdida de la resistencia a momento en la conexión viga-columna de los dos extremos de una viga no resulta en una reducción de más del 33 por ciento de la resistencia ante fuerzas horizontales del piso ni produce una irregularidad torsional en planta extrema (Tipo 1bP).

(d) En sistemas con muros estructurales de concreto estructural – La falla de un muro estructural o de una porción de él que tengan una relación de la altura del piso a su longitud horizontal mayor de la unidad, o de los elementos colectores que lo conectan al diafragma, no resulta en una reducción de más del 33 por ciento de la resistencia ante fuerzas horizontales del piso ni produce una irregularidad torsional en planta extrema (Tipo 1bP).

(e) Para otros sistemas – No hay requisitos especiales.

En los sistemas estructurales que no cumplan las condiciones enunciadas en (a) a (d) el factor de reducción de resistencia por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica,, se le debe asignar un valor de  ⁼ 0.75. Aunque no se cumplan las condiciones enunciadas en (a) a (d) el factor de reducción de resistencia por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica,, se le debe asignar un valor igual a la unidad ( = 1.0) si todos los pisos que resistan más del 35 por ciento del corte basal en la dirección bajo estudio el sistema estructural de resistencia sísmica sean regulares en planta y tengan al menos dos vanos compuestos por elementos que sean parte del sistema de resistencia sísmica localizados en la periferia a ambos lados de la planta en las dos direcciones principales. Cuando se trate de muros estructurales para efectos de contar el número de vanos equivalentes se calcula como la longitud horizontal del muro dividida por la altura del piso.

A.3.3.9 – USO DEL COEFICIENTE DE SOBRERRESISTENCIA  – Cuando los requisitos para el material estructural y el grado de disipación de energía requieren que los elementos frágiles o las conexiones entre elementos se diseñen para fuerzas sísmicas, E, amplificadas por el coeficiente de sobrerresistencia, , éste debe emplearse de la siguiente manera para obtener las fuerzas de diseño que incluyen los efectos sísmicos:

Donde F_s corresponde a las fuerzas sísmicas obtenidas del análisis, R es el coeficiente de capacidad de disipación de energía correspondiente al sistema estructural de resistencia sísmica , y D corresponde a la carga muerta que actúa sobre el elemento tal como se define en el Título B del Reglamento y el signo de la parte derecha de la ecuación es el que conduce al mayor valor de E, dependiendo del signo de F_s.

A.3.4 – MÉTODOS DE ANÁLISIS

A.3.4.1 – MÉTODOS RECONOCIDOS – Se reconocen los siguientes métodos de análisis del sistema de resistencia sísmica para efectos de su diseño:

(a) Método de la fuerza horizontal equivalente, el cual está descrito en el Capítulo A.4,

(b) Métodos de análisis dinámico elástico, de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.5,

(c) Métodos de análisis dinámico inelástico, de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.5, y

(d) Métodos de análisis alternos, los cuales deben tener en cuenta las características dinámicas de la edificación, el comportamiento inelástico de los materiales, y deben ser de aceptación general en la ingeniería. En la aplicación de cualquier método de análisis alterno no se pueden utilizar períodos fundamentales mayores de los permitidos en los Capítulos A.4 y A.5.

A.3.4.2 – MÉTODO DE ANÁLISIS A UTILIZAR – Como mínimo deben emplearse los siguientes métodos de análisis:

A.3.4.2.1 – Método de la fuerza horizontal equivalente – Puede utilizarse el método de la fuerza horizontal equivalente en las siguientes edificaciones:

(a) Todas las edificaciones, regulares e irregulares, en las zonas de amenaza sísmica baja,

(b) Todas las edificaciones, regulares e irregulares, pertenecientes al grupo de uso I, localizadas en zonas de amenaza sísmica intermedia,

(c) Edificaciones regulares, de 20 niveles o menos y 60 m de altura o menos medidos desde la base, en cualquier zona de amenaza sísmica, exceptuando edificaciones localizadas en lugares que tengan un perfil de suelo tipo D, E o F, con periodos de vibración mayores de 2T_C,

(d) Edificaciones irregulares que no tengan más de 6 niveles ni más de 18 m de altura medidos a partir de la base,

(e) Estructuras flexibles apoyadas sobre estructuras más rígidas que cumplan los requisitos de A.3.2.4.3.

A.3.4.2.2 – Método del análisis dinámico elástico – Debe utilizarse el método del análisis dinámico elástico en todas las edificaciones que no estén cubiertas por A.3.4.2.1, incluyendo las siguientes:

(a) Edificaciones de más de 20 niveles o de más de 60 m de altura, exceptuando las edificaciones mencionadas en A.3.4.2.1 (a) y (b),

(b) Edificaciones que tengan irregularidades verticales de los tipos 1aA, 1bA, 2A y 3A, tal como se definen en A.3.3.5,

(c) Edificaciones que tengan irregularidades que no estén descritas en A.3.3.4 y A.3.3.5, exceptuando el caso descrito en A.3.2.4.3,

(d) Edificaciones de más de 5 niveles o de más de 20 m de altura, localizadas en zonas de amenaza sísmica alta, que no tengan el mismo sistema estructural en toda su altura, con la excepción de los prescrito en A.3.2.4.3,

(e) Estructuras, regulares o irregulares, localizadas en sitios que tengan un perfil de suelo D, E o F y que tengan un período mayor de 2T_C. En este caso el análisis debe incluir los efectos de interacción suelo-estructura, tal como los prescribe el Capítulo A.7, cuando se realice un análisis de la estructura suponiéndola empotrada en su base.

A.3.4.2.3 – Método del análisis dinámico inelástico – Puede utilizarse el método del análisis dinámico inelástico en aquellos casos que a juicio del ingeniero diseñador, se presenten variaciones en la capacidad de disipación de energía en el rango inelástico que solo sea posible identificar por este procedimiento. Cuando se utilice este método de análisis deben cumplirse los requisitos dados en el Capítulo A.5. Los diseños realizados por esta metodología deben revisarse por dos profesionales, independientes del diseñador estructural, que cumplan los requisitos de idoneidad requeridos para revisores de diseños estructurales como lo prescribe la Ley 400 de 1997, quienes suscribirán un memorial en que se indique taxativamente que los procedimientos empleados consultan las mejores metodologías que se disponga sobre estos procedimientos y que la edificación así diseñada tiene resistencia y expectativas de comportamiento similares a los de una edificación diseñada por los otros métodos permitidos por el Reglamento, al verse sometida a movimientos sísmicos de intensidad similar a los movimientos sísmicos de diseño prescritos por este Reglamento. Este memorial se anexará a los documentos aportados para obtener la correspondiente licencia de construcción.

A.3.4.2.4 – Método de análisis no lineal estático de plastificación progresiva – Puede utilizarse el método del análisis no lineal estático, conocido como procedimiento “push-over” o de plastificación progresiva, en aquellos casos que a juicio del ingeniero diseñador se desee evaluar la capacidad de disipación de energía en el rango inelástico por este procedimiento. Cuando se utilice este método de análisis deben cumplirse los requisitos dados en el Apéndice A-3 y además se deben confrontar con otro de los métodos de análisis permitidos por el Reglamento, utilizando en el diseño lo más exigente.

A.3.4.3 – RIGIDEZ DE LA ESTRUCTURA Y SUS ELEMENTOS – Las rigideces que se empleen en el análisis estructural para el diseño sísmico deben ser definidas por el ingeniero diseñador de acuerdo con su criterio, teniendo en cuenta los preceptos dados para cada material estructural en el Título correspondiente de este Reglamento.

A.3.5 – REQUISITOS PARA LOS MATERIALES ESTRUCTURALES

A.3.5.1 – Los requisitos especiales para el diseño y los detalles propios de cada material estructural se dan para el grado de capacidad de disipación de energía; mínima (DMI), moderada ( DMO) o especial (DES), que se requiera del material y para cada uno de los sistemas estructurales de resistencia sísmica en las tablas A.3-1 a A.3-4.

A.3.6 – EFECTOS SÍSMICOS EN LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES

A.3.6.1 – GENERALIDADES – Todos los elementos estructurales deben diseñarse para los efectos de los movimientos sísmicos de diseño que actúen sobre ellos, adicionalmente a todas las cargas que los puedan afectar, tal como lo prescribe el Título B de este Reglamento.

A.3.6.1.1 – Elementos del sistema de resistencia sísmica – Solamente los elementos que pertenezcan al sistema estructural de resistencia sísmica pueden contribuir a la resistencia sísmica de la edificación y deben diseñarse de acuerdo con los requisitos propios de su material estructural y para el grado de capacidad de disipación de energía requerido, además de los requisitos adicionales dados en la presente sección.

A.3.6.1.2 – Elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica – Los elementos estructurales que no formen parte del sistema estructural de resistencia sísmica, deben investigarse con el fin de determinar si pueden mantener su capacidad de resistir cargas verticales cuando se ven sometidos a los desplazamientos horizontales y a las derivas, causados por los movimientos sísmicos de diseño, pero sólo hay necesidad de que cumplan los requisitos del grado de capacidad de disipación de energía mínimo para su material estructural. Sus anclajes y amarres al sistema de resistencia sísmica deben cumplir los requisitos dados en la presente sección y en el Capítulo A.8.

A.3.6.2 – COMBINACIÓN DE LOS EFECTOS DE CARGA – Los coeficientes de carga que deben emplearse en la combinación de cargas de gravedad y de fuerzas sísmicas se establecen en el Título B de este Reglamento. Debe tenerse en cuenta que las fuerzas sísmicas obtenidas siguiendo éste Reglamento, están definidas al nivel de resistencia, por lo tanto ya están mayoradas.

A.3.6.3 – DIRECCIÓN DE APLICACIÓN DE LAS FUERZAS SÍSMICAS – En zonas de amenaza sísmica intermedia o alta deben considerarse los efectos ortogonales, salvo que (1) la estructura tenga diafragmas flexibles o (2) se trate de edificios de un piso (naves industriales o similares) en los cuales no haya irregularidades en planta del tipo 5P. Los efectos ortogonales pueden tenerse en cuenta suponiendo la concurrencia simultánea del 100% de las fuerzas sísmicas en una dirección y el 30% de las fuerzas sísmicas en la dirección perpendicular. Debe utilizarse la combinación que requiera la mayor resistencia del elemento. Alternativamente, los efectos ortogonales pueden calcularse como la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados de los efectos producidos por el 100% de las fuerzas sísmicas actuando independientemente en las dos direcciones ortogonales, asignándole el signo que conduzca al resultado más conservador. La fuerza sísmica debe combinarse con las cargas verticales de acuerdo con los requisitos del Título B de este Reglamento.

A.3.6.4 – AMARRES Y CONTINUIDAD – Todos los elementos estructurales deben interconectarse. La conexión y los elementos conectores deben ser capaces de transmitir las fuerzas sísmicas inducidas por las partes que conectan; además de los requisitos del Capítulo A.8, deben cumplirse los siguientes requisitos:

A.3.6.4.1 – Partes de la edificación – Cualquier parte o porción de la edificación que forme un conjunto indistintamente diferenciado del resto de la estructura, pero que esté estructuralmente vinculado a ésta, debe estar vinculada y amarrada al resto de la edificación por medio de elementos de conexión cuya resistencia se diseñe teniendo en cuenta las fuerzas axiales, de corte y de flexión transmitidas por la interacción entre las partes bajo las combinaciones de carga especificadas en el Título B. La fuerza sísmica involucrada, como mínimo, debe ser (0.40A_ag) veces la masa de la parte o porción. Es particularmente importante que, en el caso de esta conexión, en el análisis no se utilice nudo maestro u otro método de igualación de grados de libertad para el análisis bajo cargas laterales.

A.3.6.4.2 – Vigas de amarre en la cimentación – Los elementos de cimentación, tales como zapatas, dados de pilotes, pilas o "caissons", etc., deben amarrarse por medio de elementos capaces de resistir en tensión o compresión una fuerza no menor de (0.25A_a) veces la carga vertical total del elemento que tenga la mayor carga entre los que interconecta, además de las fuerzas que le transmita la superestructura. Para efectos del diseño de la cimentación debe cumplirse lo prescrito en A.3.7.

A.3.6.5 – ELEMENTOS COLECTORES – Deben proveerse elementos colectores capaces de transferir las fuerzas sísmicas que se originan en otras partes de la edificación hasta el elemento vertical del sistema de resistencia sísmica que resiste esas fuerzas.

A.3.6.6 – DISTRIBUCIÓN DE LA FUERZA CORTANTE EN EL PISO – Cuando se utilice el método de la fuerza horizontal equivalente definido en el Capítulo A.4, la fuerza cortante, V_x, en el nivel x, debe determinarse de acuerdo con la siguiente fórmula:

La fuerza cortante, V_x, y las torsiones asociadas deben distribuirse entre los diferentes pórticos y muros estructurales del sistema de resistencia sísmica de acuerdo con sus respectivas rigideces de desplazamiento y teniendo en cuenta la rigidez del diafragma, de acuerdo con la definición de la rigidez de los diafragmas dada en A.3.6.7.2.

A.3.6.7 – TORSIÓN EN EL PISO – En el diseño deben tenerse en cuenta los efectos de torsión en el piso, considerando que estos provienen de la incertidumbre en la localización de las masas dentro del piso, lo cual conduce a una torsión accidental, o debido a la excentricidad entre el centro de masas y el centro de rigidez cuando los diafragmas se consideran rígidos en su propio plano, o de la asimetría en la distribución de la masa y la rigidez de elementos verticales, cuando los diafragmas no pueden considerarse como rígidos en su propio plano. En caso de realizarse análisis dinámico, el análisis mismo reflejará los efectos de las torsiones que se tengan en la estructura, quedando a opción diseñador si en él involucra o no condiciones de torsión accidental. En el caso que se utilice el método de la fuerza horizontal equivalente, para la consideración de la torsión en el piso deben cumplirse los requisitos de A.3.6.7.1 a A.3.6.7.3, descritos a continuación.

A.3.6.7.1 – Torsión accidental – Debe suponerse que la masa de todos los pisos está desplazada transversalmente, hacia cualquiera de los dos lados, del centro de masa calculado de cada piso, una distancia igual al 5 por ciento (0.05) de la dimensión de la edificación en ese piso, medida en la dirección perpendicular a la dirección en estudio. El efecto de la torsión que se genera debe tenerse en cuenta en la distribución del cortante del piso a los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica. Cuando existan irregularidades en planta del tipo 1aP o 1bP, tal como las define A.3.3.4.1 (tabla A.3-6), debe aumentarse la torsión accidental en cada nivel x, multiplicándola por un coeficiente de amplificación, A_x, determinado de acuerdo con la siguiente ecuación:

A.3.6.7.2 – Torsión debida a la no coincidencia del centro de masa y de rigidez – Cuando el diafragma puede considerarse rígido en su propio plano, debe tenerse en cuenta el aumento en los cortantes sobre los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica debida a la distribución, en planta, de la rigidez de los elementos del sistema de resistencia sísmica.

(a) Diafragma flexible – El diafragma puede suponerse flexible, para los efectos de las prescripciones de esta sección, cuando la máxima deflexión horizontal dentro del diafragma, al verse sometido a las fuerzas sísmicas, F_s, es más de 2 veces el promedio de sus deflexiones horizontales. Esta determinación de la flexibilidad del diafragma puede realizarse comparando la deflexión horizontal debida a las fuerzas sísmicas, obtenida en el punto medio del diafragma, con la de cada uno de los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica, al verse sometidos a una fuerza horizontal equivalente a la producida por la masa aferente al elemento.

(b) Diafragma rígido en su propio plano – El diafragma puede suponerse rígido en su propio plano cuando se dispone su rigidez y su resistencia de tal manera que éste actúe como una unidad y sus propiedades de masa y de rigidez se puedan concentrar en el centro de masa y en el centro de rigidez respectivamente. En las edificaciones que tengan irregularidades de los tipos 2P y 3P la consideración de diafragma rígido debe evaluarse cuidadosamente, pues en la mayoría de los casos estas irregularidades inhiben el comportamiento como diafragma rígido de los entrepisos de la edificación.

A.3.6.7.3 – Torsión de diseño – El momento torsional de diseño en cualquier nivel de la estructura se obtiene como la suma de las torsiones de diseño de todos los niveles localizados por encima del nivel en estudio. La porción de la torsión aportada por cada nivel se obtiene como la torsión accidental del nivel, más el producto de la fuerza sísmica horizontal, correspondiente a ese nivel por una dimensión igual a la proyección, en la dirección perpendicular a la dirección de las fuerzas, de la distancia entre el centro de masa y el centro de rigidez del nivel.

A.3.6.8 – DIAFRAGMAS – En las zonas de amenaza sísmica intermedia y alta, en el diseño de los pisos y cubiertas que actúan como diafragmas debe tenerse en cuenta lo siguiente:

A.3.6.8.1 – La deflexión en el plano del diafragma no debe exceder la deflexión permisible de los elementos que estén adheridos a él. La deflexión permisible debe ser aquella que permita a los elementos adheridos mantener su integridad estructural bajo las fuerzas impuestas.

A.3.6.8.2 – Los diafragmas de piso o de cubierta deben diseñarse para que sean capaces de resistir las fuerzas causadas por la aceleración en cada nivel, expresada como una fracción de la gravedad, determinada por medio de la siguiente ecuación:

 puede estimarse simplificadamente como 0.75h_n

Alternativamente a la ecuación A.3.6-3 para calcular las fuerzas que deben resistir los diafragmas de piso o de cubierta, pueden usarse estimaciones más precisas de las aceleraciones absolutas máximas a que estarían sometidos estos diafragmas, resultado por ejemplo, de análisis dinámicos.

Cuando el diafragma debe transmitir fuerzas provenientes de los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica que se encuentren por encima del diafragma, a elementos verticales del sistema de resistencia sísmica que se encuentren por debajo del diafragma, debido a desplazamientos en la localización de los elementos, o por cambios en la rigidez de los elementos verticales, las fuerzas correspondientes se deben adicionar a las obtenidas por medio de la ecuación A.3.6-3.

A.3.6.8.3 – Los diafragmas que den apoyo a muros de concreto reforzado o de mampostería, deben tener amarres continuos entre los diferentes elementos del diafragma con el fin de distribuir las fuerzas de anclaje especificadas en A.3.6.10.

A.3.6.8.4 – Las conexiones del diafragma a los elementos verticales o a los elementos colectores, o entre elementos colectores, en estructuras localizadas en zonas de amenaza sísmica alta que tengan irregularidades en planta de los tipos 1aP, 1bP, 2P, 3P ó 4P (tabla A.3-6), deben diseñarse para las fuerzas sísmicas correspondientes, multiplicadas por 1.25.

A.3.6.8.5 – En las edificaciones localizadas en zonas de amenaza sísmica alta que tengan irregularidades en planta del tipo 2P (tabla A.3-6), los elementos del diafragma deben diseñarse considerando movimientos independientes de las alas que se proyectan hacia afuera de la estructura. Cada uno de los elementos del diafragma debe diseñarse para la condición más severa producida por el movimiento de las alas del diafragma en la misma dirección, o en direcciones opuestas.

A.3.6.9 – ELEMENTOS LOCALIZADOS DEBAJO DE LA BASE – La resistencia y rigidez de los elementos que formen parte del sistema de resistencia sísmica que se encuentren localizados entre la base y la cimentación no

deben ser menores que las de la superestructura. Los elementos localizados entre la base y la cimentación deben tener el mismo grado de capacidad de disipación de energía de los elementos del sistema de resistencia sísmica.

A.3.6.10 – MUROS ESTRUCTURALES – Los muros estructurales de concreto o mampostería, exteriores e interiores, deben amarrarse a los diafragmas o cubiertas que les provean apoyo lateral, por medio de anclajes diseñados para resistir una fuerza horizontal que actúa perpendicularmente al plano del muro. Dicha fuerza se puede calcular a partir de la fuerza causada por la aceleración en cada piso, calculada con la ecuación A.3.6-3, pero no menor que 0.10M_pg, donde M_p es la masa del tramo de muro considerado. Alternativamente a la ecuación A.3.6-3 para calcular las fuerzas horizontales perpendiculares al plano del muro pueden usarse estimaciones más precisas de las aceleraciones absolutas máximas a las que estarían sometidos estos muros.

A.3.6.11 – ESTRUCTURAS DE TIPO PÉNDULO INVERTIDO – Estas son estructuras donde el sistema de resistencia sísmica actúa como uno o varios voladizos aislados y un porcentaje muy alto de la masa se encuentra concentrada en la parte superior de la estructura. Las columnas o pilares de apoyo de las estructuras de tipo péndulo invertido deben diseñarse para un diagrama de momentos flectores que inicia en la base con un valor determinado de acuerdo con los procedimientos establecidos en el Capítulo A.4 y varía uniformemente hasta llegar a la mitad de este valor en la parte superior. Véase la tabla A.3-3 para efectos de los sistemas estructurales permitidos.

A.3.6.12 – ELEMENTOS VERTICALES DISCONTINUOS – En las zonas de amenaza sísmica intermedia y alta, cuando se presenten discontinuidades en el alineamiento de los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica, tales como las descritas en las irregularidades en planta tipo 4P (tabla A.3-6) y en altura tipo 4A (tabla A.3-7), deben cumplirse los siguientes requisitos:

(a) Las fuerzas axiales mayoradas de los elementos verticales que sostengan los elementos que se suspenden se deben obtener utilizando las combinaciones de carga apropiadas de las dadas en B.2.4, utilizando un coeficiente de carga igual a 0.4R, pero no menor de 1.0, en las combinaciones que incluyan fuerzas sísmicas reducidas de diseño E, en vez del coeficiente 1.0 prescrito allí,
(b) Debe garantizarse que los elementos, tales como vigas, que llevan estas fuerzas axiales hasta los elementos verticales las que las soportan sean capaces de resistirlas,

(c) Los elementos verticales deben diseñarse para las fuerzas axiales mayoradas como se indica en el literal (a), acompañadas de los momentos obtenidos del análisis, los cuales se mayoran utilizando las combinaciones de carga normales prescritas en B.2.4,

(d) Los elementos verticales deben diseñarse y detallarse siguiendo los requisitos del grado especial de capacidad de disipación de energía (DES) del material correspondiente.

Cuando el diseño de los elementos verticales soportan el elemento que se suspende se realiza utilizando el método de esfuerzos de trabajo prescrito en B.2.3, las fuerzas axiales de diseño al nivel de esfuerzos de trabajo se deben multiplicar por 0.3R, pero no menos de 0.7, en vez del coeficiente 0.7 prescrito allí.

A.3.6.13 – EFECTO DE LAS ACELERACIONES VERTICALES – En las zonas de amenaza sísmica alta e intermedia, deben tenerse en cuenta los efectos de los movimientos sísmicos verticales en los siguientes elementos estructurales:

(a) En los voladizos, considerando una fuerza vertical, ascendente o descendente, en la punta del elemento con un valor igual al 30 por ciento de la carga muerta del voladizo en las zonas de amenaza sísmica alta, y del 15 por ciento en las zonas de amenaza sísmica intermedia, y

(b) En los elementos construidos con concreto preesforzado, deben utilizarse combinaciones de carga adicionales a todas aquellas que incluyan carga muerta, utilizando el 50 por ciento de la carga muerta.

A.3.7 – FUERZAS SÍSMICAS DE DISEÑO DE LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES

A.3.7.1 – SISTEMA DE RESISTENCIA SÍSMICA – Los elementos del sistema estructural de resistencia sísmica, y sus conexiones, deben diseñarse utilizando todas las solicitaciones requerida por el Título B del Reglamento, debidamente combinadas según se exige allí. Las fuerzas sísmicas obtenidas del análisis F_s, se reducen, dividiéndolas por el coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, correspondiente al sistema estructural de resistencia sísmica, para obtener las fuerzas sísmicas reducidas de diseño (E - F_s/R) que se emplean en las combinaciones de carga prescritas en el Título B. El valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia del sistema estructural de resistencia sísmica  El diseño de los elementos estructurales y sus conexiones se realiza cumpliendo los requisitos exigidos para el grado de capacidad de disipación de energía requerido del material. Estas fuerzas de diseño de los elementos estructurales obtenidas siguiendo el procedimiento anotado, son fuerzas al nivel de resistencia, o sea que corresponden a fuerzas mayoradas que ya han sido multiplicadas por sus coeficientes de carga. Para elementos que se diseñan utilizando el método de esfuerzos de trabajo, debe consultarse A.3.1.8.

Los elementos frágiles de conexión entre elementos y otros que de acuerdo con los requisitos de los materiales estructurales que los constituyen requieran el uso del coeficiente de sobrerresistencia , se diseñan utilizando las fuerzas sísmicas de diseño E obtenidas de la ecuación A.3.3-2.

A.3.7.2 – CIMENTACIÓN – Las fuerzas sísmicas que actúan sobre la cimentación y el suelo de soporte se obtienen así:

(a) Para efectos del diseño estructural de los elementos que componen la cimentación (incluidas las pantallas y los demás elementos a los que se conecte la estructura), se emplea el procedimiento indicado en A.3.7.1, empleando las cargas apropiadas y las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, a partir de las reacciones de la estructura sobre estos elementos, calificando el valor de R usado en la estructura para establecer las cargas a la cimentación. En caso que se requiera una evaluación particular, las acciones de la estructura sobre la cimentación deberán determinarse con uno de los siguientes métodos: (1) mediante procedimientos de análisis inelástico de la estructura. (2) Evaluando el desempeño de la estructura (curvas de demanda y capacidad) (3) calculando las acciones que la estructura aplicará a los elementos que componen la cimentación, cuando a la estructura se aplique la carga cortante necesaria para producir el mecanismo de plastificación.
En el diseño de los elementos de cimentación deben seguirse los requisitos propios del material estructural y del Título H de este Reglamento.

(b) Para efectos de obtener los esfuerzos sobre el suelo de cimentación, a partir de las reacciones de la estructura y su cimentación sobre el suelo, se emplean las combinaciones de carga para el método de esfuerzos de trabajo de la sección B.2.3, empleando las cargas apropiadas y las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E. Los efectos sobre el suelo así obtenidos están definidos al nivel de esfuerzos de trabajo y deben evaluarse de acuerdo con los requisitos del Título H de este Reglamento.

A.3.8 – ESTRUCTURAS AISLADAS SÍSMICAMENTE EN SU BASE

A.3.8.1 – Se permite el empleo de estructuras aisladas sísmicamente en su base, siempre y cuando se cumplan en su totalidad los requisitos al respecto de uno de los dos documentos siguientes:

(a) “NEHRP Recommended Provisions for Seismic Regulations for New Buildings – Provisions and Commentary”, 2003 Edition, Federal Emergency Management Agency, FEMA 450, Building Seismic Safety Council, National Institute of Buildings Sciences, Washington, D.C., USA, 2004,

(b) “Minimum Design Loads for Building and Other Structures”, ASCE/SEI 7-05, Structural Engineering Institute of the American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2006

A.3.8.2 – En el diseño y construcción de estructuras aisladas sísmicamente en su base, se deben cumplir los requisitos de los Artículos 10 y 11 de la Ley 400 de 1997, asumiendo el diseñador estructural y el constructor las responsabilidades que allí se indican.

A.3.8.3 – La construcción de una edificación que utilice sistemas de aislamiento sísmico en su base debe someterse a una supervisión técnica permanente, como la describe el Título I.

A.3.9 – USO DE ELEMENTOS DISIPADORES DE ENERGÍA

A.3.9.1 – Se permite el empleo de elementos disipadores de energía, siempre y cuando se cumplan en su totalidad los requisitos al respecto de uno de los dos documentos siguientes:

(a) “NEHRP Recommended Provisions for Seismic Regulations for New Buildings – Provisions and Commentary”, 2003 Edition, Federal Emergency Management Agency, FEMA 450, Building Seismic Safety Council, National Institute of Buildings Sciences, Washington, D.C., USA, 2004

(b) “Minimum Design Loads for Building and Other Structures”, ASCE/SEI 7-05, Structural Engineering Institute of the American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2006

A.3.9.2 — En el diseño y construcción de estructuras que tengan elementos disipadores de energía, se deben cumplir los requisitos de los Artículos 10 y 11 de la Ley 400 de 1997, asumiendo el diseñador estructural y el constructor las responsabilidades que allí se indican.

A.3.9.3 — La construcción de una edificación que utilice elementos disipadores de energía debe someterse a una supervisión técnica permanente, como la describe el Título I.

Tabla A.3-1
Sistema estructural de muros de carga (Nota 1)

Notas:

1. El sistema de muros de carga es un sistema estructural que no dispone de un pórtico esencialmente completo, en el cual las cargas verticales son resistidas por los muros de carga y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales.

2. Para edificaciones clasificadas como irregulares el valor de R₀ debe multiplicarse por ,   y  r para obtener rR0 (Véase A.3.3.3).

3. La mampostería no reforzada sólo se permite en las regiones de las zonas de amenaza sísmica baja donde A_a sea menor o igual a 0.05 cuando se trata de edificaciones del grupo de uso I, de uno y dos pisos.

4. El valor de  puede reducirse restándole 0.5 en estructuras con diafragma flexible, pero no debe ser menos de 2.0 para cualquier estructura

Tabla A.3-2
Sistema estructural combinado (Nota 1)

Tabla A.3-2 (continuación)

Sistema estructural combinado (Nota 1)

Notas:

1. El sistema de muros de carga es un sistema estructural que no dispone de un pórtico esencialmente completo, en el cual las cargas verticales son resistidas por los muros de carga y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales.

2. Para edificaciones clasificadas como irregulares el valor de R₀ debe multiplicarse por ,   y  r para obtener rR0 (Véase A.3.3.3).

3. Los pórticos losa-columna incluyen el reticular celulado.

4. El valor de 0 puede reducirse restándole 0.5 en estructuras con diafragma flexible, pero no debe ser menos de 2.0 para cualquier estructura.

5. Se permite una altura de 20m en edificios de un piso (naves industriales o similares) que no sean del grupo de uso IV.

Tabla A.3-3

Sistema estructural de pórtico resistente a momentos (Nota 1)

Notas:

1. El sistema de pórtico es un sistema estructural compuesto por un pórtico espacial, resistente a momentos, esencialmente completo, sin diagonales, que resiste todas las cargas verticales y las fuerzas horizontales.

2. Para edificaciones clasificadas como irregulares el valor de R₀ debe multiplicarse por ,  y , para obtener  (Véase A.3.3.3).

3. Cuando se trate de estructuras de acero donde las uniones del sistema de resistencia sísmica son soldadas en obra, el valor de R₀ debe multiplicarse por 0.90.

4. El valor de  puede reducirse restándole 0.5 en estructuras con diafragma flexible, pero no debe ser menos de 2.0 para cualquier estructura.

5. Se permite hasta una altura de 12m en edificios de un piso (naves industriales o similares) que no sean del grupo de Uso IV.

6. Los perfiles de lámina doblada y los perfiles tubulares estructurales que cumplen con los requisitos de F.2.2.4 para miembros no esbeltos que se diseñen con conexiones dúctiles calificadas de acuerdo a F.3.1.8 se podrán diseñar como pórticos resistentes a momentos convencionales.

Tabla A.3-4

Sistema estructural dual (Nota 1)

Tabla A.3-4 (Continuación)
Sistema estructural dual

Notas:

1. El sistema dual es un sistema estructural que tiene un pórtico espacial resistente a momentos y sin diagonales, combinado con muros estructurales o pórticos con diagonales. Para que el sistema estructural se pueda clasificar como sistema dual se deben cumplir los siguientes requisitos: (a) El pórtico espacial resistente a momentos, sin diagonales, esencialmente completo, debe ser capaz de soportar las cargas verticales. (b) Las fuerzas horizontales son resistidas por la combinación de muros estructurales o pórticos con diagonales, con el pórtico resistente a momentos, el cual puede ser un pórtico de capacidad especial de disipación de energía (DES), cuando se trata de concreto reforzado o acero estructural, un pórtico con capacidad moderada de disipación de energía de concreto reforzado, o un pórtico con capacidad mínima de disipación de energía de acero estructural. El pórtico resistente a momentos, actuando independientemente, debe diseñarse para que sea capaz de resistir como mínimo el 25 por ciento del cortante sísmico en la base. (c) Los dos sistemas deben diseñarse de tal manera que en conjunto sean capaces de resistir la totalidad del cortante sísmico en la base, en proporción a sus rigideces relativas, considerando la interacción del sistema dual en todos los niveles de la edificación, pero en ningún caso la responsabilidad de los muros estructurales o los pórticos con diagonales puede ser menor del 75 por ciento del cortante sísmico en la base.

2. Para edificaciones clasificadas como irregulares el valor de R₀ debe multiplicarse por ,  y , para obtener  (Véase A.3.3.3).

3. El valor de  puede reducirse restándole 0.5 en estructuras con diafragma flexible, pero no debe ser menos de 2.0 para cualquier estructura.

4. Se permite hasta una altura de 12m en edificios de un piso (naves industriales o similares) que no sean del grupo de uso IV.

Tabla A.3-5

Mezcla de sistemas estructurales en la altura

Tabla A.3-6
Irregularidades en planta

Notas:

1. En zonas de amenaza sísmica intermedia para edificaciones pertenecientes al grupo de uso I, la evaluación de irregularidad se puede limitar a las irregularidades de los tipos 1aP, 1bP, 3P y 4P (Véase A.3.3.7).

2. En zonas de amenaza sísmica baja para edificaciones pertenecientes a los grupos de uso I y II, la evaluación de irregularidad se puede limitar a las irregularidades tipo 1aP e 1bP (Véase A.3.3.6).

Tabla A.3-7
Irregularidades en la altura

Notas:

1. Cuando la deriva de cualquier piso es menor de 1.3 veces la deriva del piso siguiente hacia arriba, puede considerarse que no existen irregularidades de los tipos 1aA, 1bA, 2A, ó 3A (Véase A.3.3.5.1).

2. En zonas de amenaza sísmica intermedia para edificaciones pertenecientes al grupo de uso I, la evaluación de irregularidad se puede limitar a las irregularidades de los tipos 4A, 5aA y 5bA (Véase A.3.3.7).

3. En zonas de amenaza sísmica baja para edificaciones pertenecientes a los grupos de usos I y II, la evaluación de irregularidad se puede limitar a la irregularidad tipo 5aA y 5bA (Véase A.3.3.6).

Figura A.3-1 – Irregularidades en planta

Figura A.3-2 - Irregularidades en la altura

CAPÍTULO A.4.

MÉTODO DE LA FUERZA HORIZONTAL EQUIVALENTE.

A.4.0 – NOMENCLATURA

A_B = área de la edificación en su base, en m².

A_wi = área mínima de cortante de la sección de un muro estructural i, medida en un plano horizontal, en el primer nivel de la estructura y en la dirección en estudio, en m². Véase A.4.2.

A_v = coeficiente de aceleración que representa la velocidad horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

C_t = coeficiente utilizado para calcular el período de la estructura, definido en A.4.2.2.

C_u = coeficiente utilizado para calcular el período máximo permisible la estructura, definido en A.4.2.1.

C_vx = coeficiente definido en A.4.3.

= longitud medida horizontalmente, en metros, de un muro estructural i en el primer nivel de la estructura y en la dirección en estudio. Véase A.4.2.

F_i, F_x = fuerzas sísmicas horizontales en los niveles i o x respectivamente. Véase A.4.3.

F_v = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos intermedios, debida a los efectos de sitio, adimensional.

f_i = fuerza sísmica horizontal en el nivel i para ser utilizada en la ecuación A.4.2-1.

g = aceleración debida a la gravedad (9.8 m/s2).

h_i, h_x = altura en metros, medida desde la base, del nivel i o x. Véase A.4.3.2.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto del edificio. Véase A.4.2.2.

h_p = altura del piso medida desde la superficie del diafragma del piso hasta la superficie del diafragma del piso inmediatamente inferior.

h_wi = altura del muro i medida desde la base, en m.

I = coeficiente de importancia dado en A.2.5.2.

k = exponente relacionado con el período fundamental de la edificación dado en A.4.3.2.

M = masa total de la edificación – M debe ser igual a la masa total de la estructura más la masa de aquellos elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc.
En depósitos o bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa correspondiente a los elementos que causan la carga viva del piso. Capítulos A.4 y A.5 (en kg).

m_i, m_x = parte de M que está colocada en el nivel i o x respectivamente

N = número de pisos de la edificación.

n_w = número de muros de la edificación efectivos para resistir las fuerzas sísmicas horizontales en la dirección bajo estudio.

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.

T = período fundamental del edificio como se determina en A.4.2.

T_a = período de vibración fundamental aproximado. Véase A.4.2.

V_s = cortante sísmico en la base, para las fuerzas sísmicas. Véase A.4.3.

 =  exponente para ser utilizado en el cálculo del período aproximado Ta. Véase A.4.2.2.

 = desplazamiento horizontal del nivel i con respecto a la base  de la estructura, debido a las fuerzas horizontales f_i, para ser utilizado en la ecuación A.4.2-1.

A.4.1 – GENERAL

A.4.1.1 – Los requisitos de este Capítulo controlan la obtención de las fuerzas sísmicas horizontales de la edificación y el análisis sísmico de la misma, de acuerdo con los requisitos dados en el Capítulo A.3 para la utilización del método de la fuerza horizontal equivalente.

A.4.2 – PERÍODO FUNDAMENTAL DE LA EDIFICACIÓN

A.4.2.1 – El valor del período fundamental de la edificación, T, debe obtenerse a partir de las propiedades de su sistema de resistencia sísmica, en la dirección bajo consideración, de acuerdo con los principios de la dinámica estructural, utilizando un modelo matemático linealmente elástico de la estructura. Este requisito puede suplirse por medio del uso de la siguiente ecuación:

Los valores de f_i representan unas fuerzas horizontales distribuidas aproximadamente de acuerdo con las ecuaciones A.4.3-2 y A.4.3-3, o utilizando cualquier otra distribución racional que se aproxime a la del modo fundamental de la estructura en la dirección en estudio. Las deflexiones horizontales, , deben calcularse utilizando las fuerzas horizontales f_i.

El valor de T no puede exceder C_uT_a, donde C_u se calcula por medio de la ecuación A.4.2-2 y T_a se calcula de acuerdo con A.4.2-3.

pero C_u no debe ser menor de 1.2.

A.4.2.2 – Alternativamente el valor de T puede ser igual al período fundamental aproximado, T_a, que se obtenga por medio de la ecuación A.4.2-3.

donde C_t y  tienen los valores dados en la tabla A.4.2-1.

Tabla A.4.2-1

Valor de los parámetros C_t y  para el cálculo del período aproximado T_a

Alternativamente, para edificaciones de 12 pisos o menos con alturas de piso, h_p, no mayores 3m cuyo sistemas estructural de resistencia sísmica está compuesto por pórticos resistentes a momentos de concreto reforzado o acero estructural, el periodo de vibración aproximado, T_a, en s, puede determinarse por medio de la ecuación A.4.2-5.

A.4.2.3 - El valor de T obtenido al utilizar las ecuaciones A.4.2-1, A.4.2-3 o A.4.2-5 es un estimativo inicial razonable del periodo estructural para predecir las fuerzas a aplicar sobre la estructura con el fin de dimensionar su sistema de resistencia sísmica. Sin embargo, una vez dimensionada la estructura, debe calcularse el valor ajustado de T mediante la aplicación de análisis modal o de la ecuación A.4.2-1 para compararlo con el estimado inicial; si el periodo de la estructura diseñada difiriera en más del 10% con el periodo calculado como nuevo estimado, hasta que se converja en un resultado dentro de la tolerancia del 10% señalada.

A.4.3 – FUERZAS SÍSMICAS HORIZONTALES EQUIVALENTES

A.4.3.1 – El cortante sísmico en la base, V_s, equivalente a la totalidad de los efectos inerciales horizontales producidos por los movimientos sísmicos de diseño, en la dirección en estudio, se obtiene por medio de la siguiente ecuación:

El valor de S_a en la ecuación anterior corresponde al valor de la aceleración, como fracción de la de la gravedad, leída en el espectro definido en A.2.6 para el período T de la edificación.

A.4.3.2 – La fuerza sísmica horizontal, F_x, en cualquier nivel x, para la dirección en estudio, debe determinarse usando la siguiente ecuación:

y

donde k es un exponente relacionado con el período fundamental, T, de la edificación de la siguiente manera:

(a) Para T menor o igual a 0.5 segundos, k = 1.0,

(b) Para T entre 0.5 y 2.5 segundos, k = 0.75 + 0.5T, y

(c) Para T mayor que 2.5 segundos, k = 2.0.

A.4.4 – ANÁLISIS DE LA ESTRUCTURA

A.4.4.1 – El efecto de las fuerzas sísmicas, obtenidas de acuerdo con los requisitos de A.4.3, correspondientes a cada nivel, debe evaluarse por medio de un análisis realizado utilizando un modelo matemático linealmente elástico de la estructura, que represente adecuadamente las características del sistema estructural. El análisis, realizado de acuerdo con los principios de la mecánica estructural, debe tenerse en cuenta, como mínimo:

(a) Las condiciones de apoyo de la estructura, especialmente cuando se combinen elementos verticales de resistencia sísmica con diferencias apreciables en su rigidez,

(b) El efecto de diafragma, rígido o flexible, de los entrepisos de la edificación, en la distribución del cortante sísmico del piso a los elementos verticales del sistema estructural de resistencia sísmica,

(c) Las variaciones en las fuerzas axiales de los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica causadas por los momentos de vuelco que inducen las fuerzas sísmicas,

(d) Los efectos torsionales prescritos en A.3.6.7,

(e) Los efectos de la dirección de aplicación de la fuerza sísmica prescritos en A.3.6.3,

(f) En estructuras de concreto reforzado y mampostería estructural, a juicio del ingeniero diseñador, consideraciones acerca del grado de fisuración de los elementos, compatibles con las fuerzas sísmicas y el grado de capacidad de disipación de energía prescrito para el material estructural, y

(g) Deben consultarse lo requisitos de A.3.4.3.

A.4.4.2 – Como resultados del análisis se deben obtener, como mínimo:

(a) Los desplazamientos horizontales de la estructura, incluyendo los efectos torsionales, que se emplean para evaluar si las derivas de la estructura cumplen los requisitos dados en el Capítulo A.6,

(b) La distribución del cortante de piso, incluyendo los efectos torsionales, a todos los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica,

(c) Los efectos de las fuerzas sísmicas en la cimentación de la edificación, y

(d) Las fuerzas internas (momentos flectores, fuerzas cortantes, fuerzas axiales y momentos de torsión) correspondientes a cada elemento que haga parte del sistema de resistencia sísmica.

A.4.5 – USO DEL SISTEMA INTERNACIONAL DE MEDIDAS (SI) EN EL CÁLCULO DE LAS FUERZAS SÍSMICAS DE ACUERDO CON ESTE CAPÍTULO

En el Sistema Internacional de Medidas (SI) el kg (kilogramo) es una unidad de masa, por lo tanto la masa de la estructura se debe expresar en kg. Aplicando la 2^a Ley de Newton que dice que la fuerza inercial es igual a la masa del cuerpo multiplicada por su aceleración; si la masa está sometida a una aceleración en m/s², se obtiene una fuerza cuyas unidades son (kg m/s²). Por definición, en el sistema SI la unidad de fuerza es un newton (N) y corresponde a la fuerza inercial de una masa de 1 kg sometida a una aceleración de 1 m/s² (1 N = 1 kg 1 m/s²). Entonces, si la masa se expresa en kg y las aceleraciones en m/s², se obtiene fuerzas inerciales en newtons.

La ecuación A.4.3-1 es una aplicación de la 2^a Ley de Newton y se emplea para determinar las fuerzas inerciales horizontales que producen los movimientos del terreno causados por el sismo de diseño. El valor de la aceleración horizontal máxima que tiene el terreno donde se apoya la estructura, se lee del espectro de aceleraciones, S_a, definido en el Capítulo A.2 para el período fundamental de vibración de la estructura T. El espectro S_a es adimensional, y corresponde a la aceleración horizontal que impone el sismo en la base de la estructura, expresada como una fracción de la gravedad, por lo tanto para obtener la aceleración en m/s², debe multiplicarse por la aceleración de la gravedad, g (g = 9.8 m/s²). Al utilizar la ecuación A.4.3-1, si la masa total de la edificación, M, se expresa en kg, entonces la totalidad de las fuerzas inerciales horizontales que actúan sobre la estructura cuando ésta se ve sometida al sismo de diseño, V_s, se obtiene en newtons así:

Pero en el diseño práctico de edificaciones, tanto el kg como el N, son unidades muy pequeñas; por esta razón es conveniente expresar la masa en Mg (Megagramos, 1 Mg = 1 000 kg = 10⁶ g). En este caso la aplicación de la ecuación A.4.3-1 conduce a una fuerza, V_s, en kN (kilonewtons):

A modo de referencia, en el antiguo sistema mks (m-kgf-s, metro-kilogramo fuerza-segundo) 1 kgf = 9.8 N = 10 N, y análogamente 1 000 kgf = 1 ton = 9 806.65 N = 10 000 N = 10 kN. Entonces un kN es aproximadamente un décimo de tonelada.

CAPÍTULO A.5.

MÉTODO DEL ANÁLISIS DINÁMICO.

A.5.0 – NOMENCLATURA

E = fuerzas sísmicas reducidas de diseño

F_s = fuerzas sísmicas, véase A.3.1.1.

g = aceleración debida a la gravedad (9.8 m/s2).

M = masa total de la edificación – M debe ser igual a la masa total de la estructura más la masa de aquellos
elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc. En depósitos o bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa correspondiente a los elementos que causan la carga viva del piso. Capítulos A.4 y A.5 (en kg).

 = masa actuante total de la edificación en la dirección j. Ecuación A.5.4-1.

 = masa efectiva modal del modo m, determinada de acuerdo con la ecuación A.5.4-2.

m_i, m_x = parte de M que está colocada en el nivel i o x, respectivamente.

p = número total de modos utilizado en el análisis modal de la estructura.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Capítulo A.3.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica .

S_am = valor del espectro de aceleraciones de diseño para el período de vibración T_m, correspondiente al modo de vibración m.

T_a = período de vibración fundamental aproximado, en segundos, calculado de acuerdo con A.4.2.

T_m = período de vibración correspondiente al modo de vibración m, en s.

V_mj = cortante sísmico en la base correspondiente al modo m en la dirección horizontal j.

V_s = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4.

V_tj = cortante sísmico en la base total en la dirección horizontal j.

 = amplitud de desplazamiento del nivel i, en la dirección j, cuando está vibrando en el modo m.

A.5.1 – GENERAL

A.5.1.1 – Los métodos de análisis dinámico deben cumplir los requisitos de este Capítulo y los demás del presente título del Reglamento.

A.5.1.2 – Los métodos de análisis dinámico pueden utilizarse en el diseño sísmico de todas las edificaciones cubiertas por este Reglamento y deben utilizarse en el diseño de las edificaciones indicadas en A.3.4.2.2.

A.5.1.3 – Los resultados obtenidos utilizando los métodos de análisis dinámico deben ajustarse a los valores mínimos prescritos en este Capítulo para cada uno de ellos. Los valores mínimos a los cuales deben ajustarse están referidos a los valores que se obtienen utilizando el método de la fuerza horizontal equivalente presentado en el Capítulo A.4. (Véase A.5.4.5).

A.5.1.4 – Todas las metodologías de análisis dinámico que se utilicen deben estar basadas en principios establecidos de la mecánica estructural, que estén adecuadamente sustentados analítica o experimentalmente.

A.5.1.5 – El ingeniero diseñador debe asegurarse que los procedimientos de análisis dinámico, manuales o electrónicos, que utilice, cumplen los principios de la mecánica estructural y en especial los requisitos del presente Capítulo. El Reglamento no exige un procedimiento determinado y deja en manos del diseñador su selección y por ende la responsabilidad de que se cumplan los principios enunciados aquí. Es responsabilidad del diseñador garantizar que los procedimientos electrónicos, si son utilizados, describan adecuadamente la respuesta dinámica de la estructura tal como la prescriben los requisitos del presente Capítulo.

A.5.2 – MODELO MATEMÁTICO

A.5.2.1 – MODELO MATEMÁTICO A EMPLEAR – El modelo matemático de la estructura debe describir la distribución espacial de la masa y la rigidez de toda la estructura, de tal manera que sea adecuado para calcular las características relevantes de la respuesta dinámica de la misma. Como mínimo debe utilizarse uno de los siguientes procedimientos:

A.5.2.1.1 – Modelo tridimensional con diafragma rígido – En este tipo de modelo los entrepisos se consideran diafragmas infinitamente rígidos en su propio plano. La masa de cada diafragma se considera concentrada en su centro de masa. Los efectos direccionales pueden ser tomados en cuenta a través de las componentes apropiadas de los desplazamientos de los grados de libertad horizontales ortogonales del diafragma. Este procedimiento debe utilizarse cuando se presentan irregularidades en planta del tipo 1aP, 1bP, 4P o 5P, tal como las define A.3.3.4 (tabla A.3-6), y en aquellos casos en los cuales, a juicio del ingeniero diseñador, este es el procedimiento más adecuado.

A.5.2.1.2 – Modelo tridimensional con diafragma flexible – En este tipo de modelo se considera que las masas aferentes a cada nudo de la estructura pueden desplazarse y girar en cualquier dirección horizontal o vertical. La rigidez de los elementos estructurales del sistema de resistencia sísmica se describe tridimensionalmente. El diafragma se representa por medio de elementos que describan adecuadamente su flexibilidad. Este procedimiento debe utilizarse cuando no existe un diafragma propiamente dicho, cuando el diafragma es flexible en comparación con los elementos estructurales verticales del sistema estructural de resistencia sísmica, o cuando se presentan irregularidades en planta del tipo 2P o 3P, tal como las define A.3.3.4 (tabla A.3-6), y en aquellos casos en los cuales, a juicio del ingeniero diseñador, éste es el procedimiento más adecuado.

A.5.2.1.3 – Modelos limitados a un plano vertical – En este tipo de modelo la respuesta de la estructura se limita a movimientos horizontales en una sola dirección. Este modelo se permite en todos los casos que no están cubiertos por A.5.2.1.1. y A.5.2.1.2. Los efectos torsionales de los pisos deben evaluarse independientemente y adicionarse a los valores obtenidos del análisis en un plano cuando el diafragma es rígido y pueden despreciarse cuando el diafragma es flexible. De igual manera los efectos producidos por la dirección de incidencia de los movimientos sísmicos del terreno deben evaluarse por separado y adicionarse a los valores obtenidos del análisis dinámico.

A.5.2.1.4 – Otros modelos – Si a juicio del ingeniero diseñador las características de rigidez o de masa de la estructura lo requieren, se permite el uso de modelos de análisis inelástico dinámico o de métodos alternos, tal como lo indica A.3.4.1.

A.5.2.2 – MASA DE LA EDIFICACIÓN – Las masas de la edificación que se utilicen en el análisis dinámico deben ser representativas de las masas que existirán en la edificación cuando ésta se vea sometida a los movimientos sísmicos de diseño. Para efectos de los requisitos de este Reglamento, la masa total de la edificación se puede tomar como M. La distribución de la masa de la edificación debe representar la distribución real de las distintas masas de la edificación.

A.5.2.3 – RIGIDEZ EN LOS MÉTODOS DINÁMICOS ELÁSTICOS – La rigidez que se utilice en los elementos estructurales del sistema de resistencia sísmica cuando se empleen métodos dinámicos elásticos, debe seleccionarse cuidadosamente y debe ser representativa de la rigidez cuando éstos se vean sometidos a los movimientos sísmicos de diseño. En las estructuras de concreto y mampostería, la rigidez que se asigne debe ser consistente con el grado de fisuración que puedan tener los diferentes elementos al verse sometidos a las deformaciones que imponen los movimientos sísmicos de diseño. Cuando haya variaciones apreciables en la rigidez de los diferentes elementos verticales del sistema de resistencia sísmica que contribuyen a la resistencia de las mismas componentes del movimiento, la rigidez que se le asigne a cada uno de ellos debe ser consistente con los niveles de deformación.

A.5.2.4 – RIGIDEZ EN LOS MÉTODOS DINÁMICOS INELÁSTICOS – Los modelos matemáticos utilizados para describir la rigidez de los elementos estructurales del sistema de resistencia sísmica, cuando se empleen métodos dinámicos inelásticos, deben ser consistentes con el grado de capacidad de disipación de energía del material, con los niveles esperados de deformación y con las secuencias de esfuerzos y deformaciones que se presenten durante la respuesta, a través de modelos histeréticos que describan la degradación de rigidez y resistencia, los efectos de estrangulamiento de las formas histeréticas, y los efectos del endurecimiento por deformación del acero. Los modelos de rigidez utilizados deben estar adecuadamente sustentados analítica o experimentalmente.

A.5.3 – REPRESENTACIÓN DE LOS MOVIMIENTOS SÍSMICOS

A.5.3.1 – GENERALIDADES – De acuerdo con la representación de los movimientos sísmicos de diseño empleada en el análisis dinámico, los procedimientos se dividen en:

(a) Procedimientos espectrales, y
(b) Procedimientos de análisis cronológico.

A.5.3.2 – PROCEDIMIENTOS ESPECTRALES – En los procedimientos espectrales debe utilizarse el espectro de diseño definido en A.2.6.

A.5.3.3 – PROCEDIMIENTOS CRONOLÓGICOS – En los procedimientos cronológicos deben utilizarse familias de acelerogramas, tal como las define A.2.7.

A.5.4 – ANÁLISIS DINÁMICO ELÁSTICO ESPECTRAL

A.5.4.1 – METODOLOGÍA DEL ANÁLISIS – Deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos, cuando se utilice el método de análisis dinámico elástico espectral:

(a) Obtención de los modos de vibración – Los modos de vibración deben obtenerse utilizando metodologías establecidas de dinámica estructural. Deben utilizarse todos los modos de vibración de la estructura que contribuyan de una manera significativa a la respuesta dinámica de la misma, cumpliendo los requisitos de A.5.4.2.

(b) Respuesta espectral modal – La respuesta máxima de cada modo se obtiene utilizando las ordenadas del espectro de diseño definido en A.5.3.2, para el período de vibración propio del modo.

(c) Respuesta total – Las respuestas máximas modales, incluyendo las de deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos, se combinan de una manera estadística para obtener la respuesta total de la estructura a los movimientos sísmicos de diseño. Deben cumplirse los requisitos de A.5.4.4 en la combinación estadística de las respuestas modales máximas.

(d) Ajuste de los resultados – Si los resultados de la respuesta total son menores que los valores mínimos prescritos en A.5.4.5, los resultados totales del análisis dinámico deben ser ajustados como se indica allí. El ajuste debe cubrir todos los resultados del análisis dinámico, incluyendo las deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos.

(e) Evaluación de las derivas – Se debe verificar que las derivas totales obtenidas, debidamente ajustadas de acuerdo con los requisitos de A.5.4.5, no excedan los límites establecidos en el Capítulo A.6.

(f) Fuerzas de diseño en los elementos – Las fuerzas sísmicas internas totales de los elementos, F_s, debidamente ajustadas de acuerdo con los requisitos de A.5.4.5, se dividen por el valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, del sistema de resistencia sísmica, modificado de acuerdo con la irregularidad y la ausencia de redundancia según los requisitos de A.3.3.3, para obtener las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, y se combinan con las otras cargas prescritas por este Reglamento, de acuerdo con el Título B.

(g) Diseño de los elementos estructurales – Los elementos estructurales se diseñan y detallan siguiendo los requisitos propios del grado de capacidad de disipación de energía correspondiente del material, de acuerdo con los requisitos del Capitulo A.3.

A.5.4.2 – NÚMERO DE MODOS DE VIBRACIÓN – Deben incluirse en el análisis dinámico todos los modos de vibración que contribuyan de una manera significativa a la respuesta dinámica de la estructura. Se considera que se ha cumplido este requisito cuando se demuestra que, con el número de modos empleados, p, se ha incluido en el cálculo de la respuesta, de cada una de las direcciones horizontales de análisis, j, por lo menos el 90 por ciento de la masa participante de la estructura. La masa participante, , en cada una de las direcciones de análisis, j, para el número de modos empleados, p, se determina por medio de las siguientes ecuaciones:

A.5.4.3 – CÁLCULO DEL CORTANTE MODAL EN LA BASE – La parte del cortante en la base contribuida por el modo m en la dirección horizontal j, V_mj, debe determinarse de acuerdo con la siguiente ecuación:

donde  está dado por la ecuación A.5.4-2, y S_am es el valor leído del espectro elástico de aceleraciones, S_a, para el período de vibración T_m correspondiente al modo de vibración m. El cortante modal total en la base, V_tj, en la dirección j se obtiene combinando los cortantes contribuidos por cada modo, V_mj, en la misma dirección de acuerdo con el procedimiento de A.5.4.4.

A.5.4.4 – COMBINACIÓN DE LOS MODOS – Las respuestas máximas obtenidas para cada modo, m, de las deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos, deben combinarse utilizando métodos apropiados y debidamente sustentados, tales como el de la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados u otros. Debe tenerse especial cuidado cuando se calculen las combinaciones de las derivas, calculando la respuesta máxima de la deriva causada por cada modo independientemente y combinándolas posteriormente. No es permitido obtener las derivas totales a partir de deflexiones horizontales que ya han sido combinadas. Cuando se utilicen modelos matemáticos de análisis tridimensional deben tenerse en cuenta los efectos de interacción modal, tales como la combinación cuadrática total.

A.5.4.5 – AJUSTE DE LOS RESULTADOS – El valor del cortante dinámico total en la base, V_tj, obtenido después de realizar la combinación modal, para cualquiera de las direcciones de análisis, j, no puede ser menor que el 80 por ciento para estructuras regulares, o que el 90 por ciento para estructuras irregulares, del cortante sísmico en la base, V_s, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4. Además, se deben cumplir las siguientes condiciones:

(a) Para efectos de calcular este valor de V_s el período fundamental de la estructura obtenido en el análisis dinámico, T en segundos no debe exceder C_uT_a, de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.4, y cuando se utilicen los procedimientos de interacción suelo-estructura se permite utilizar el valor de V_s reducido por esta razón.

(b) Cuando el valor del cortante dinámico total en la base, V_tj, obtenido después de realizar la combinación modal, para cualquiera de las direcciones de análisis, j, sea menor que el 80 por ciento para estructuras regulares, o que el 90 por ciento para estructura irregulares, del cortante sísmico en la base, V_s, calculado como se indicó en (a), todos los parámetros de la respuesta dinámica, tales como deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos de la correspondiente dirección j deben multiplicarse por el siguiente factor de modificación:

(c) Cuando el cortante sísmico en la base, V_tj, obtenido después de realizar la combinación modal, para cualquiera de las direcciones principales, excede los valores prescritos en (a), todos los parámetros de la respuesta dinámica total, tales como deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos, pueden reducirse proporcionalmente, a juicio del diseñador.

A.5.4.6 – EFECTOS DIRECCIONALES – Los efectos direccionales de los movimientos sísmicos de diseño deben tenerse en cuenta de acuerdo con los requisitos de A.3.6.3. Los efectos de la aceleración vertical de los movimientos sísmicos en los voladizos y elementos preesforzados debe tenerse en cuenta siguiendo los requisitos de A.3.6.13 o alternativamente por medio de un procedimiento de análisis dinámico, pero en ningún caso los resultados obtenidos por medio de este procedimiento alternativo puede conducir a resultados menores que los obtenidos por medio de A.3.6.13.

A.5.4.7 – TORSIÓN – El análisis dinámico debe tener en cuenta los efectos torsionales de toda la estructura según lo indicado en A.3.6.7.

A.5.4.8 – SISTEMAS DUALES – Cuando el sistema de resistencia sísmica corresponda a un sistema dual, tal como lo define A.3.2.1.4, el sistema debe ser capaz, en conjunto, de resistir el cortante total en la base que se obtiene por medio del análisis dinámico. El análisis del pórtico espacial resistente a momentos, actuando independientemente como lo prescribe A.3.2.1.4 (b), puede llevarse a cabo por medio de un análisis dinámico apropiado, o por medio de un análisis de fuerza horizontal equivalente de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.4.

A.5.5 – MÉTODO DE ANÁLISIS DINÁMICO CRONOLÓGICO

A.5.5.1 – GENERALIDADES – La metodología de análisis dinámico cronológico puede ser utilizada cuando a juicio del ingeniero diseñador ella describe adecuadamente las propiedades dinámicas de la estructura y conduce a resultados representativos de los movimientos sísmicos de diseño. El modelo matemático empleado puede ser linealmente elástico o inelástico. Si se utilizan métodos de análisis dinámico inelástico, debe tenerse especial cuidado en cumplir lo requerido en A.3.4.2.3.

A.5.5.2 – RESPUESTA MÁXIMA – Deben determinarse las respuestas máximas de las deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos, para el conjunto de registros de la familia de acelerogramas requerida por A.2.7.1, los cuales, en este caso, no deben ser menos de tres registros.

A.5.5.3 – AJUSTE DE LOS RESULTADOS – El valor del máximo cortante dinámico total en la base, V_tj, obtenido para cualquiera de las direcciones principales, j, no puede ser menor que el cortante sísmico en la base, V_s, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4 y cumpliendo lo indicado en A.5.4.5(a). Debe notarse que en caso de utilizar modelo matemático inelástico, los resultados ya tienen involucrado el efecto asociado al R, lo que debe tomarse en cuenta para el ajuste requerido.

Cuando el valor máximo del cortante dinámico total en la base, V_tj, obtenido para cualquiera de las direcciones principales, j, sea menor que el cortante sísmico en la base, V_s, calculado como se indicó anteriormente, todos los parámetros de la respuesta dinámica, tales como deflexiones, derivas, fuerzas en los pisos, cortantes de piso, cortante en la base y fuerzas en los elementos de la correspondiente dirección j deben multiplicarse por el siguiente factor de modificación:

Si se utilizan siete o más acelerogramas, en vez del valor máximo del cortante dinámico total en la base, V_tj, obtenido para cualquiera de las direcciones principales, j, se puede utilizar el valor promedio de los valores obtenidos de todos los acelerogramas empleados, para efectos de cumplir los requisitos de esta sección.

A.5.5.4 – FUERZAS DE DISEÑO EN LOS ELEMENTOS – Para obtener las fuerzas de diseño de los elementos, se utilizan las fuerzas sísmicas internas máximas en los elementos, F_s, debidamente ajustadas de acuerdo con los requisitos de A.5.5.3, así:

(a) Cuando se trate de un análisis dinámico elástico, se dividen por el valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R, del sistema de resistencia sísmica, modificado de acuerdo con la irregularidad y ausencia de redundancia según los requisitos de A.3.3.3, para obtener las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, y se combinan con las otras cargas prescritas por este Reglamento, de acuerdo con los requisitos del Título B, y

(b) En los casos de análisis dinámico inelástico, las fuerzas al nivel en que ocurre la plastificación corresponde a las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, y no deben ser divididas por el coeficiente de capacidad de disipación de energía. En este caso al aplicar el ajuste de los resultados indicado en A.5.5.3, se permite dividir el valor de V_s por R para efectos de hacer las comparaciones indicadas allí. Debe verificarse que las combinaciones de carga prescritas por este Reglamento, de acuerdo con los requisitos del Título B, exceptuando aquellas que incluyen sismo, en ningún caso conducen a esfuerzos mayores que los de plastificación.

A.5.5.5 – FUERZAS DE DISEÑO EN LA CIMENTACIÓN – Para obtener las fuerzas de diseño de la cimentación, se debe cumplir lo prescrito en A.3.7.2 cuando se trate de un análisis dinámico elástico. En el caso de un análisis dinámico inelástico no hay necesidad de dividir por R para encontrar las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, de los elementos estructurales de la cimentación ni los esfuerzos sobre el suelo, los cuales solo deben multiplicarse por el coeficiente de carga igual a 0.7.

CAPÍTULO A.6.

REQUISITOS DE LA DERIVA.

A.6.0 – NOMENCLATURA

h_i = altura en metros, medida desde la base, del nivel i.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto del edificio.

 = altura del piso i, medida desde la superficie del diafragma del piso i hasta la superficie del diafragma del piso inmediatamente inferior, i -1.

j = índice de una de las direcciones ortogonales principales en planta, puede ser x o y.

P_i = suma de la carga vertical total, incluyendo muerta y viva, que existe en el piso i, y todos los pisos localizados por encima. Para el cálculo de los efectos P-Delta, no hay necesidad que los coeficientes de carga de sean mayores que la unidad.

Q_i = índice de estabilidad, del piso i, utilizado en la evaluación de los efectos P-Delta. Véase A.6.2.3.

rj = proyección, sobre la dirección perpendicular en planta a la dirección bajo estudio, j, de la distancia entre el centro de masa del piso y el punto de interés

T = período fundamental del edificio como se determina en A.4.2.

T_a = período de vibración fundamental aproximado. Véase A.4.2.

V_i = fuerza cortante del piso i, en la dirección bajo estudio, sin dividir por R. Se determina por medio de las ecuaciones del numeral A.4.3. Corresponde a la suma de las fuerzas horizontales sísmicas que se aplican al nivel i, y todos los niveles localizados por encima de él.

 = deriva del piso i, en la dirección bajo estudio, j, medida en el centro de masa del piso, como la diferencia entre el desplazamiento horizontal del piso i menos el del piso i -1 en la misma dirección j.

 = deriva del piso i en la dirección principal en planta j.

 = deriva máxima para cualquier punto del piso i.

 = desplazamiento horizontal, del centro de masa del piso i, en la dirección j.

 = desplazamiento horizontal adicional, del centro de masa del piso i, causado por efectos P-Delta, en la dirección j.

 = desplazamiento horizontal adicional causado por efectos de torsión de cualquier punto del diafragma del piso i en la dirección j.

 = desplazamiento total horizontal, de cualquier punto del diafragma del piso i en la dirección j

 = rotación alrededor de un eje vertical que pasa por el centro de masa del piso i, causada por los efectos torsionales, en radianes.

A.6.1 – GENERAL

A.6.1.1 – ALCANCE – En el presente Capítulo se dan los procedimientos para calcular la deriva así como sus límites permisibles.

A.6.1.2 – DEFINICIÓN DE DERIVA – Se entiende por deriva el desplazamiento horizontal relativo entre dos puntos colocados en la misma línea vertical, en dos pisos o niveles consecutivos de la edificación.

A.6.1.3 – NECESIDAD DE CONTROLAR LA DERIVA – La deriva está asociada con los siguientes efectos durante un temblor:

(a) Deformación inelástica de los elementos estructurales y no estructurales.

(b) Estabilidad global de la estructura.

(c) Daño a los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica y a los elementos no estructurales, tales como muros divisorios, particiones, enchapes, acabados, instalaciones eléctricas, mecánicas, etc.

(d) Alarma y pánico entre las personas que ocupen la edificación.

Por las razones anteriores es fundamental llevar a cabo durante el diseño un estricto cumplimiento de los requisitos de deriva dados en el presente Capítulo, con el fin de garantizar el cumplimiento del propósito del Reglamento y un adecuado comportamiento de la estructura y su contenido.

A.6.2 – CÁLCULO DEL DESPLAZAMIENTO HORIZONTAL

A.6.2.1 – DESPLAZAMIENTOS HORIZONTALES EN EL CENTRO DE MASA DEL PISO,  – Corresponden a los desplazamientos horizontales, en las dos direcciones principales en planta, que tiene el centro de masa del piso. En caso de cálculo de desplazamientos haciendo uso del método de análisis dinámico deberá tomarse en cuenta lo indicado en A.5.4.4 para la combinación de los modos.

A.6.2.1.1 – Cuando se utilice el método de la fuerza horizontal equivalente, las fuerzas horizontales que se empleen para determinar los desplazamientos horizontales y torsionales en el centro de masa pueden calcularse utilizando el período, T, que se obtiene por medio de la ecuación A.4.2-1, aplicando el límite de C_uT_a indicado allí, o alternativamente el período T obtenido por alguna de las ecuaciones A.4.2-3 o A.4.2-5.

A.6.2.1.2 – En las edificaciones pertenecientes a los grupos de uso II, III y IV, para la determinación de las fuerzas horizontales que se empleen para calcular los desplazamientos horizontales en el centro de masa, se permite que el coeficiente de importancia I, tenga un valor igual a la unidad (I = 1.0), y las fuerzas de diseño a emplear para obtener la resistencia de la estructura deben utilizar el valor del coeficiente de importancia I correspondiente al grupo de uso de la edificación, tal como se define en A.2.5.2.

A.6.2.2 – DESPLAZAMIENTOS HORIZONTALES CAUSADOS POR EFECTOS TORSIONALES.  – Corresponden a los desplazamientos horizontales adicionales, en las dos direcciones principales ortogonales en planta, causados por la rotación de toda la estructura con respecto a un eje vertical y debida a los efectos torsionales definidos en A.3.6.7. Este efecto solo debe evaluarse cuando los diafragmas son rígidos. Cuando los diafragmas son rígidos el incremento en desplazamiento horizontal causado por los efectos torsionales en cualquiera de las dos direcciones principales en planta, se obtiene de:

donde  es el incremento en desplazamiento horizontal causado por los efectos torsionales en un punto dentro del nivel i, en una de las direcciones principales en planta, r_j es la proyección sobre la dirección perpendicular en planta a la dirección bajo estudio, j, de la distancia entre el centro de masa del piso y el punto de interés, y  es la rotación alrededor de una eje vertical que pasa por el centro de masa del nivel i, causada por los efectos torsionales.

A.6.2.3 – DESPLAZAMIENTOS HORIZONTALES CAUSADOS POR EFECTOS P-DELTA,  – Corresponden a los efectos adicionales, en las dos direcciones principales en planta, causados por los efectos de segundo orden (efectos P-Delta) de la estructura. Los efectos P-Delta producen un aumento en las deflexiones horizontales y en las fuerzas internas de la estructura. Estos efectos deben tenerse en cuenta cuando el índice de estabilidad, Q_i, es mayor de 0.10. El índice de estabilidad, para el piso i y en la dirección bajo estudio, se calcula por medio de la siguiente ecuación:

El índice de estabilidad de cualquier piso, Q_i, no debe exceder el valor de 0.30. Cuando el valor de Q_i es mayor que 0.30, la estructura es potencialmente inestable y debe rigidizarse, a menos que se cumplan, en estructuras de concreto reforzado, la totalidad de los requisitos enumerados en C.10.11.6.2(b).

La deflexión adicional causada por el efecto P-Delta en la dirección bajo estudio y para el piso i, se calcula por medio de la siguiente ecuación:

A.6.2.3.1 – Alternativamente, los efectos P-Delta pueden evaluarse siguiendo los requisitos de C.10.11 en estructuras de concreto reforzado.

A.6.2.3.2 – Cuando el índice de estabilidad es mayor de 0.10, los efectos P-Delta en las fuerzas internas de la estructura causadas por las cargas laterales deben aumentarse, multiplicándolas en cada piso por el factor .

A.6.2.4 – DESPLAZAMIENTOS HORIZONTALES TOTALES – Los desplazamientos horizontales, en las dos direcciones principales ortogonales en planta, que tienen todos los grados de libertad de la estructura al verse afectada por los movimientos sísmicos de diseño definidos en A.2.2, se determinan por medio del análisis estructural realizado utilizando el método de análisis definido en A.3.4 y con las rigideces indicadas en A.3.4.3. Los desplazamientos totales horizontales, , en cualquiera de las direcciones principales en planta, j, y para cualquier grado de libertad de la estructura, se obtienen de la siguiente suma de valores absolutos:

donde  corresponde al desplazamiento horizontal del centro de masa en la dirección bajo estudio, j;  el desplazamiento adicional causado por los efectos torsionales en la dirección bajo estudio cuando el diafragma sea rígido, j, y  al desplazamiento adicional causado por el efecto P-Delta en la dirección bajo estudio, j. Cuando se utilicen los procedimientos de interacción suelo-estructura, o cuando A.3.4.2 así lo requiera porque se realizó el análisis de la estructura suponiéndola empotrada en su base, deben incluirse dentro de los desplazamientos totales, los desplazamientos adicionales obtenidos de acuerdo con el procedimiento del Capítulo A.7.

A.6.3 – EVALUACIÓN DE LA DERIVA MÁXIMA

A.6.3.1 – DERIVA MÁXIMA – La deriva máxima para cualquier piso debe obtenerse así:

A.6.3.1.1 – En edificaciones regulares e irregulares que no tengan irregularidades en planta de los tipos 1aP ó 1bP (véase la tabla A.3-6), o edificaciones con diafragma flexible, la deriva máxima para el piso i, , corresponde a la mayor deriva de las dos direcciones principales en planta, j, calculada como el valor absoluto de la diferencia algebraica de los desplazamientos horizontales del centro de masa del diafragma del piso i, , en la dirección principal en planta bajo estudio con respecto a los del diafragma del piso inmediatamente inferior (i -1) en la misma dirección, incluyendo los efectos P-Delta.

A.6.3.1.2– En edificaciones que tengan irregularidades en planta de los tipos 1aP ó 1bP (véase la tabla A.3- 6) la deriva máxima en cualquier punto del piso i, se puede obtener como la diferencia entre los desplazamientos horizontales totales máximos, de acuerdo con A.6.2.4, del punto en el piso i y los desplazamientos horizontales totales máximos de un punto localizado en el mismo eje vertical en el piso inmediatamente inferior (i -1), por medio de la siguiente ecuación:

Alternativamente se pueden usar procedimientos para estimar respuestas máximas de cantidades vectoriales. El cumplimiento del cálculo de la deriva para cualquier punto del piso se puede realizar verificándola solamente en todos los ejes verticales de columna y en los puntos localizados en los bordes de los muros estructurales. La máxima deriva del piso i, , corresponde a la máxima deriva que se obtenga de todos los puntos así estudiados dentro del mismo piso i.

A.6.3.1.3 – En los pisos superiores de edificaciones que cumplen las condiciones (a) a (e) presentadas a continuación, se permite calcular la deriva máxima del piso de la forma alternativa que se obtiene con la expresión A.6.3-2 indicada en esta sección.

(a) La edificación tiene diez o más pisos de altura sobre su base.

(b) El procedimiento alternativo solo es aplicable en los pisos superiores localizados por encima de dos tercios de la altura de la edificación medida desde su base.

(c) El sistema estructural de resistencia sísmica es diferente a pórtico resistente a momento.

(d) La edificación se clasifica como regular tanto en planta como en altura de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.3.

(e) El índice de estabilidad, Qi, es menor de 0.10 en todos los pisos donde sería aplicable este procedimiento alternativo.

La máxima deriva del piso i, , en el procedimiento alternativo corresponde a la máxima deriva de las dos direcciones principales en planta, j, calculada por medio de la siguiente ecuación:

A.6.4 – LÍMITES DE LA DERIVA

A.6.4.1 – La deriva máxima para cualquier piso determinada de acuerdo con el procedimiento de A.6.3.1, no puede exceder los límites establecidos en la tabla A.6.4-1, en la cual la deriva máxima se expresa como un porcentaje de la altura de piso h_pi:

Tabla A.6.4-1

Derivas máximas como porcentaje de h_pi

A.6.4.1.1 – Cuando se utilicen secciones fisuradas, tanto en concreto reforzado, como en mampostería y en el caso de estructuras mixtas con acero, las derivas pueden multiplicarse por 0.7 antes de hacer la comparación con los límites dados en la tabla A.6.4-1.

A.6.4.1.2 – Cuando se haya efectuado un análisis inelástico verificando el desempeño de la totalidad de los elementos estructurales en un rango de desempeño no mayor a “Protección de la Vida” (LS según los requerimientos del ASCE 31 y ASCE 41), las derivas pueden multiplicarse por 0.7 antes de hacer la comparación con los límites dados en la tabla A.6.4-1.

A.6.4.1.3 – Se permite emplear el límite de deriva máxima permisible de 0.010h_pi en edificaciones construidas con mampostería estructural cuando éstas estén compuestas por muros cuyo modo prevaleciente de falla sea la flexión ante fuerzas paralelas al plano del muro, diseñados esencialmente como elementos verticales esbeltos que actúan como voladizos apoyados en su base o cimentación, y que se construyen de tal manera que la transferencia de momento entre muros a través de los elementos horizontales de acople en los diafragmas de entrepiso, ya sean losas, vigas de enlace, antepechos o dinteles, sea despreciable.

A.6.4.1.4 – Cuando se trate de muros de mampostería estructural poco esbeltos o cuyo modo prevaleciente de falla sea causado por esfuerzos cortantes, debe emplearse el límite de deriva máxima permisible de 0.005h_pi.

A.6.4.1.5 – No hay límites de deriva en edificaciones de un piso, siempre que los muros y las particiones interiores y exteriores así como los cielorrasos se diseñen para acomodar las derivas del piso.

A.6.5 – SEPARACIÓN ENTRE ESTRUCTURAS ADYACENTES POR CONSIDERACIONES SÍSMICAS

A.6.5.1 – DENTRO DE LA MISMA CONSTRUCCIÓN – Todas las partes de la estructura deben diseñarse y construirse para que actúen como una unidad integral para efectos de resistir las fuerzas sísmicas, a menos que se separen una distancia suficiente para evitar la colisión nociva entre las partes. Para determinar la distancia mínima de separación debe sumarse el valor absoluto de los desplazamientos horizontales totales obtenidos en A.6.2.1 para cada una de las porciones de la edificación en la dirección perpendicular a la junta que las separe, a menos que se tomen medidas para que no se presente daño a la estructura al utilizar una distancia menor.

A.6.5.2 – ENTRE EDIFICACIONES VECINAS QUE NO HAGAN PARTE DE LA MISMA CONSTRUCCIÓN – La separación entre edificaciones vecinas, para evitar efectos nocivos ante la ocurrencia de un sismo, debe cumplir los siguientes requisitos:

A.6.5.2.1 – Alcance – La presente reglamentación es aplicable en los siguientes casos:

(a) En municipios localizados en Zonas de Amenaza Sísmica Baja según lo dispone el presente Reglamento en su Capítulo A.2 no se requieren consideraciones de separación sísmica entre edificaciones vecinas.

(b) Solo aplica para la obtención de licencias de construcción de edificaciones nuevas que se soliciten por primera vez con posterioridad a la adopción del presente Reglamento.

(c) No aplica para el caso de edificaciones que sean objeto del trámite de Reconocimiento.

(d) Para el caso de rehabilitaciones sísmicas de edificaciones existentes aplican los requisitos especiales que se indican en A.10.7.

(e) Los requisitos de esta sección del Reglamento pueden ser modificados por la administración municipal o distrital, siempre y cuando los requisitos de la separación sísmica que resulten de la aplicación de la reglamentación municipal o distrital no sean menores que los dados aquí.

A.6.5.2.2 – Definiciones – En el Capítulo A.13 deben consultarse las siguientes definiciones: altura del piso, altura de la edificación en la colindancia, cerramiento, coincidencia de las losas de entrepiso en la colindancia, nivel (medido desde la base) de un piso en la colindancia, número de pisos aéreos de la edificación, número de pisos aéreos en la colindancia, y separación sísmica en la colindancia. Además debe tenerse en cuenta cuando el terreno es inclinado en la colindancia, o haya diferentes alturas de piso en la colindancia, o exista un número diferente de pisos aéreos en la colindancia, que debe utilizarse la altura de piso, o el número de pisos aéreos que conduzca a la mayor separación sísmica.

A.6.5.2.3 – Requisitos de separación sísmica con respecto al paramento del lote para edificaciones nuevas – Deben cumplirse los siguientes requisitos para efectos de determinar la separación sísmica con respecto al paramento del lote en edificaciones nuevas cubiertas por el alcance dado en A.6.5.2.1:

(a) Cuando el paramento del lote sea colindante con vía pública o zona verde pública no requiere separación sísmica con respecto al paramento en ese costado o costados. Ello no exime cumplir los requisitos urbanísticos de las normas municipales para la edificación en lo referente a retrocesos.

(b) Cuando en la colindancia haya un cerramiento, y la edificación nueva esté separada de este cerramiento en una distancia que supera la señalada para el piso crítico en la Tabla A.6.5-1 no se requiere separación sísmica del cerramiento de la edificación nueva con respecto al paramento del lote.

(c) Las edificaciones con uno o dos pisos aéreos en la colindancia no requieren separación sísmica (véase también la Tabla A.6.5-1).

(d) Las edificaciones de más de dos pisos aéreos en la colindancia deben separarse del paramento en la colindancia así (véase también la Tabla A.6.5-1 y la Figura A.6.5-1):

(i) Edificaciones hasta de tres pisos aéreos en la colindancia – No se requiere separación sísmica de la edificación nueva con respecto al paramento cuando no haya edificación vecina existente, o cuando las losas de la edificación nueva coinciden en la colindancia (véanse las definiciones) con las de la edificación vecina existente en la misma colindancia. Si las losas de entrepiso de la edificación nueva no coinciden con las de la edificación existente se requiere una separación sísmica de la edificación nueva con respecto al paramento igual al 1% (uno por ciento) de la altura de la edificación nueva en la colindancia.

(ii) Edificaciones de más de tres pisos aéreos en la colindancia – Cuando las losas de la edificación nueva coinciden en la colindancia (véanse las definiciones) con las de la edificación vecina existente en la misma colindancia la edificación nueva debe retirarse del paramento en la colindancia una distancia de separación sísmica igual al 2% (dos por ciento) de la altura de la edificación nueva en la colindancia. Cuando las losas de entrepiso de la edificación nueva no coincidan con las de la edificación existente en la colindancia, esta separación sísmica debe ser del 3% (tres por ciento) de la altura de la edificación nueva en la colindancia. Si no existe edificación vecina en la colindancia (cubre además el caso de que sea solo un cerramiento), esta separación sísmica debe ser del 1% (uno por ciento) de la altura de la edificación nueva en la colindancia.

(e) Cuando se requiera separación sísmica, la separación en cualquier piso en particular corresponde a la distancia horizontal en dirección perpendicular al plano vertical levantado sobre el lindero entre los dos lotes de terreno, medida desde la losa de entrepiso de la edificación hasta este plano, calculada utilizando la altura sobre el nivel del terreno del piso en particular multiplicada por el coeficiente que indique la Tabla A.6.5-1 para ese caso. Véase también la Figura A.6.5-1.

(f) Deben tomarse precauciones para que no se depositen materiales extraños dentro de la separación sísmica entre edificaciones. Así mismo debe colocarse un protección de humedad apropiada para que el agua lluvia no entre dentro de la abertura de la separación sísmica.

(g) Para el caso de edificaciones objeto de reforzamiento y rehabilitación sísmica el ingeniero diseñador de la rehabilitación debe dejar constancia de que estudió el potencial efecto nocivo de la interacción con las edificaciones vecinas colindantes y que tomó las medidas apropiadas según su mejor criterio dentro de lo requerido en A.10.1.7.

(h) El paramento del lote y la separación sísmica requerida deben quedar claramente indicados en los planos arquitectónicos que se presentan a la autoridad competente o curaduría para la obtención de la licencia de construcción.

Tabla A.6.5-1

Separación sísmica mínima en la cubierta entre edificaciones colindantes que no hagan parte de la misma construcción.

Altura de la edificación nueva	Tipo de Colindancia
Existe edificación vecina que no ha dejado la separación sísmica requerida		No existe edificación vecina o la que existe ha dejado la separación sísmica requerida
Coinciden las losas de entrepiso		No coinciden las losas de entrepiso
1 y 2 pisos	no requiere separación	no requiere separación	no requiere separación
3 pisos	no requiere separación	0.01 veces la altura de la edificación nueva (1% de hn)	no requiere separación
Más de 3 pisos	0.02 veces la altura de la edificación nueva (2% de hn)	0.03 veces la altura de la edificación nueva (3% de hn)	0.01 veces la altura de la edificación nueva (1% de hn)

Notas:

1. Para obtener la separación sísmica en pisos diferentes a la cubierta se aplicará el coeficiente indicado en la Tabla multiplicado por la altura sobre el terreno del piso en particular.

2. Cuando el terreno en la colindancia sea inclinado en el sentido del paramento, o haya diferentes alturas de piso o diferentes números de pisos aéreos en la colindancia, se tomará en la edificación nueva la altura de piso, o el número de pisos aéreos que conduzca a la mayor separación sísmica.

Figura A.6.5-1 – Medición de la separación sísmica (vista en elevación)

Notas:

CAPÍTULO A.7.

INTERACCIÓN SUELO-ESTRUCTURA.

A.7.1 – GENERAL

A.7.1.1 – DEFINICIÓN – La respuesta sísmica de la estructura está íntimamente ligada a la forma como los movimientos sísmicos del terreno afectan la estructura a través de su cimentación. Las características dinámicas del suelo subyacente, la rigidez y disposición de la cimentación y el tipo de sistema estructural de la edificación interactúan entre sí para caracterizar los efectos sísmicos sobre ella. El hecho de que no se tome en cuenta la rigidez de la cimentación y las características dinámicas del suelo subyacente en el análisis sísmico de la edificación puede conducir a variaciones apreciables entre la respuesta sísmica estimada y la respuesta real de la estructura. Por las razones anotadas es conveniente incluir los efectos de la interacción suelo-estructura en el análisis sísmico de la edificación.

A.7.1.2 – EFECTOS ASOCIADOS CON LA INTERACCIÓN SUELO-ESTRUCTURA – Dependiendo de las características de la estructura, de su cimentación y del suelo subyacente, la respuesta de la estructura ante solicitaciones estáticas verticales y dinámicas (sismo) puede variar con respecto al estimativo que se realiza sin tener en cuenta la interacción suelo-estructura, en los siguientes aspectos:

(a) La presencia de suelos blandos y compresibles en las distribución de esfuerzos y deformaciones bajo losas de fundación, tanto ante solicitaciones de cargas verticales como de fuerzas horizontales,

(b) Aumento en el periodo del sistema suelo-estructura que considera la flexibilidad del suelo, respecto a la evaluación de los períodos de vibración de la edificación considerando un modelo de base empotrada,

(c) Generalmente aumento del amortiguamiento viscoso equivalente del sistema estructura-cimentación- suelo respecto al considerado para solo la estructura, al involucrar la disipación adicional de energía producto de los amortiguamientos material y geométrico del suelo,

(d) Aumento de los desplazamientos laterales de la estructura ante solicitaciones sísmicas, debidos en parte significativa a la rotación de la base por efecto de cabeceo, con cambios en las derivas (desplazamientos horizontales relativos) en función de la altura a la que se encuentren los niveles en consideración,

(e) Variación en la distribución de las fuerzas cortantes horizontales producidas por los movimientos sísmicos, entre los diferentes elementos del sistema de resistencia sísmica, especialmente cuando se combinan elementos con rigideces y sistemas de apoyo en la cimentación diferentes, como puede ser el caso de combinación de pórticos y muros estructurales,

(f) y otros.

A.7.1.2.1 – Los efectos de interacción suelo-estructura no deben confundirse con los efectos de sitio, causados por la amplificación de la onda sísmica al viajar desde la roca hasta la superficie, los cuales se describen en el Capítulo A.2.

A.7.1.3 – PROCEDIMIENTO RECOMENDADO – El presente Capítulo define los criterios generales que deben ser tenidos en cuenta, tanto por el ingeniero estructural como por el ingeniero geotecnista, cuando se deban utilizar procedimientos de interacción suelo-estructura, de acuerdo con los requisitos de A.3.4.2. Si a juicio del ingeniero estructural y el ingeniero geotecnista se dispone de la información necesaria, obtenida con el mayor rigor posible, acerca de los parámetros geotécnicos y estructurales involucrados, se pueden utilizar los requisitos presentados en el Apéndice A-2 del presente Título del Reglamento.

A.7.2 – INFORMACIÓN GEOTÉCNICA

A continuación se describe el alcance mínimo de la exploración, interpretación y recomendaciones que debe contener el estudio geotécnico, en un todo de acuerdo con lo señalado en el Título H del presente Reglamento:

A.7.2.1 – EXPLORACIÓN – Los procedimientos de exploración deben ser consistentes con el tipo de propiedades que deban estudiarse, ya sea por procedimientos de campo o de laboratorio. Debe tenerse especial cuidado respecto a los niveles de deformación a que se expresen las propiedades del suelo, los cuales deben ser compatibles con los niveles de deformación que le imponen los movimientos sísmicos.

A.7.2.2 – LABORATORIO – Los procedimientos de laboratorio deben cuantificar, directa o indirectamente, las características del material bajo condiciones dinámicas y a los niveles de deformación esperados durante los movimientos sísmicos.

A.7.2.3 – INTERPRETACIÓN – La información de campo y de laboratorio debe combinarse en un conjunto de recomendaciones que describan y sustenten las características que debe emplear el ingeniero estructural en los modelos matemáticos del fenómeno. Las recomendaciones deben fijar limitaciones y rangos de aplicabilidad, fáciles de identificar, con el fin de evitar el peligro que entraña la utilización de los parámetros recomendados, fuera del contexto bajo el cual se expresaron.

A.7.2.4 – REVISIÓN Y EVALUACIÓN DE LOS RESULTADOS – El ingeniero geotecnista debe revisar y avalar los resultados obtenidos por el ingeniero estructural, en lo concerniente a las recomendaciones para interacción suelo- estructura del estudio geotécnico y a la validez de los resultados de interacción suelo-estructura obtenidos con base en sus propias recomendaciones.

A.7.3 – ANÁLISIS Y DISEÑO ESTRUCTURAL

A continuación se describe el alcance mínimo de los aspectos que debe tener en cuenta el ingeniero estructural para describir los efectos de interacción suelo-estructura:

A.7.3.1 – TIPO DE MODELO – Los modelos matemáticos pueden ser estáticos o dinámicos y deben describir las características de rigidez de la estructura, la cimentación y el suelo, a niveles compatibles con las deformaciones esperadas. En los modelos estructurales utilizados en el análisis de la estructura deben introducirse condiciones de apoyo elástico de los muros, columnas y elementos del sistema de resistencia sísmica al nivel de la cimentación, consistentes con las rigideces supuestas para obtener la respuesta de la estructura teniendo en cuenta los efectos de interacción suelo-estructura.

A.7.3.2 – FUERZAS DE DISEÑO DE LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES – El modelo matemático empleado debe utilizarse en la evaluación de las características propias de la respuesta de la estructura ante las diferentes solicitaciones. La distribución de las fuerzas internas de la estructura que se utilice en el diseño de la misma debe ser la que se obtiene a través del análisis que incluye los efectos de interacción suelo-estructura.

A.7.3.3 – DERIVAS – Las derivas obtenidas al utilizar los procedimientos de interacción suelo-estructura deben cumplir con los límites establecidos en el Capítulo A.6. Como se indicó en A.7.1.2 (d) hay casos en que deben esperarse derivas mayores que las que se obtendrían al suponer la estructura empotrada en su base.

A.7.3.4 – CORTANTE SÍSMICO EN LA BASE – En aquellos casos en los cuales se presente un aumento en el cortante sísmico en la base, el diseño debe realizarse para el cortante obtenido utilizando la interacción suelo- estructura. Cuando debido a un aumento en el periodo estructural equivalente y/o en el amortiguamiento efectivo se presente una disminución del cortante sísmico de diseño en la base, el valor del cortante sísmico de diseño en la base no puede ser menor que el que se obtendría utilizando el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4, empleando un período de vibración igual a C_uT_a según A.4.2.1 y los espectros del Capítulo A.2.

A.7.3.5 – VALORES MÁXIMOS Y MÍNIMOS DE LOS EFECTOS DE INTERACCIÓN SUELO-ESTRUCTURA – Debido a la incertidumbre que presenta la determinación de los parámetros del suelo utilizados en el análisis de interacción suelo-estructura, deben considerarse los valores máximos y mínimos esperados de tales parámetros y utilizarse aquellos que produzcan los efectos más desfavorables, tanto en la determinación de los cortantes sísmicos, como para el cálculo de las derivas de piso y las fuerzas de diseño de los elementos de la estructura y la cimentación.

CAPÍTULO A.8.

EFECTOS SÍSMICOS SOBRE ELEMENTOS ESTRUCTURALES QUE NO HACEN PARTE DEL SISTEMA DE RESISTENCIA SÍSMICA.

A.8.0 – NOMENCLATURA

A_s = aceleración máxima en la superficie del suelo estimada como la aceleración espectral correspondiente a un período de vibración igual a cero, Véase A.8.2.1.1.

a_i = aceleración en el nivel l i, Véase A.8.2.1.1.

a_x = aceleración horizontal, expresada como un porcentaje de la aceleración de la gravedad, sobre el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, localizado en el piso x

F_p = fuerza horizontal sobre un elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, aplicada en su centro de masa.

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s²).

h_i = altura en metros, medida desde la base, del nivel i, véase A.8.2.1.1.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto de la edificación, véase A.8.2.1.1.

h_eq = altura equivalente del sistema de un grado de libertad que simula la edificación, véase A.8.2.1.1.

M_p = masa de un elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.

A.8.1 – GENERAL

A.8.1.1 – ALCANCE – El presente Capítulo cubre las previsiones sísmicas que deben tenerse en el diseño de los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica, tal como se define en el Capítulo A.3, y de sus anclajes a él. Dentro de estos elementos se incluyen, pero no están limitados a:

(a) Escaleras, rampas, etc.,
(b) Tanques, piscinas, etc.,
(c) Elementos de cubiertas, tales como cerchas, correas, etc.,
(d) Elementos secundarios de los sistemas de entrepiso, tales como viguetas, etc.,

(e) Columnas, columnetas, machones, y otros elementos que dan soporte a cubiertas y otras partes menores de la edificación,

(f) Apoyos de equipos tales como ascensores, escaleras mecánicas, etc., y

(g) En general todos aquellos elementos estructurales que se incluyen dentro de los planos estructurales y que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica.

A.8.1.2 – RESPONSABILIDAD DEL DISEÑO – El diseño, ante las solicitaciones establecidas por el presente Reglamento en el Titulo A o en el Titulo B, de todo elemento estructural que figure dentro de los planos estructurales, es responsabilidad del diseñador estructural. Dentro de estos elementos se incluyen los elementos mencionados en A.8.1.1.

A.8.1.3 – CRITERIO DE DISEÑO – El diseño ante efectos sísmicos de los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica, constituido por los elementos estructurales en sí, y de los anclajes, uniones o amarres de estos elementos al sistema de resistencia sísmica, debe realizarse para la situación que controle:

(a) El efecto de las fuerzas sobre el elemento en sí,

(b) La capacidad de resistir las deformaciones, que al elemento le impone el sistema de resistencia sísmica al responder a los movimientos sísmicos de diseño, y la influencia que pueda tener el elemento en la respuesta sísmica de la estructura, como puede ser el caso de las escaleras y rampas, las cuales pueden actuar como arriostramientos (o diagonales) de un piso con otro.

A.8.2 – FUERZAS HORIZONTALES DE DISE

A.8.2.1 – ACELERACIÓN HORIZONTAL SOBRE EL ELEMENTO – El elemento se ve sometido, ante la ocurrencia de los movimientos sísmicos de diseño, a las mismas aceleraciones horizontales que se ve sometido el sistema de resistencia sísmica en la misma altura sobre la base de la edificación en que se encuentre el elemento.

Las fuerzas inerciales a que se ve sometido el elemento o cualquier porción de él, corresponden a la masa del elemento multiplicada por la aceleración que le imponen los movimientos causados por el sismo. Esta aceleración se determina por medio de uno de los procedimientos siguientes:

A.8.2.1.1 – Método de la fuerza horizontal equivalente – Cuando se utilice el método de la fuerza horizontal equivalente, tal como lo prescribe el Capítulo A.4, la aceleración horizontal, a_i, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, sobre el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, localizado en el piso i, se obtiene por medio de la siguiente ecuación:

h_eq puede estimarse simplificadamente como 0.7

Alternativamente a la ecuación A.8.2-1 para calcular las fuerzas que deben resistir los diafragmas de piso o de cubierta, pueden usarse estimaciones más precisas de las aceleraciones absolutas máximas a que estarían sometidos estos diafragmas, resultado por ejemplo, de análisis dinámicos.

A.8.2.1.2 – Método del análisis dinámico – Cuando se utilice el método del análisis dinámico, la aceleración horizontal, a_x, expresada como un porcentaje de la aceleración de la gravedad, sobre el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, localizado en el piso x, es igual a la aceleración a que se ve sometido el piso después de realizar el ajuste de resultados prescrito en A.5.4.5. El valor de la aceleración obtenida por medio del método del análisis dinámico no puede ser menor que el que se obtiene por medio de la ecuación A.8.2-1.

A.8.2.2 – FUERZAS HORIZONTALES SOBRE EL ELEMENTO – La fuerza sísmica horizontal reducida de diseño, que puede actuar en cualquier dirección, sobre el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica en su centro de masa, se obtiene por medio de la siguiente ecuación:

donde R₀ es el coeficiente de capacidad de disipación de energía correspondiente a los requisitos de diseño del elemento estructural, como se indica en A.8.4. La anterior ecuación puede aplicarse a elementos que tienen un solo apoyo, o cuando no hay desplazamientos relativos entre sus apoyos.

A.8.2.2.1 – Cuando el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, tiene características dinámicas que amplifiquen su respuesta ante la aceleración a_x, estas características deben tenerse en cuenta en la evaluación de las fuerzas horizontales que lo puedan afectar. Esto ocurre especialmente en apéndices de la edificación.

A.8.2.2.2 – Cuando el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, tiene apoyos que pueden desplazarse relativamente durante el sismo, como es el caso de elementos que están conectados a dos pisos diferentes de la edificación, deben tenerse en cuenta en el diseño, además de las fuerzas calculadas por medio de la ecuación A.8.2-2, las fuerzas que inducen los desplazamientos relativos entre sus apoyos.

A.8.2.3 – FUERZAS SOBRE LAS UNIONES AL SISTEMA DE RESISTENCIA SÍSMICA – Además de los requisitos de A.3.6.4, las uniones, empalmes y amarres, de los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica, deben ser capaces de resistir la totalidad de las fuerzas sísmicas reducidas de diseño sobre el elemento tal como las define A.8.2.2.

A.8.3 – DEFORMACIONES DE DISEÑO

A.8.3.1 – Los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica deben ser capaces de resistir, sin deterioro, las deformaciones que les impone la respuesta sísmica de la estructura. Como mínimo deben ser capaces de resistir las deformaciones que se obtienen de las derivas máximas de diseño determinadas como se indica en el Capítulo A.6.

A.8.4 – REQUISITOS DE DISEÑO

A.8.4.1 – Los requisitos que deben seguirse en el diseño de los elementos estructurales que no hacen parte del sistema de resistencia sísmica para cada uno de los materiales cubiertos por el Reglamento, deben ser los que se indiquen en cada uno de los Títulos correspondientes dentro del Reglamento, y en su defecto, los del nivel de capacidad de disipación de energía menor de los dados para cada material.

Notas:

CAPÍTULO A.9.

ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES.

A.9.0 – NOMENCLATURA

A_a = coeficiente que representa la aceleración horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

A_s = aceleración máxima en la superficie del suelo estimada como la aceleración espectral correspondiente a un período de vibración igual a cero, Véase A.9.4.2.1.

a_p = coeficiente de amplificación dinámica del elemento no estructural. Se da en las tablas A.9.5-1 y A.9.6-1.

a_x = aceleración horizontal, expresada como un porcentaje de la aceleración de la gravedad, sobre el elemento no estructural, localizado en el piso x

E = fuerzas sísmicas reducidas de diseño (E = F_p/R_p )

F_p = fuerza sísmica horizontal sobre el elemento no estructural, aplicada en su centro de masa.

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s²).

h_eq = altura equivalente del sistema de un grado de libertad que simula la edificación, véase A.9.4.2.1.

h_x = altura en metros, medida desde la base, del nivel de apoyo del elemento no estructural.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto de la edificación, véase A.8.2.1.1.

I = coeficiente de importancia dado en A.2.5.2.

M_p = masa del elemento no estructural.

R_p = coeficiente de capacidad de disipación de energía del elemento no estructural y sus sistema de soporte. Se da en las tablas A.9.5-1 y A.9.6-1.

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.

A.9.1 – GENERAL

A.9.1.1 – PROPÓSITO – Los requisitos del presente Capítulo tienen como objetivo establecer los criterios de diseño de elementos que no hacen parte de la estructura de la construcción, con el fin de que se cumpla el propósito del Reglamento.

A.9.1.2 – ALCANCE – El presente Capítulo cubre las previsiones sísmicas que deben tenerse en el diseño de los elementos no estructurales y de sus anclajes a la estructura, con la excepción de lo indicado en A.9.1.3. Dentro de los elementos no estructurales que deben ser diseñados sísmicamente se incluyen:

(a) Acabados y elementos arquitectónicos y decorativos,
(b) Instalaciones hidráulicas y sanitarias,
(c) Instalaciones eléctricas,
(d) Instalaciones de gas,
(e) Equipos mecánicos,
(f) Estanterías e
(g) Instalaciones especiales.

A.9.1.3 – EXENCIONES – Están exentas de los requisitos del presente Capítulo todas las edificaciones pertenecientes a los grupos de uso I y II localizadas en zonas de amenaza sísmica baja.

A.9.2 – GRADO DE DESEMPEÑO DE LOS ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES

A.9.2.1 – DEFINICIÓN DEL DESEMPEÑO – Se denomina desempeño el comportamiento de los elementos no estructurales de la edificación ante la ocurrencia del sismo de diseño que la afecte. El desempeño se clasifica en los siguientes grados:

(a) Superior – Es aquel en el cual el daño que se presenta en los elementos no estructurales es mínimo y no interfiere con la operación de la edificación debido a la ocurrencia del sismo de diseño.

(b) Bueno – Es aquel en el cual el daño que se presenta en los elementos no estructurales es totalmente reparable y puede haber alguna interferencia con la operación de la edificación con posterioridad a la ocurrencia del sismo de diseño.

(c) Bajo – Es aquel en el cual se presentan daños graves en los elementos no estructurales, inclusive no reparables, pero sin desprendimiento o colapso, debido a la ocurrencia del sismo de diseño.

A.9.2.2 – CLASIFICACIÓN EN UNO DE LOS GRADOS DE DESEMPEÑO – La edificación debe clasificarse dentro de uno de los tres grados de desempeño de los elementos no estructurales definidos en A.9.2.1. Este grado de desempeño no puede ser inferior al mínimo permisible fijado en A.9.2.3. El propietario de la edificación, de manera voluntaria, puede exigir que los diseños se realicen para un grado de desempeño mejor que el mínimo exigido, comunicándolo por escrito a los diseñadores. En ausencia de esta comunicación, los diseñadores solo están obligados a cumplir con el grado mínimo permisible fijado en A.9.2.3.

A.9.2.3 – GRADO DE DESEMPEÑO MÍNIMO – Como mínimo debe cumplirse el grado de desempeño indicado en la tabla A.9.2-1, para cada uno de los grupos de uso definidos en A.2.5.1.

Tabla A.9.2-1

Grado de desempeño mínimo requerido

Grupo de Uso	Grado de desempeño
IV	Superior
III	Superior
II	Bueno
I	Bajo

A.9.3 – RESPONSABILIDADES

A.9.3.1 – DEL DISEÑADOR RESPONSABLE – La responsabilidad del diseño sísmico de los elementos no estructurales recae en los profesionales bajo cuya dirección se elaboran los diferentes diseños particulares. Se presume que el hecho de que un elemento no estructural figure en un plano o memoria de diseño, es porque se han tomado todas las medidas necesarias para cumplir el grado de desempeño apropiado y por lo tanto el profesional que firma o rotula el plano se hace responsable de que el diseño se realizó para el grado de desempeño apropiado. El constructor quien suscribe la licencia de construcción debe cumplir lo indicado en A.1.3.6.5 y es el responsable final de que los diseños de los elementos estructurales se haya realizado adecuadamente y que su construcción se realice apropiadamente.

A.9.3.1.1 – En aquellos casos en los cuales en los diseños se especifican elementos no estructurales cuyo suministro e instalación se realiza por parte de su fabricante, el diseñador se debe limitar a especificar en sus planos, memorias o especificaciones, el grado de desempeño que deben cumplir los elementos. El constructor que suscribe la licencia de construcción debe cumplir también en estos casos lo indicado en A.1.3.6.5.

A.9.3.2 – DEL SUPERVISOR TÉCNICO – El supervisor técnico debe verificar que la construcción e instalación de los elementos no estructurales se realice siguiendo los planos y especificaciones correspondientes. En aquellos casos en los cuales en los documentos de diseño (planos, memorias y especificaciones) sólo se indica el grado de desempeño requerido, es responsabilidad del supervisor técnico el verificar que los elementos no estructurales que se instalen en la edificación, efectivamente estén en capacidad de cumplir el grado de desempeño especificado por el diseñador.

A.9.3.3 – COORDINACIÓN ENTRE DISEÑOS DE ELEMENTOS QUE HACEN PARTE DE DIFERENTES SISTEMAS – La responsabilidad de la coordinación entre los diferentes diseños recae en el profesional que figura como diseñador arquitectónico en la solicitud de licencia de construcción. El profesional que realice la coordinación debe tomar todas las precauciones necesarias para que el diseño resultante de cada uno de los elementos no estructurales, realizado por profesionales diferentes a él, no afecte el desempeño de elementos diseñados por otros profesionales.

A.9.4 – CRITERIO DE DISEÑO

A.9.4.1 – GENERAL – El diseñador de los elementos no estructurales puede adoptar una de dos estrategias en el diseño:

(a) Separarlos de la estructura – En este tipo de diseño los elementos no estructurales se aíslan lateralmente de la estructura dejando una separación suficiente para que la estructura al deformarse como consecuencia del sismo no los afecte adversamente. Los elementos no estructurales se apoyan en su parte inferior sobre la estructura, o se cuelgan de ella; por lo tanto deben ser capaces de resistir por si mismos las fuerzas inerciales que les impone el sismo, y sus anclajes a la estructura deben ser capaces de resistir y transferir a la estructura estas fuerzas inducidas por el sismo. Además la separación a la estructura de la edificación debe ser lo suficientemente amplia para garantizar que no entren en contacto, para los desplazamientos impuestos por el sismo de diseño. En el espacio resultante deberá evitarse colocar elementos que rigidicen la unión eliminando la flexibilidad requerida por el diseño.

(b) Disponer elementos que admitan las deformaciones de la estructura – En este tipo de diseño se disponen elementos no estructurales que tocan la estructura y que por lo tanto deben ser lo suficientemente flexibles para poder resistir las deformaciones que la estructura les impone sin sufrir daño mayor que el que admite el grado de desempeño prefijado para los elementos no estructurales de la edificación. En este tipo de diseño debe haber una coordinación con el ingeniero estructural, con el fin de que éste tome en cuenta el potencial efecto nocivo sobre la estructura que pueda tener la interacción entre elementos estructurales y no estructurales.

A.9.4.2 – FUERZAS SÍSMICAS DE DISEÑO – Las fuerzas sísmicas horizontales reducidas de diseño que actúan sobre cualquier elemento no estructural deben calcularse utilizando la siguiente ecuación:

Los parámetros que intervienen en esta ecuación, diferentes a la masa del elemento, M_p, se definen de la siguiente manera:

A.9.4.2.1 – Aceleración en el punto de soporte del elemento, a_x – Corresponde a la aceleración horizontal que ocurre en el punto donde el elemento no estructural está soportado, o anclado, al sistema estructural de la edificación, cuando ésta se ve afectada por los movimientos sísmicos de diseño. Esta aceleración depende de las características dinámicas del sistema de resistencia sísmica de la edificación y de la localización del elemento dentro de ella. Debe evaluarse por medio de un análisis dinámico de la estructura que tenga en cuenta su capacidad de disipación de energía en el rango inelástico, o bien por medio de la siguiente ecuación compatible con las fuerzas sísmicas que se obtienen por medio del método de fuerza horizontal equivalente tal como se presenta en el Capítulo A.4 del Reglamento:

h_eq puede estimarse simplificadamente como 0.75h_n.

El valor de S_a se debe calcular para las dos direcciones de análisis en planta de la estructura, y se debe emplear el valor que conduzca al mayor valor de S_a.

A.9.4.2.2 – Amplificación dinámica del elemento no estructural, ap – Dependiendo de la rigidez, distribución de su masa y características de apoyo sobre la estructura, el elemento no estructural amplifica las aceleraciones que se presentan en su punto de soporte debido a efectos de resonancia. Estos efectos de resonancia dependen de la relación que exista entre el período fundamental de la estructura y el del elemento no estructural, incluyendo la acción de sus soportes. Cuando el elemento no estructural es rígido, su masa se encuentra localizada cerca del punto de apoyo y está firmemente anclado a la estructura, su amplificación dinámica es menor, esto se presenta en elementos no estructurales con períodos de vibración del orden de 0.06s o menos. Cuando el elemento no estructural es flexible, o su masa se encuentra distribuida en la altura, o concentrada lejos del punto de soporte, o sus apoyos permiten desplazamientos apreciables, las aceleraciones a que se ve sometido se amplifican apreciablemente con respecto a las aceleraciones que se presentan en su punto de soporte. Esta amplificación, a_p, debe determinarse por medio de análisis dinámicos detallados o ensayos dinámicos experimentales. En ausencia de éstos, pueden emplearse los valores aproximados dados en las tablas A.9.5-1 y A.9.6-1, donde los valores de ap varían entre 1.0 y 2.5.

A.9.4.2.3 – Capacidad de disipación de energía en el rango inelástico del elemento no estructural, R_p – Este coeficiente representa, en conjunto, la capacidad de disipación de energía en el rango inelástico de respuesta del elemento en sí y de su sistema de anclaje o amarre a la estructura de la edificación. Un valor de R_p bajo, cercano a la unidad, indica fragilidad, poca capacidad de disipación de energía, y anclajes o amarres a la estructura con poca capacidad de deformarse inelásticamente. En la medida que se atienden estos grados potenciales de comportamiento deficiente es posible incrementar los valores de R_p. En las tablas A.9.5-1 y A.9.6-1, se dan las condiciones para los valores de R_p, mínimos permitidos para cada grado de desempeño, los cuales varían entre 0.5 y 6.0, según A.9.4.9.

A.9.4.3 – CAPACIDAD DE DEFORMACIÓN – Los elementos no estructurales al verse sometidos a los movimientos sísmicos de diseño sufren desplazamientos con respecto a la estructura de la edificación que no deben exceder las holguras de separación que se dejen, o deformaciones del mismo elemento que pongan en peligro su integridad. Los desplazamientos de verificación de los elementos no estructurales y sus anclajes o amarres se fijan en función de las derivan máximas aceptables para la estructura que se prescriben en el Capítulo A.6 del Reglamento. Por lo tanto, debe tenerse en cuenta en el diseño que el elemento debe ser capaz de resistir, sin sufrir un nivel de daño mayor que el admisible para su grado de desempeño, las deformaciones que le impone la respuesta sísmica de la estructura.

A.9.4.4 – APLICACIÓN DE LAS FUERZAS SÍSMICAS – Las fuerzas sísmicas sobre cualquier elemento no estructural actúan de acuerdo con la distribución de la masa y la rigidez del elemento. Se permite suponer que se aplican en el centro de gravedad del elemento, teniendo en cuenta que éstas pueden obrar en cualquier dirección horizontal. Para efectos del diseño de los elementos mecánicos y eléctricos, debe tenerse en cuenta en el diseño una fuerza vertical que actúa hacia arriba o hacia abajo, adicional a su peso, igual a un tercio de él, la cual no debe amplificarse por los coeficientes ax ni ap, ni dividirse por el coeficiente Rp.

A.9.4.5 – TRANSFERENCIA DE LAS FUERZAS SÍSMICAS – Los elementos no estructurales que requieran ser diseñados para resistir fuerzas sísmicas, deben amarrarse o anclarse de tal manera que éstas fuerzas sean finalmente transferidas a la estructura de la edificación. El amarre debe ser una conexión o anclaje que permita resistir tensiones y compresiones, sin contar con efectos de fricción, ni de resistencia a la tensión de morteros de pega.

A.9.4.6 – OTRAS SOLICITACIONES – El diseñador de los elementos no estructurales debe tener en cuenta en sus diseños las demás solicitaciones que puedan afectar el comportamiento de los elementos no estructurales, de las mencionadas en el Título B del Reglamento.

A.9.4.7 – DISEÑO UTILIZANDO EL MÉTODO DE ESFUERZOS DE TRABAJO – Cuando el material del elemento no estructural se diseña utilizando el método de esfuerzos de trabajo, tal como lo define B.2.3, las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, que se determinan de acuerdo con los requisitos del presente Capítulo, debe multiplicarse por un coeficiente de carga de 0.7, tal como lo indican las combinaciones de carga de B.2.3 para obtener las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, al nivel de esfuerzos de trabajo, que se utilizan en el diseño de los elementos y sus anclajes.

A.9.4.8 – ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES LOCALIZADOS EN LA BASE DE LA ESTRUCTURA Y POR DEBAJO DE ELLA, O FUERA DE ELLA – Los elementos no estructurales, localizados a la altura, o por debajo, de la base de la estructura, o por fuera de ella, deben diseñarse para unas fuerzas sísmicas reducidas de diseño determinadas de acuerdo con la ecuación A.9.4-1, para una aceleración a_x igual a A_aI.

A.9.4.9 – TIPOS DE ANCLAJE SEGÚN EL VALOR DE R_p PERMITIDO PARA EL ELEMENTO NO ESTRUCTURAL – Los sistemas de anclaje de los elementos no estructurales deben tener capacidad de disipación de energía en el rango inelástico y ductilidad compatible con el nivel mínimo de R_p requerido para el elemento no estructural. A continuación se indican algunos de los tipos de anclaje empleados en el medio y su grado de aceptabilidad para los diferentes valores de R_p:

A.9.4.9.1 – Especiales (Rp = 6) – Se trata de anclajes diseñados siguiendo los requisitos del Título F para estructuras acero estructural para capacidad de disipación especial (DES). Deben cumplirse todos los requisitos dados allí para permitir este valor de R_p.

A.9.4.9.2 – Dúctiles (Rp = 6) – Cuando el anclaje se realiza por medio de anclajes profundos que emplean químicos (epóxicos), anclajes profundos vaciados en el sitio, o anclajes vaciados en el sitio que cumplen los requisitos del Capítulo C.21. No se permiten los pernos de expansión ni anclajes colocados por medios explosivos (tiros). Anclajes profundos son aquellos en los cuales la relación entre la porción embebida al diámetro del perno es mayor de 8. Este tipo de anclajes debe emplearse cuando el elemento no estructural es dúctil.

A.9.4.9.3 – No dúctiles (Rp = 1.5) – Cuando el anclaje se realiza por medio de pernos de expansión, anclajes superficiales que emplean químicos (epóxicos), anclajes superficiales vaciados en el sitio, o anclajes colocados por medio explosivos (tiros). Anclajes superficiales son aquellos en los cuales la relación entre la porción embebida al diámetro del perno es menor de 8. Dentro de este tipo de anclajes se encuentran las barras de acero de refuerzo con ganchos en los extremos que se embeben dentro del mortero de pega de la mampostería. Este tipo de anclajes se permiten cuando el elemento no estructural no es dúctil. Si se utilizan en elementos no estructurales dúctiles, éstos deben diseñarse para el mismo valor de Rp = 1.5.

A.9.4.9.4 – Húmedos (Rp = 0.5) – Cuando se utiliza mortero, o adhesivos que pegan directamente al mortero o al concreto, sin ningún tipo de anclaje mecánico resistente a tracción.

A.9.4.10 – ELEMENTOS DE CONEXIÓN PARA COMPONENTES NO ESTRUCTURALES – El elemento de conexión es el aditamento que conecta el elemento no estructural con los anclajes a la estructura. En algunos casos es el mismo elemento de anclaje. Las conexiones que permiten movimiento deben disponerse de tal manera que pueda haber movimiento relativo entre la estructura y el elemento no estructural, por medio de agujeros alargados, agujeros de un tamaño mayor que los espigos o tornillos, por medio de elemento de acero que se flexionan, u otros procedimientos, pero debe ser capaz de resistir las fuerzas sísmicas reducidas de diseño prescritas en las direcciones en las cuales no se permite el movimiento. En fachadas el elemento de conexión en sí, debe diseñarse para resistir una fuerza sísmica reducida de diseño igual a 1.33F_p y todos los pernos, tornillos, soldaduras, y espigos que pertenezcan al sistema de conexión, deben diseñarse para 3.0F_p.

A.9.5 – ACABADOS Y ELEMENTOS ARQUITECTÓNICOS

A.9.5.1 – GENERAL – Los acabados y elementos arquitectónicos enumerados en la tabla A.9.5-1 y sus anclajes a la estructura deben diseñarse y detallarse de acuerdo con los requisitos de esta sección. Los cálculos y diseños de los elementos arquitectónicos y acabados deben incluirse como parte de las memorias de diseño de acabados.

A.9.5.2 – ELEMENTOS QUE REQUIEREN ESPECIAL CUIDADO EN SU DISEÑO – El comportamiento sísmico de algunos elementos no estructurales representan un peligro especialmente grave para la vida y en otros casos pueden llevar a la falla de elementos estructurales críticos, como pueden ser las columnas. Dentro de estos elementos se encuentran, entre otros, los siguientes:

(a) Muros de fachada – las fachadas deben diseñarse y construirse para que sus componentes no se disgreguen como consecuencia del sismo, y además el conjunto debe amarrarse adecuadamente a la estructura con el fin de que no exista posibilidad de que caiga poniendo en peligro a los transeúntes al nivel de calzada. Para sistemas vidriados de fachadas véase el Capítulo K4.

(b) Muros interiores – deben tenerse precauciones para evitar el vuelco de los muros interiores y particiones. Para sistemas vidriados de fachadas véase el Capítulo K4.

(c) Cielos rasos – el desprendimiento y caída de los cielos rasos representa un peligro grave para las personas.

(d) Enchapes de fachada – el desprendimiento y caída de los enchapes de fachada representa un peligro grave para los transeúntes. Los enchapes deben ser considerados para su diseño como un sistema que involucra todos sus componentes (soporte, morteros de relleno o revoque, adhesivos y enchape). Especial consideración deberá prestarse en el diseño de los movimientos del sistema de fachada por efectos de temperatura, cambios de humedad, integridad por meteorización, o deformación del soporte.

(e) Áticos, parapetos y antepechos – existe el mismo peligro potencial que presentan los muros de fachada. Cuando la cubierta de la edificación esté compuesta por tejas o elementos frágiles debe considerarse en el diseño la posibilidad de que el parapeto falle hacia adentro, cayendo sobre la cubierta, produciendo su falla y poniendo en peligro a los habitantes del último piso.

(f) Vidrios – la rotura de vidrios generada por la deformación del marco de la ventana representa un peligro para las personas que estén dentro o fuera de la edificación. Deben tenerse precauciones para dejar holguras suficientes dentro del montaje del vidrio o de la ventanería para evitar su rotura o garantizar que la rotura se produzca de forma segura. La colocación de películas protectoras, vidrios templados y vidrios tripliados son otras alternativas para evitar el peligro asociado con la rotura del vidrio. La utilización de vidrios de seguridad es una alternativa para disminuir el riesgo asociado a la rotura del vidrio. Para especificaciones de vidrio, productos de vidrio y sistemas vidriados, véase el Capítulo K4.

(g) Paneles prefabricados de fachada – cuando se utilicen paneles prefabricados de fachada, deben dejarse holguras suficientes que permitan la deformación de la estructura sin afectar el panel. Además el panel debe estar adecuadamente adherido al sistema estructural de resistencia sísmica, para evitar su desprendimiento. En caso que ellos sean de vidrio, véase Capítulo K4.

(h) Columnas cortas o columnas cautivas – ciertos tipos de interacción entre los elementos no estructurales y la estructura de la edificación deben evitarse a toda costa. Dentro de este tipo de interacción se encuentra el caso de las "columnas cortas" o "columnas cautivas" en las cuales la columna está restringida en su desplazamiento lateral por un muro no estructural que no llega hasta la losa de entrepiso en su parte superior. En este caso el muro debe separarse de la columna, o ser llevado hasta la losa de entrepiso en su parte superior, si se deja adherido a la columna.

A.9.5.3 – FUERZAS SÍSMICAS DE DISEÑO – Los elementos arquitectónicos y acabados y sus anclajes a la estructura deben diseñarse para resistir las fuerzas sísmicas reducidas de diseño determinadas por medio de la ecuación A.9.4-1, empleando los coeficientes dados en la tabla A.9.5-1.

A.9.5.4 – FUERZAS DE VIENTO – Cuando las fuerzas de viento, positivas o negativas, sobrepasen 0.7F_p para muros no estructurales de fachada, estas fuerzas deben ser las empleadas en diseño del elemento no estructural, y sus anclajes deben diseñarse para resistir 1.4 veces las fuerzas de viento.

A.9.5.5 – ANCLAJE DE LAS FACHADAS – Los anclajes y amarres de los muros no estructurales de fachada, a la estructura de la edificación y a los muros interiores, deben ser capaces de resistir las fuerzas sísmicas reducidas de diseño obtenidas por medio de la ecuación A.9.4-1 y además deben tener la suficiente ductilidad y capacidad de rotación para aceptar desplazamientos, en cada piso, entre su base y la parte superior, iguales a la deriva de diseño, calculada de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.6. El muro debe ser capaz de resistir la flexión que le imponen las fuerzas sísmicas reducidas de diseño actuando en una dirección perpendicular al plano del muro.

A.9.5.6 – CAPACIDAD DE DEFORMACIÓN – Los acabados y elementos arquitectónicos deben ser capaces de resistir, con el nivel de daño aceptable para el grado de desempeño correspondiente, las deformaciones dictadas por la deriva, calculada de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.6. En los elementos no estructurales y acabados colocados sobre elementos estructurales en voladizo debe tenerse en cuenta la deflexión vertical causada por la rotación en el apoyo del voladizo.

A.9.5.7 – FUERZAS SÍSMICAS EN LA DIRECCIÓN PERPENDICULAR AL PLANO DEL MURO NO ESTRUCTURAL – En el diseño de los muros no estructurales ante fuerzas sísmicas perpendiculares al plano del muro debe verificarse que las deflexiones del muro causadas por estas fuerzas no excedan la capacidad de deformación del muro.

A.9.5.8 – CIELOS RASOS – Deben tenerse en cuenta en el diseño de los sistemas de cielo raso la interacción de los elementos arquitectónicos, hidráulicos, mecánicos y eléctricos que se incorporen dentro de él.

TABLA A.9.5-1

Coeficiente de amplificación dinámica, a_p, y tipo de anclajes o amarres requeridos, usado para determinar el coeficiente de capacidad de disipación de energía, R_p, para elementos arquitectónicos y acabados

Notas:

1. Debe verificarse que el muro no pierde su integridad al ser sometido a las derivas máximas calculadas para la estructura.

2. Además de (1) debe verificarse que no interactúa adversamente con la estructura.

3. El elemento no estructural no requiere diseño y verificación sísmica.

4. En el diseño, fabricación y supervisión del montaje de sistemas de estanterías deberán seguirse los lineamientos aplicables establecidos en la
sección A.1.3.4 para su diseño estructural, y las demás condiciones que se estipulan al respecto en el Título F.

A.9.6 – INSTALACIONES HIDRÁULICAS, SANITARIAS, MECÁNICAS Y ELÉCTRICAS

A.9.6.1 – GENERAL – Los elementos no estructurales enumerados en la tabla A.9.6-1 y sus anclajes a la estructura deben diseñarse y detallarse de acuerdo con los requisitos de esta sección. Los cálculos y diseños de los elementos de instalaciones hidráulicas, sanitarias, mecánicas y eléctricas deben incluirse como parte de las memorias de diseño de cada uno de los sistemas. Puede hacerse un análisis del mecanismo de soporte de sus componentes, de acuerdo con principios establecidos de dinámica estructural, para justificar una reducción de las fuerzas determinadas en A.9.6.2. Deben investigarse los estados de esfuerzos combinados tales como tensión y cortante en los pernos de anclaje, de acuerdo con principios establecidos de mecánica estructural.

A.9.6.2 – FUERZAS SÍSMICAS DE DISEÑO – Los componentes hidráulicos, mecánicos y eléctricos y sus anclajes deben diseñarse para fuerzas sísmicas reducidas de diseño determinadas por medio de la ecuación A.9.4-1, empleando los coeficientes dados en la tabla A.9.6-1.

A.9.6.3 – SOPORTES – Los sistemas de soporte deben diseñarse para las fuerzas sísmicas reducidas de diseño definidas en A.9.6.2 y de acuerdo con los requisitos correspondientes del material estructural del soporte, de acuerdo con lo establecido en el Título correspondiente al material estructural. Los soportes deben ser capaces de resistir los desplazamientos de la estructura inducidos por los movimientos sísmicos, calculados de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.6.

A.9.6.4 – EMPATES CON LAS REDES DE SERVICIOS PÚBLICOS – Deben disponerse conexiones flexibles en los empates con las redes de servicios públicos en todos los casos en los cuales el empate está localizado en un lugar donde la estructura se puede desplazar con respecto al terreno como consecuencia de los movimientos sísmicos. El empate flexible debe ser capaz de resistir, sin daño, unos desplazamientos calculados como lo indica el Capítulo A.6.

A.9.6.5 – INTERRUPTORES AUTOMÁTICOS – En los empates con las redes de servicios públicos de electricidad y de gas, en edificaciones que pertenezcan al grupo de uso IV, localizadas en zonas de amenaza sísmica intermedia y alta, debe colocarse, del lado de la edificación, un interruptor automático. El interruptor automático debe activarse cuando se presente una aceleración horizontal del terreno mayor que 0.5A_a.

A.9.6.6 – ASCENSORES EN EDIFICACIONES DEL GRUPO DE USO IV – En las edificaciones del grupo de uso IV localizadas en zonas de amenaza sísmica alta, el diseño, construcción y montaje de los ascensores debe realizarse cumpliendo los requisitos de la norma ANSI/ASME A.17.1 "American National Standard Safety Code for Elevators and Escalators", incluyendo el Apéndice F.

TABLA A.9.6-1

Coeficiente de amplificación dinámica, a_p, y tipo de anclajes o amarres requeridos, usado para determinar el coeficiente de capacidad de disipación de energía, R_p, para elementos hidráulicos, mecánicos o eléctricos^a

Notas:

(a) Véase las exenciones en A.9.1.3.

(b) Los valores de a_p dados son para la componente horizontal. Para la componente vertical deben incrementarse en un 33%.

(c) No hay necesidad de disponer soportes sísmicos para las bandejas de cables eléctricos en las siguientes situaciones: (1) Ductos y bandejas de cables colgados de soportes individuales que tienen 300 mm o menos de longitud. (2) En espacios para equipos mecánicos y calderas, donde el ducto tiene menos de 30 mm de diámetro interior. (3) Cualquier ducto eléctrico de menos de 65 mm de diámetro interior, localizado en otros espacios.

(d) No hay necesidad de disponer soportes sísmicos para las tuberías en las siguientes situaciones: (1) Tuberías colgadas de soportes individuales que tienen 300 mm o menos de longitud. (2) En espacios para equipos mecánicos y calderas, donde la tubería tiene menos de 30 mm de diámetro interior. (3) Cualquier tubería de menos de 65 mm de diámetro interior, localizado en otros espacios.

(e) No hay necesidad de disponer soportes sísmicos para los ductos de calefacción, ventilación y aire acondicionado en las siguientes situaciones: (1) Ductos colgados de soportes individuales que tienen 300 mm o menos de longitud. (2) Ductos que tienen una sección con un área menor de 0.60 m².

(f) Las luminarias dispuestas como péndulos deben diseñarse utilizando un valor de a_p igual a 1.5. El soporte vertical debe diseñarse con un factor de seguridad igual a 4.0.

(g) El elemento no estructural no requiere diseño y verificación sísmica.

Notas:

CAPÍTULO A.10.

EVALUACIÓN E INTERVENCIÓN DE EDIFICACIONES CONSTRUIDAS ANTES DE LA VIGENCIA DE LA PRESENTE VERSIÓN DEL REGLAMENTO.

A.10.0 – NOMENCLATURA

A_a = coeficiente que representa la aceleración horizontal pico efectiva para diseño, de acuerdo con A.2.2.

A_e = coeficiente que representa la aceleración pico efectiva reducida para diseño con seguridad limitada, dado en A.10.3.

A _v = coeficiente de aceleración que representa la velocidad horizontal pico efectiva para diseño, de acuerdo con A.2.2.

E = fuerzas sísmicas reducidas para revisión de la estructura existente y diseño de la ampliación .

F_s = fuerzas sísmicas equivalentes, véase A.10.4.2.5.

N_ef = resistencia efectiva.

N_ex = resistencia existente.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

R' = coeficiente de capacidad de disipación de energía que se le asigna a la edificación existente de acuerdo con lo prescrito en el Capítulo A.10.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en altura de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de resistencia por calidad del diseño y construcción de la estructura. Véase A.10.4.3.4.

 = coeficiente de reducción de resistencia por estado de la estructura. Véase A.10.4.3.4

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en planta de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica. Véase A.3.3.8.

A.10.1 – PROPÓSITO Y ALCANCE

A.10.1.1 – GENERAL – El presente Capítulo establece los criterios y procedimientos que se deben seguir para evaluar la vulnerabilidad sísmica y adicionar, modificar o remodelar el sistema estructural de edificaciones existentes diseñadas y construidas con anterioridad a la vigencia de la presente versión del Reglamento Colombiano de Construcciones Sismo Resistentes.

A.10.1.2 – PROPÓSITO – Una edificación que se intervenga siguiendo los requisitos aquí presentados debe ser capaz de resistir temblores pequeños sin daño, temblores moderados sin daño estructural, pero con algún daño en elementos no estructurales, y temblores fuertes sin colapso.

A.10.1.3 – ALCANCE – Los requisitos dados en este Capítulo deben ser utilizados para llevar a cabo la evaluación del comportamiento sísmico y el diseño de la intervención, reparación o refuerzo de la estructura de edificaciones existentes antes de la vigencia de la presente versión del Reglamento Colombiano de Construcciones Sismo Resistentes que se modifiquen o rehabiliten en el territorio nacional.

A.10.1.3.1 – Reparaciones y cambios menores – Se considera que el sistema estructural de la edificación no sufre modificación cuando se hacen reparaciones y cambios menores que no afecten el sistema de resistencia sísmica ni la integridad estructural de la edificación. En este caso no hay necesidad de llevar a cabo los estudios a que hace referencia el presente Capítulo, con la excepción anotada en A.10.1.3.2.

A.10.1.3.2 – Cambio de uso – Cuando se modifique el uso de una edificación, aun en los casos que menciona A.10.1.3.1, entendido el cambio de uso como una modificación de acuerdo a normas urbanísticas (de residencial a multifamiliar, de alguno de ellos a comercial, entre otros), así como cambio de uno de los Grupos de Uso descritos en A.2.5.1 a otro superior dentro de ese numeral, deben evaluarse las implicaciones causadas por este cambio de uso, ante cargas verticales, fuerzas horizontales y especialmente ante efectos sísmicos.

A.10.1.3.3 – Vulnerabilidad sísmica – Los criterios presentados en este Capítulo se pueden utilizar en el diagnóstico o evaluación de la vulnerabilidad sísmica de edificaciones existentes antes de la vigencia de la presente versión del Reglamento.

A.10.1.3.4 – Modificaciones – Los criterios presentados en este Capítulo deben ser empleados para el diseño y construcción de ampliaciones adosadas o ampliaciones en altura, actualizaciones al reglamento y/o alteraciones, entendidas como cualquier construcción o renovación de una construcción distinta de una ampliación.

A.10.1.3.5 – Reforzamiento estructural – Los requisitos del Capítulo A.10 y en especial los de A.10.9 deben ser empleados en actualización y rehabilitación sísmica de edificaciones existentes.

A.10.1.3.6 – Reparación de edificaciones dañadas por sismos – Los requisitos del Capítulo A.10 y en especial los de A.10.10 deben ser empleados en la reparación de edificaciones que hayan sufrido daños moderados a severos en su estructura, o daños moderados a severos en sus elementos no estructurales, o ambos, y que no hayan sido designadas como de obligatoria demolición total por la autoridad competente o por el censo que se realice para ese efecto con posterioridad a la ocurrencia del sismo, según sea el caso.

A.10.1.4 – PROCEDIMIENTO DE EVALUACIÓN DE LA INTERVENCION – En la aplicación del presente Capítulo deben seguirse las siguientes etapas:

INFORMACIÓN PRELIMINAR

Etapa 1 – Debe verificarse que la intervención esté cubierta por el alcance dado en A.10.1.3.

Etapa 2 – Debe recopilarse y estudiarse la información existente acerca del diseño geotécnico y estructural así como del proceso de construcción de la edificación original y sus posteriores modificaciones y deben hacerse exploraciones en la edificación, todo esto de acuerdo con A.10.2.

Etapa 3 – El estado del sistema estructural debe calificarse con respecto a: (a) la calidad del diseño de la estructura original y su sistema de cimentación y de la construcción de la misma y (b) el estado de mantenimiento y conservación. Esta calificación debe hacerse de acuerdo con los requisitos de A.10.2.

EVALUACIÓN DE LA ESTRUCTURA EXISTENTE

Etapa 4 – Deben determinarse unas solicitaciones equivalentes de acuerdo con los requisitos de A.10.4.2.

Etapa 5 – Debe llevarse a cabo un análisis elástico de la estructura y de su sistema de cimentación para las solicitaciones equivalentes definidas en la Etapa 4.

Etapa 6 – La resistencia existente de la estructura debe determinarse utilizando los requisitos de A.10.4.3.3.

Etapa 7 – Se debe obtener una resistencia efectiva de la estructura, a partir de la resistencia existente, afectándola por dos coeficientes de reducción de resistencia obtenidos de los resultados de la calificación llevada a cabo en la Etapa 3.

Etapa 8 – Debe determinarse un índice de sobreesfuerzo como el máximo cociente obtenido para cualquier elemento o sección de éste, entre las fuerzas internas solicitadas obtenidas del análisis estructural realizado en la Etapa 5 para las solicitaciones equivalentes definidas en la Etapa 4 y la resistencia efectiva obtenida en la Etapa 7.

Etapa 9 – Utilizando los desplazamientos horizontales obtenidos en el análisis de la Etapa 5 deben obtenerse las derivas de la estructura.

Etapa 10 – Debe determinarse un índice de flexibilidad por efectos horizontales como el máximo cociente entre las derivas obtenidas en la Etapa 9 y las derivas permitidas por el Reglamento en el Capítulo A.6. Igualmente debe determinarse un índice de flexibilidad por efectos verticales como el máximo cociente entre las deflexiones verticales medidas en la edificación y las deflexiones permitidas por el presente Reglamento.

INTERVENCIÓN DEL SISTEMA ESTRUCTURAL

Etapa 11 – La intervención estructural debe definirse de acuerdo con el tipo de modificación establecida en A.10.6 dentro de una de tres categorías: (a) Ampliaciones adosadas, (b) Ampliaciones en altura y (c) Actualización al Reglamento.

Etapa 12 – El conjunto debe analizarse nuevamente incluyendo la intervención propuesta, la cual debe diseñarse para las fuerzas y esfuerzos obtenidos de este nuevo análisis. El diseño geotécnico y estructural y la construcción deben llevarse a cabo de acuerdo con los requisitos que para cada tipo de modificación establece el presente Capítulo.

A.10.1.5 – CÁLCULOS, MEMORIAS Y PLANOS – Debe elaborarse una memoria justificativa de cálculos en la cual deben quedar claramente consignados los siguientes aspectos:

(a) Una relación de los documentos de diseño y construcción de la edificación original que fueron utilizados en la evaluación y diseño de las modificaciones, tales como: planos arquitectónicos y estructurales, memorias de cálculo, estudios de suelos y diseño de las cimentaciones, registros de la interventoría, libros de obra, consultas personales a profesionales que participaron en el diseño o construcción, etc.

(b) Una descripción de la evaluación del estado actual de la edificación y de su sistema de cimentación llevada a cabo como lo exige A.10.2.

(c) Una descripción muy clara justificando la definición de los parámetros de evaluación y diseño que provienen del estudio de la situación actual de la edificación.

(d) Memoria de cálculos del diseño de la modificación a la estructura con la correspondiente justificación de que la estructura final tendrá la resistencia y comportamiento esperados, cuando actúa en conjunto con la estructura original.

(e) Los otros documentos apropiados, a juicio del diseñador, de aquellos que exige el presente Reglamento para edificaciones nuevas.

A.10.1.5.1 – Esta memoria debe ir firmada por un Ingeniero Civil debidamente matriculado, que cumpla las condiciones establecidas en los Artículos 26 y 27 de la Ley 400 de 1997.

A.10.1.6 – SUPERVISIÓN TÉCNICA – La construcción de la intervención del sistema estructural existente debe someterse, en todos los casos, a una supervisión técnica dentro del alcance que se da en el Título I del presente Reglamento.

A.10.1.6.1 – El Supervisor Técnico debe dejar constancia en los registros de la supervisión de que las hipótesis en que se basó el diseñador fueron confirmadas en la obra. En caso de presentarse discrepancias debe quedar constancia escrita de que el diseñador fue informado de ellas y de las acciones correctivas que él fijó.

A.10.1.7 – CRITERIO Y RESPONSABILIDAD DEL INGENIERO – El tipo de diseño a que hace referencia en su alcance este documento exige el mejor criterio y experiencia por parte del ingeniero que lo lleva a cabo, dado que el diseñador se hace responsable, dentro del mismo alcance que tiene esa responsabilidad en el presente Reglamento, de la correcta aplicación de los requisitos del Reglamento y del comportamiento de la edificación en el futuro.

A.10.2 – ESTUDIOS E INVESTIGACIONES REQUERIDAS

A.10.2.1 – INFORMACIÓN PREVIA – Deben realizarse investigaciones sobre la construcción existente, tendientes a determinar los siguientes aspectos acerca de ella:

(a) Cuando se disponga de documentos descriptivos del diseño de la estructura y su sistema de cimentación original, debe constatarse en el sitio su concordancia con la construcción tal como se encuentra en el momento. Deben hacerse exploraciones en lugares representativos y dejar constancia del alcance de estas exploraciones.

(b) La calidad de la construcción de la estructura original debe determinarse de una manera cualitativa.

(c) El estado de conservación de la estructura debe evaluarse de una manera cualitativa.

(d) Debe investigarse la estructura con el fin de determinar su estado a través de evidencia de fallas locales, deflexiones excesivas, corrosión de las armaduras y otros indicios de su comportamiento.

(e) Debe investigarse la ocurrencia de asentamientos de la cimentación y su efecto en la estructura.

(f) Debe determinarse la posible ocurrencia en el pasado de eventos extraordinarios que hayan podido afectar la integridad de la estructura, debidos a explosión, incendio, sismo, remodelaciones previas, colocación de acabados que hayan aumentado las cargas, y otras modificaciones.

A.10.2.2 – ESTADO DEL SISTEMA ESTRUCTURAL – Debe calificarse el estado del sistema estructural de la edificación de una manera totalmente cualitativa con base en la calidad del diseño y construcción de la estructura original y en su estado actual. Esta calificación se debe realizar de la manera prescrita a continuación:

A.10.2.2.1 – Calidad del diseño y la construcción de la estructura original – Esta calificación se define en términos de la mejor tecnología existente en la época en que se construyó la edificación. Al respecto se puede utilizar información tal como: registros de interventoría la construcción y ensayos realizados especialmente para ello. Dentro de la calificación debe tenerse en cuenta el potencial de mal comportamiento de la edificación debido a distribución irregular de la masa o la rigidez, ausencia de diafragmas, anclajes, amarres y otros elementos necesarios para garantizar su buen comportamiento de ella ante las distintas solicitaciones. La calidad del diseño y la construcción de la estructura original deben calificarse como buena, regular o mala.

A.10.2.2.2 – Estado de la estructura – Debe hacerse una calificación del estado actual de la estructura de la edificación, basada en aspectos tales como: sismos que la puedan haber afectado, fisuración por cambios de temperatura, corrosión de las armaduras, asentamientos diferenciales, reformas, deflexiones excesivas, estado de elementos de unión y otros aspectos que permitan determinar su estado actual. El estado de la estructura existente debe calificarse como bueno, regular o malo.

A.10.3 – MOVIMIENTOS SÍSMICOS DE DISEÑO CON SEGURIDAD LIMITADA

A.10.3.1 – Para las situaciones cuando según A.10.9 este Reglamento lo permite para efectos de evaluación e intervención de edificaciones existentes, los movimientos sísmicos de diseño con seguridad limitada se definen para una probabilidad del veinte por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años, en función de la aceleración pico efectiva reducida, representada por el parámetro A_e El valor de este coeficiente, para efectos del presente Reglamento, debe determinarse de acuerdo con A.10.3.2 y A.10.3.3. Los movimientos sísmicos de diseño de seguridad limitada no son aplicables a edificaciones nuevas y no se pueden utilizar en el diseño de edificaciones nuevas baja ninguna circunstancia.

A.10.3.2 – Se determina el número de la región en donde está localizada la edificación usando el mapa de la figura A.10.3-1. El valor de A_e se obtiene de la tabla A.10.3-1, en función del número de la región, o para las ciudades capitales de departamento utilizando la tabla A.10.3-2 y para los municipios del país en el Apéndice A-4, incluido al final del presente Título.

Tabla A.10.3-1

Valor de A_e según las regiones de los mapas de la figura A.10-3-1

Región N°	Ae
7	0.25 - 0.28
6	0.21 - 0.24
5	0.17 - 0.20
4	0.13 - 0.16
3	0.09 - 0.12
2	0.05 - 0.08
1	0.00 - 0.04

Nota: Las regiones representan rangos de valores. Debe consultarse el Apéndice A-4 para determinar el valor de A_e en cada municipio.

Tabla A.10.3-2

Valor de A_e para las ciudades capitales de departamento

Ciudad	Ae	Ciudad	Ae
Arauca	0.10	Neiva	0.20
Armenia	0.15	Pasto	0.15
Barranquilla	0.05	Pereira	0.20
Bogotá	0.13	Popayán	0.15
Bucaramanga	0.15	Puerto Carreño	0.04
Cali	0.15	Puerto Inírida	0.04
Cartagena	0.05	Quibdó	0.25
Cúcuta	0.25	Riohacha	0.07
florencia	0.10	san Andrés, Isla	0.05
Ibagué	0.15	San José del Guaviare	0.04
leticia	0.04	Santa Marta	0.10
Manizales	0.20	Sincelejo	0.07
Medellín	0.13	Tunja	0.15
Mitú	0.04	Valledupar	0.05
Mocoa	0.20	Villavicencio	0.20
Montería	0.07	Yopal	0.15

Figura A.10.3-1 – Mapa de valores de Ae

Nota: Las regiones representan rangos de valores. Debe consultarse el Apéndice A-4 para determinar el valor de A_e en cada municipio.

A.10.3.3 – Alternativamente cuando el municipio o distrito, realice un estudio de microzonificación sísmica, o disponga de una red acelerográfica local, con base en el estudio de microzonificación o en los registros obtenidos, es posible modificar, por medio de un acuerdo municipal, el valor de A_e, con respecto a los valores dados aquí, pero en ningún caso este valor podrá ser menor al dado en el presente Reglamento. Véase A.2.9.3.6.

A.10.3.4 – La forma de los espectros de diseño para la evaluación y la intervención de edificaciones existentes con seguridad limitada se obtiene de la sección A.2.6, sustituyendo allí los valores de A_a y A_v por el valor de A_e dado en A.10.3.2 y A.10.3.3.

A.10.3.5 – Cuando se realice un estudio particular de sitio y se utilice el procedimiento de diseño con seguridad limitada, se deben cumplir los requisitos de A.2.10.2.6.

A.10.4 – CRITERIOS DE EVALUACIÓN DE LA ESTRUCTURA EXISTENTE

A.10.4.1 – GENERAL – Debe determinarse si la edificación en su estado actual está en capacidad de resistir adecuadamente las cargas prescritas por el presente Reglamento.

A.10.4.2 – SOLICITACIONES EQUIVALENTES – Debe establecerse una equivalencia entre las solicitaciones que prescribe este Reglamento y las que la estructura está en capacidad de resistir en su estado actual. Al respecto se deben utilizar los siguientes criterios:

A.10.4.2.1 – Movimientos sísmicos para un nivel de seguridad equivalente al de una edificación nueva – Se deben utilizar los movimientos sísmicos de diseño que prescribe el Capítulo A.2 para el lugar en que se encuentre la edificación, para el Grupo de Uso que va a tener una vez se lleve a cabo la modificación, con el fin de analizar la estructura como si fuera una edificación nueva.

A.10.4.2.2 – Movimientos sísmicos para un nivel de seguridad limitada – Se deben utilizar los movimientos sísmicos de diseño que prescribe A.10.3 para el lugar en que se encuentre la edificación, para el Grupo de Uso que va a tener una vez se lleve a cabo la modificación, cuando de acuerdo al A.10.9 este Reglamento explícitamente permita que el análisis de la estructura se realice para un nivel de seguridad limitada.

A.10.4.2.3 – Clasificación del sistema estructural – El sistema estructural debe clasificarse dentro de uno de los sistemas estructurales que define el Capítulo A.3.

A.10.4.2.4 – Coeficiente de capacidad de disipación de energía, R' – De acuerdo con el sistema estructural a que corresponda la edificación y a los requisitos constructivos y de diseño que se hayan seguido en la ejecución de la estructura original debe asignarse un valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R , el cual se denominará R' dentro del presente Capítulo. La asignación debe hacerse de acuerdo con la información disponible sobre la estructura.

(a) Cuando se disponga de buena información sobre el diseño original, tal como planos y memorias, se permite, de acuerdo con el mejor criterio del ingeniero que lleva a cabo la evaluación, determinar un valor de coeficiente de capacidad de disipación de energía, R', por comparación con los requisitos que para el material y el sistema estructural fija el Reglamento. La selección del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R', cuando haya cumplimiento parcial de los requisitos puede aproximarse interpolando entre los valores de R que da el Capítulo A.3.

(b) Cuando no se disponga de buena información sobre el diseño original, o ésta sea incompleta o fragmentaria, el ingeniero que lleve a cabo la evaluación debe definir un valor de R' de acuerdo con su mejor criterio. Este valor no puede ser mayor que el valor que el Capítulo A.3 establezca para mismo sistema estructural y el mismo material.

(c) Cuando no exista ningún tipo de información, se permite utilizar un valor de R' correspondiente a tres cuartos del valor que fija el Capítulo A.3 para el mismo sistema estructural y el mismo material. El valor así obtenido no hay necesidad de que sea menor que la unidad.

(d) Cuando se trate de edificaciones de mampostería no reforzada, el valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R', debe ser igual a la unidad.

A.10.4.2.5 – Fuerzas sísmicas – Las fuerzas sísmicas, Fs, que el sismo de diseño impone a la edificación se deben determinar por medio del método de la fuerza horizontal equivalente, tal como lo prescribe el Capítulo A.4. Estas fuerzas sísmicas deben distribuirse en la altura de acuerdo con el mismo método de la fuerza horizontal equivalente. Se permite utilizar el método del análisis dinámico dado en el Capítulo A.5, si a juicio del diseñador hay suficiente información para permitir su uso.

A.10.4.2.6 – Cargas diferentes a las solicitaciones sísmicas – Las otras solicitaciones diferentes a las solicitaciones sísmicas deben determinase siguiendo los requisitos del Título B, con excepción de las cargas muertas, las cuales deben evaluarse con base en observaciones y mediciones de campo. Las cargas muertas en ningún caso, para efectos de determinar las solicitaciones equivalentes, pueden ser menores a las prescritas en el Título B.

A.10.4.2.7 – Análisis estructural – Con el fin de determinar las fuerzas y esfuerzos internos de la estructura debe llevarse a cabo un análisis estructural por medio de uno de los modelos matemáticos permitidos por este Reglamento.

A.10.4.2.8 – Obtención de las solicitaciones equivalentes – Las diferentes solicitaciones que se deben tener en cuenta, se combinan para obtener las fuerzas internas equivalentes que se emplean en la evaluación de la estructura existente. Esta combinación debe realizarse de acuerdo con los requisitos del Capítulo B.2 del Reglamento, por el método de diseño propio de cada material estructural. En cada una de las combinaciones de carga requeridas, las solicitaciones se multiplican por el coeficiente de carga prescrito para esa combinación en el Capítulo B.2 del Reglamento. En los efectos causados por el sismo de diseño se tiene en cuenta la capacidad de disipación de energía del sistema estructural, lo cual se logra empleando unos efectos sísmicos reducidos de revisión, E, obtenidos dividiendo las fuerzas sísmicas F_S, por el coeficiente de capacidad de disipación de energía R' (E = F_s/R').

A.10.4.3 – RELACIÓN ENTRE DEMANDA Y CAPACIDAD – Deben determinarse unos índices de sobreesfuerzo y de flexibilidad, que permitan definir la capacidad de la estructura existente de soportar y responder adecuadamente ante las solicitaciones equivalentes definidas en A.10.4.2.

A.10.4.3.1 – Definición del índice de sobreesfuerzo – El índice de sobreesfuerzo se expresa como el cociente entre las solicitaciones equivalentes, calculadas de acuerdo con A.10.4.2 y la resistencia efectiva. Tiene dos acepciones:

(a) Indice de sobreesfuerzo de los elementos – el cual se refiere al índice de sobreesfuerzo de cada uno de los elementos estructurales individuales, y

(b) Índice de sobreesfuerzo de la estructura – cuando se determina para toda la estructura, evaluando los elementos con un mayor índice de sobreesfuerzo individual y tomando en consideración su importancia dentro de la resistencia general de la estructura como un conjunto.

A.10.4.3.2 – Determinación del índice de sobreesfuerzo – Para todos los elementos de la estructura y para todos los efectos tales como cortante, flexión, torsión, etc., debe dividirse la fuerza o esfuerzo que se le exige al aplicarle las solicitaciones equivalentes, mayoradas de acuerdo con el procedimiento dado en el Título B del Reglamento y para las combinaciones de carga dadas allí, por la resistencia efectiva del elemento. El índice de sobreesfuerzo para toda la estructura corresponderá al mayor valor obtenido de estos cocientes, entre los elementos que puedan poner en peligro la estabilidad general de la edificación.

A.10.4.3.3 – Resistencia existente de los elementos – La resistencia existente de los elementos de la estructura, N_ex, debe ser determinada por el ingeniero que hace la evaluación con base en la información disponible y utilizando su mejor criterio y experiencia. Por resistencia se define el nivel de fuerza o esfuerzo al cual el elemento deja de responder en el rango elástico o el nivel al cual los materiales frágiles llegan a su resistencia máxima o el nivel al cual los materiales dúctiles inician su fluencia. En general la resistencia existente corresponde a los valores que se obtienen para cada material estructural al aplicar los modelos de resistencia que prescribe el Reglamento en los títulos correspondientes.

A.10.4.3.4 – Resistencia efectiva – La resistencia efectiva N_ef de los elementos, o de la estructura en general, debe evaluarse como el producto de la resistencia existente N_ex, multiplicada por los coeficientes de reducción de resistencia  y , así:

donde a  y  se les asigna el valor dado en la Tabla A.10.4-1, dependiendo de la calificación de la calidad y estado de la estructura definidas en A.10.2.2.1 y A.10.2.2.2.

Tabla A.10.4-1

Valores de  y

A.10.4.3.5 – Definición del índice de flexibilidad – Debe determinarse un índice de flexibilidad, el cual indica la susceptibilidad de la estructura a tener deflexiones o derivas excesivas, con respecto a las permitidas por el Reglamento. Tiene dos acepciones:

(a) Índice de flexibilidad del piso – el cual se define como el cociente entre la deflexión o deriva obtenida del análisis de la estructura, y la permitida por el Reglamento, para cada uno de los pisos de la edificación, y

(b) Índice de flexibilidad de la estructura – definido como el mayor valor de los índices de flexibilidad de piso de toda la estructura. Se debe evaluar para las deflexiones verticales y para las derivas.

A.10.4.4 – METODOLOGÍAS ALTERNAS – Para la evaluación de edificaciones existentes, en reemplazo en lo prescrito en A.10.4, siempre y cuando se garanticen los criterios de resistencia y capacidad de funcionamiento establecidos en A.10.9, se permite alternativamente el uso de las recomendaciones que se presentan en los siguientes documentos:

(a) “Seismic Evaluation of Existing Buildings”, ASCE/SEI 31-03, American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2003.

(b) “Seismic Evaluation and Retrofit of Concrete Buildings”, ATC-40, Vol 1, Appendices, Vol 2, Applied Technology Council, Redwood City, CA, USA, 1996.

(c) "NEHRP Handbook for Seismic Evaluation of Existing Buildings”, FEMA 178, Federal Emergency Management Agency / Building Seismic Safety Council, Washington, D.C., USA, 1992

A.10.5 – ANÁLISIS DE VULNERABILIDAD

A.10.5.1 – GENERAL – El análisis de vulnerabilidad sísmica de una edificación existente consiste en los siguientes aspectos:

(a) Determinación de los índices de sobreesfuerzo individual de todos los elementos estructurales de la edificación, considerando las relaciones entre la demanda sísmica de esfuerzos y la capacidad de resistirlos,

(b) Formulación de una hipótesis de secuencia de falla de la edificación con base en la línea de menor resistencia, identificando la incidencia de la falla progresiva de los elementos, iniciando con aquellos con un mayor índice de sobreesfuerzo,

(c) Definición de un índice de sobreesfuerzo general de la edificación, definido con base en los resultados de (b). El inverso del índice de sobreesfuerzo general expresa la vulnerabilidad de la edificación como una fracción de la resistencia que tendría una edificación nueva construida de acuerdo con los requisitos de la presente versión del Reglamento, y

(d) Obtención de un índice de flexibilidad general de la edificación, definido con base en el procedimiento definido en A.10.4.3.5. El inverso del índice de flexibilidad general expresa la vulnerabilidad sísmica de la edificación como una fracción de la rigidez que tendría una edificación nueva construida de acuerdo con los requisitos de la presente versión del Reglamento.

A.10.5.2 – EDIFICACIONES INDISPENSABLES – En la verificación de la vulnerabilidad sísmica de edificaciones indispensables existentes se debe incluir, además de lo indicado en A.10.5.1, al menos los siguientes aspectos:

(a) Identificar la influencia de los movimientos sísmicos de diseño de Capítulo A.2, y de los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño del Capítulo A.12,

(b) Determinar el cortante basal resistente de la edificación en su totalidad, ya sea por flexión o por esfuerzos cortantes, teniendo en cuenta los diferentes mecanismos de colapso posibles. Esta evaluación puede realizarse utilizando el procedimiento definido en el Apéndice A-3. Esta verificación puede realizarse para la distribución, en la altura de la edificación, de las fuerzas sísmicas horizontales que prescribe el método de la fuerza horizontal equivalente, Capítulo A.4, o el método del análisis dinámico, Capítulo A.5, y

(c) Debe, por medio de metodologías inelásticas adecuadamente sustentadas como la presentada en el Apéndice A-3, llevar a cabo la identificación del modo de falla prevaleciente, ya sea por flexión o por cortante. El valor del coeficiente de capacidad de disipación de energía R' a emplear, debe ser concordante con la sustentación indicada, con la secuencia de degradación de rigidez y resistencia esperadas, y con su influencia en la vulnerabilidad sísmica de la edificación.

A.10.6 – TIPOS DE MODIFICACIÓN

Se consideran los siguientes tipos de modificación a la estructura existente:

A.10.6.1 – AMPLIACIONES – Cubre aquellas edificaciones donde se amplía su área con o sin modificación en su altura. Se dividen en:

(a) Ampliación adosada – Es aquella en que se amplía el área sin modificar su altura. La ampliación debe diseñarse y construirse siguiendo los requisitos de A.10.7.

(b) Ampliación en altura – Es aquella en que se modifica la altura de la edificación con o sin aumento en planta del área construida. El diseño y la construcción de este tipo de ampliación debe llevarse a cabo siguiendo los requisitos de A.10.8.

A.10.6.2 – ACTUALIZACIÓN AL REGLAMENTO – Cubre aquellas edificaciones donde no hay ampliación ni en el área ni en su que se dan en A.10.9.

A.10.6.3 – MODIFICACIONES – Cubre aquellas construcciones o renovaciones en una edificación distintas de una ampliación adosada o en su altura. Las modificaciones se permiten en una construcción sin requerir validar la capacidad resultante de la estructura, en la medida que la modificación en sí cumpla con el presente reglamento y la modificación no incremente la solicitación sísmica en cualquier elemento de la estructura existente en más de un 10% ni reduzca la capacidad estructural de cualquier elemento en más de un 10%. En caso que alguna de estas condiciones sea superada, deberá revisarse la capacidad estructural ante cargas sísmicas de la totalidad de la construcción incluyendo la modificación propuesta según los requerimientos del presente Reglamento.

A.10.7 – AMPLIACION ADOSADA

A continuación se dan los requisitos que se deben cumplir en el diseño y construcción de una ampliación adosada:

A.10.7.1 – NECESIDAD DE INTERVENCION DE LA ESTRUCTURA EXISTENTE – Cuando los índices de sobreesfuerzo y flexibilidad de la

altura y donde voluntariamente el propietario desea modificar la capacidad del sistema estructural para que sea capaz de resistir las solicitaciones que exige la presente versión del Reglamento y así obtener un mejor comportamiento sísmico de la edificación. La actualización debe hacerse siguiendo los requisitos estructura existente son menores que la unidad no hay necesidad de intervenir el sistema estructural existente, siempre y cuando la porción nueva de la edificación se separe de la antigua con una junta apropiada de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.6 del Reglamento. En este caso la porción nueva debediseñarse y construirse de acuerdo con los requisitos del Reglamento para edificaciones nuevas.

A.10.7.1.1 – En aquellos casos en que para la edificación existente el índice de sobreesfuerzo o el índice de flexibilidad sea mayor que la unidad, hay necesidad de intervenir el sistema estructural de la porción existente hasta el punto en que el índice de sobreesfuerzo y el de flexibilidad sean menores que la unidad, aún en aquellos casos en que se separe la porción antigua de la nueva por medio de una junta.

A.10.7.2 – RESISTENCIA Y CAPACIDAD DE FUNCIONAMIENTO REQUERIDAS – La edificación resultante de la modificación, incluyendo la parte nueva y la antigua, debe ser analizada nuevamente y los elementos estructurales nuevos deben diseñarse de tal manera que la edificación quede con un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menores que la unidad.

A.10.7.2.1 – Cuando la porción nueva se separe de la porción existente por medio de una junta apropiada, la porción nueva debe diseñarse en su totalidad siguiendo los requisitos del Reglamento. La porción existente debe modificarse de tal manera que su índice de sobreesfuerzo y su índice de flexibilidad sean menores o iguales a la unidad. Sólo en aquellos casos en que la licencia de construcción de la ampliación no cubra la porción antigua puede dejarse esta porción sin intervención y se debe marcar claramente en los planos y documentos el hecho de que esta porción no fue intervenida, y que por lo tanto su comportamiento esperado puede ser diferente al de la porción nueva.

A.10.7.2.2 – Cuando las dos edificaciones, antigua y nueva, trabajen en conjunto ante las solicitaciones requeridas, la fuerzas horizontales deben distribuirse en proporción a las rigideces relativas de las dos porciones teniendo especial cuidado en evitar efectos torsionales nocivos al unir las porciones antigua y nueva de la edificación. El diseñador debe demostrar que el efecto torsional fue tomado en cuenta. Cuando la porción antigua se intervenga adecuadamente, se permite modificar el valor de R' así como la clasificación del estado de la edificación y utilizar el nuevo valor del coeficiente de reducción de resistencia por estado de la edificación,  en el cálculo del índice de sobreesfuerzo.

A.10.7.3 – REQUISITOS CONSTRUCTIVOS – La porción nueva debe diseñarse y construirse siguiendo los requisitos propios para el material y el sistema estructural que el Reglamento fije para la zona de amenaza sísmica donde se encuentre localizada la edificación.

A.10.7.4 – EFECTOS EN LA CIMENTACIÓN – Debe demostrarse que la cimentación de la porción nueva no afecta la cimentación de la parte antigua y que el conjunto se comportará adecuadamente desde el punto de vista de asentamientos y capacidad portante del suelo. En aquellos casos en que la cimentación antigua deba soportar cargas de la porción nueva, debe hacerse una exploración de la cimentación antigua, supervisada por un ingeniero geotecnista, que demuestre que existe la capacidad adecuada para resistir las nuevas cargas que se le imponen sin efectos nocivos.

A.10.8 – AMPLIACIÓN EN ALTURA

A continuación se dan los requisitos que deben cumplirse en el diseño y construcción de ampliaciones en la altura:

A.10.8.1 – TRABAJO EN CONJUNTO – En este tipo de modificaciones las dos porciones de la edificación trabajan en conjunto tanto para fuerzas horizontales como para cargas verticales, por lo tanto todo análisis y diseño debe tener en cuenta de una manera integrada la porción antigua y la porción nueva; y se deben tomar todas las precauciones necesarias para que la acción en conjunto ocurra, disponiendo elementos de amarre adecuados.

A.10.8.2 – RESISTENCIA Y CAPACIDAD DE FUNCIONAMIENTO REQUERIDAS – La edificación en conjunto debe analizarse nuevamente y utilizando las fuerzas y esfuerzos obtenidos de este nuevo análisis debe demostrarse que es capaz de resistir las solicitaciones que exige el Reglamento tanto para cargas verticales como para fuerzas horizontales. Además debe demostrarse que la cimentación, incluyendo las modificaciones que se le hagan, es capaz de resistir las cargas que fija el Reglamento. La resistencia se debe evaluar de acuerdo con lo siguiente:

A.10.8.2.1 – Cargas verticales – La estructura en su totalidad debe ser capaz de resistir las cargas verticales que fija el Reglamento. La resistencia que se utilice en la evaluación de los elementos de la porción antigua no puede tenerse en un valor mayor que la resistencia efectiva calculada de acuerdo con A.10.4.3.4. Para efectos de esta evaluación el coeficiente de reducción de resistencia por estado de la estructura, , puede actualizarse al nivel del estado que se obtiene después de la intervención.

A.10.8.2.2 – Fuerzas horizontales – Las solicitaciones sísmicas deben determinarse utilizando el mismo coeficiente de capacidad de disipación de energía, R', utilizado en la determinación del índice de sobreesfuerzo, calculado de acuerdo con A.10.4.3.4. Estas solicitaciones deben calcularse para toda la edificación, incluyendo la parte nueva y la antigua. La resistencia de los elementos de la porción antigua no puede sobrepasar la resistencia efectiva evaluada de acuerdo con las prescripciones de A.10.4.3.3. Para efectos de esta evaluación el coeficiente de reducción de resistencia por el estado de la estructura, , puede actualizarse al nivel del estado que se obtiene después de la intervención.

A.10.8.3 – ELEMENTOS ESTRUCTURALES ADICIONALES EN LA PORCIÓN ANTIGUA – En caso de que al calcular, para el conjunto, el índice de sobreesfuerzo o de flexibilidad, se encuentre que la porción antigua no tiene suficiente resistencia o rigidez para garantizar un buen comportamiento, deben proveerse elementos adicionales que den suficiente resistencia y rigidez para obtener un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menor que la unidad.

A.10.8.4 – EMPALME DE ELEMENTOS NUEVOS CON ELEMENTOS ANTIGUOS – Debe demostrase por análisis o ensayo que los empalmes entre elementos nuevos y antiguos son capaces de transferir las fuerzas resultado de las solicitaciones.

A.10.8.5 – REQUISITOS CONSTRUCTIVOS – Todos los elementos estructurales nuevos, colocados en la porción nueva o antigua, deben cumplir los requisitos que para el material estructural exija el Reglamento, para el grado de capacidad de disipación de energía apropiado.

A.10.8.6 – EFECTOS EN LA CIMENTACIÓN – El efecto de las fuerzas horizontales y verticales en la cimentación de la estructura, tomada en conjunto, debe ser investigado bajo la supervisión de un ingeniero geotecnista. Debe demostrarse que la cimentación es capaz de comportarse adecuadamente desde el punto de vista de capacidad portante, asentamientos y especialmente para el efecto de vuelco producido por la fuerzas horizontales trabajando con una nueva altura mayor de la edificación.

A.10.9 – REHABILITACIÓN SÍSMICA

A continuación se establecen los requisitos que se deben cumplir en la intervención de estructuras de edificaciones que deben ser reforzadas o actualizadas a la presente versión del Reglamento.

A.10.9.1 – ALCANCE – Los requisitos de la presente sección aplican para las siguientes edificaciones:

(a) Las designadas por la Ley 400 de 1997 y sus decretos reglamentarios, como de obligatoria actualización.

(b) Las que deben ser reforzadas por cambio de uso o modificaciones que exigen intervención estructural.

(c) Las que hayan sido dañadas por sismos, y

(d) Las que su propietario desee actualizar voluntariamente, conforme al presente reglamento.

A.10.9.2 – RESISTENCIA Y CAPACIDAD DE FUNCIONAMIENTO REQUERIDAS SEGÚN EL USO Y LA EDAD DE LA EDIFICACIÓN – A continuación se definen los requisitos mínimos que se deben cumplir para el refuerzo y rehabilitación sísmica, según el uso y la edad de las edificaciones:

A.10.9.2.1 – Intervención de edificaciones indispensables y de atención a la comunidad– El diseño de las edificaciones pertenecientes a los grupos de uso III y IV, tal como los define A.2.5, independientemente de la época de construcción de la edificación, debe cumplir los requisitos establecidos en A.10.4.2.1, con el fin de lograr un nivel de seguridad equivalente al de una edificación nueva, y de acuerdo con los criterios y requisitos del presente Reglamento, de tal manera que la edificación una vez intervenida quede con un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menores que la unidad. La intervención de los elementos no estructurales puede limitarse a elementos de fachada y columnas cortas o cautivas y a aquellos que se encuentren en mal estado y representen un peligro para la vida ante la ocurrencia de un sismo en el futuro. Al respecto debe consultarse A.9.5.2. Si la edificación perteneciente a los grupos de uso III o IV ya fue intervenida durante la vigencia del Reglamento NSR-98 para cumplir con él y si se mantiene el mismo grupo de uso, no requiere obligatoriamente ser intervenida de nuevo para los requerimientos del presente Reglamento.

A.10.9.2.2 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas dentro de la vigencia del Reglamento NSR-98 de la Ley 400 de 1997 – Las estructuras según A.10.9.1, diseñadas y construidas con posterioridad al 19 de febrero de 1998, dentro de la vigencia de la Ley 400 de 1997, deben intervenirse cumpliendo los requisitos establecidos en A.10.4.2.1 con el fin de lograr un nivel de seguridad equivalente al de una edificación nueva y tratarse de acuerdo con los criterios y requisitos del presente Reglamento, de tal manera que la edificación una vez intervenida quede con un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menores que la unidad.

A.10.9.2.3 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas dentro de la vigencia del Decreto 1400 de 1984 – En la intervención de edificaciones según A.10.9.1 diseñadas y construidas después del 1° de diciembre de 1984 y antes del 19 de febrero de 1998, dentro de la vigencia del Decreto 1400 de 1984, se permite cumplir con los siguientes requisitos, sustitutivos de los requisitos correspondientes contenidos en el presente Reglamento:

(a) En el caso de diseñarse la intervención cumpliendo los requisitos establecidos en A.10.4.2.1, con el fin de lograr un nivel de seguridad equivalente al de una edificación nueva, se permite que el índice de flexibilidad evaluado para la edificación reparada alcance, sin exceder, valores hasta de 1.5. El índice de sobreesfuerzos no puede exceder la unidad.

(b) Alternativamente, el diseño de la intervención se podrá hacer cumpliendo los requisitos para el nivel de seguridad limitada, establecidos en A.10.4.2.2, y tratarse de acuerdo con los criterios y requisitos del presente Reglamento, de tal manera que la edificación una vez intervenida quede con un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menores que la unidad. Se permitirá este nivel de seguridad limitada siempre y cuando se acepte por parte del propietario y se incluya, dentro de los documentos que se presentan para obtener las licencias y permisos correspondientes, un memorial firmado por el diseñador estructural y el propietario en el cual se declare que se utilizó el nivel de seguridad limitada. Este memorial se debe protocolizar mediante escritura pública en Notaría.

(c) La intervención de los elementos no estructurales puede limitarse a elementos de fachada y columnas cortas o cautivas y a aquellos que se encuentren en mal estado y representen un peligro para la vida ante la ocurrencia de un sismo en el futuro. Al respecto debe consultarse A.9.5.2.

A.10.9.2.4 – Intervención de edificaciones diseñadas y construidas antes de la vigencia del Decreto 1400 de 1984 – Las estructuras según A.10.9.1, diseñadas y construidas antes del 1° de diciembre de 1984, fecha en que entró en vigencia el Decreto 1400 de 1984, deben obtener, como mínimo, al ser intervenidas, el nivel de seguridad limitada prescrito en A.10.4.2.2 y tratarse de acuerdo con los criterios y requisitos del presente Reglamento, de tal manera que la edificación una vez intervenida quede con un índice de sobreesfuerzo y un índice de flexibilidad menores que la unidad. Se permitirá este nivel de seguridad limitada siempre y cuando se acepte por parte del propietario y se incluya, dentro de los documentos que se presentan para obtener las licencias y permisos correspondientes, un memorial firmado por el diseñador estructural y el propietario en el cual se declare que se utilizó el nivel de seguridad limitada. Este memorial se debe protocolizar mediante escritura pública en Notaría.

A.10.9.2.5 – Edificaciones declaradas como patrimonio histórico – Cuando se trate de intervenciones estructurales de edificaciones declaradas como patrimonio histórico, donde existan restricciones severas para lograr un nivel de seguridad equivalente al que el Reglamento exigiría a una edificación nueva o al prescrito en A.10.4.2.2, excepto que se trate de edificaciones pertenecientes a los grupos de uso III y IV, tal como lo define A.2.5, se permitirá un nivel menor de seguridad sísmica siempre y cuando este menor nivel se justifique por parte del ingeniero diseñador y se acepte por parte del propietario, incluyendo dentro de los documentos que se presentan para solicitar la respectiva licencia de construcción, un memorial firmado en conjunto en el cual se incluyan las razones que motivan la reducción, el nivel de seguridad sísmica propuesto, y las medidas que se adoptarán para restringir el acceso al público en general o los procedimientos colaterales que se adoptarán para proveer seguridad apropiada a los ocupantes. Este memorial se debe protocolizar mediante escritura pública en Notaría.

A.10.9.3 – REQUISITOS CONSTRUCTIVOS – La modificación debe llevarse a cabo cumpliendo los requisitos, para el material y sistema estructural de la edificación, exigidos para el grado de capacidad de disipación de energía utilizado en la determinación de índice de sobreesfuerzo de la edificación existente.

A.10.9.4 – METODOLOGÍAS ALTERNAS – Exclusivamente en la evaluación de vulnerabilidad de edificacionesexistentes, en reemplazo de lo prescrito en A.10.4, siempre y cuando se garanticen los criterios de resistencia y capacidad de funcionamiento establecidos en A.10.9, alternativamente se permite el empleo de las secciones correspondientes a rehabilitación de edificios existentes de los siguientes documentos:

(a) "Seismic Rehabilitation of Existing Buildings”, ASCE/SEI 41-06, American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2006.

(b) “Prestandard and Commentary for the Seismic Rehabilitation of Buildings”, American Society of Civil Engineers for Federal Emergency Management Agency, FEMA 356, Washington, D.C., USA, 2000

(c) 'Seismic Evaluation and Retrofit of Concrete Buildings”, ATC-40, Vol 1, Appendices, Vol 2, Applied Technology Council, Redwood City, CA, USA, 1996.

A.10.10 – REPARACIÓN DE EDIFICACIONES DAÑADAS POR SISMOS

A.10.10.1 – GENERAL – Con posterioridad a la ocurrencia de un sismo, las edificaciones que hayan sufrido daños moderados a severos en su estructura, o daños moderados a severos en sus elementos no estructurales, o ambos, deberán ser evaluadas con base en los estudios e investigaciones como las estipuladas en la sección A.10.10.2, lo que permitirá establecer si es técnicamente factible adelantar su reparación. Ello proveerá criterios básicos para orientar la decisión del dueño o de la autoridad competente para, de ser el caso, designar la estructura para demolición total, o para apelar la decisión de demolición si ella ha sido tomada por la autoridad competente o el censo que se hay realizado para el efecto, antes de contar con el estudio referido. La reparación de aquellas edificaciones que finalmente no hayan sido designadas como de obligatoria demolición total, debe ser adelantada de acuerdo con las exigencias y criterios que a continuación se establecen:

A.10.10.1.1 – Objeto – Una edificación reparada de acuerdo con los requisitos establecidos aquí, debe cumplir el propósito mismo de las normas sismo resistentes como se indica en el artículo 1° de la Ley 400 de 1997 y en A.1.2.2 del presente Reglamento.

A.10.10.1.2 – Alcance de la reparación – De acuerdo con el tipo de daños presentados, con excepción de las edificaciones de los grupos de uso III y IV las cuales deben cumplir con lo establecido en A.10.9.2.1, el alcance de la reparación se podrá enfocar de una de las siguientes maneras:

1. Daños en los elementos no estructurales, sin daño en los elementos estructurales – La reparación se limitará a intervenir los elementos no estructurales afectados, de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.9 del Reglamento.

2. Daños estructurales imputables a interacción adversa con elementos no estructurales – El alcance de la reparación se puede limitar a reparar los elementos estructurales afectados, eliminando la interacción adversa de los elementos no estructurales, siguiendo los requisitos del Capítulo A.9.

3. Otro tipo de daños – El alcance de la reparación estará dictado por la capacidad de cumplir los objetivos estructurales primordiales del diseño sismo resistente de proveer resistencia adecuada ante las solicitaciones impuestas por el sismo sin que la estructura tenga deflexiones horizontales (derivas) excesivas al verse afectada por ellas. Para garantizar el cumplimiento de estos objetivos debe realizarse una evaluación de la estructura en general y de acuerdo con los resultados de esta evaluación determinar los elementos de la edificación que deben intervenirse, los cuales en muchos casos comprenden más de los que simplemente hay que reparar. El alcance de la intervención debe cubrir como mínimo:

(a) Los elementos estructurales que sufrieron daño,

(b) Los elementos estructurales del sistema de resistencia sísmica necesarios para dar la resistencia sísmica mínima requerida,

(c) Los elementos estructurales del sistema de resistencia sísmica necesarios para cumplir los requisitos de deriva, y

(d) Los elementos no estructurales que sufrieron daño.

A.10.10.1.3 – Ocupación de la edificación durante su reparación – La edificación puede ser.ocupada durante la ejecución de la reparación, si los profesionales encargados de su diseño y dirección emiten un concepto positivo al respecto, con base en que no haya peligro para la vida de los ocupantes.

A.10.10.2 – ESTUDIOS E INVESTIGACIONES REQUERIDAS – Para efectos de establecer si la reparación es viable o no, deben realizarse, como mínimo, los estudios e investigaciones que se describen a continuación:

A.10.10.2.1 – Procedimiento de evaluación de los daños y del diseño de la reparación – Debe seguirse el procedimiento indicado en A.10.1.4, y en las etapas 11 y 12 se deben seguir los requisitos de la presente sección A.10.10.

A.10.10.2.2 – Información sobre la estructura y su estado – Deben seguirse los requisitos de A.10.2.

A.10.10.2.3 – Criterios para diseñar la reparación – Los criterios que se deben emplear para identificar la causa de los daños y su reparación, son los establecidos en A.10.4, modificados de acuerdo con lo indicado en A.10.9.2 según la edad de la edificación. Para edificaciones de concreto estructural y mampostería, en la parte metodológica para la evaluación y el diseño de la reparación se permite el empleo de las recomendaciones contenidas en los documentos:

(a) "Evaluation of Earthquake Damaged Concrete and Masonry Wall Buildings – Basic Procedures Manual”, FEMA 306, Federal Emergency Management Agency, Building Seismic Safety Council, Washington, D.C., USA, 1999.

(b) "Evaluation of Earthquake Damaged Concrete and Masonry Wall Buildings – Technical Resources", FEMA 307, Federal Emergency Management Agency, Building Seismic Safety Council, Washington, D.C., USA, 1999.

(c) "Repair of Earthquake Damaged Concrete and Masonry Wall Buildings. FEMA 308, Federal Emergency Management Agency, Building Seismic Safety Council, Washington, D.C., USA, 1999

(d) "Seismic Rehabilitation of Existing Buildings”, ASCE/SEI 41-06, American Society of Civil Engineers, Reston Virginia, USA, 2006.

A.10.10.2.2 – Cálculos memorias y planos de la reparación – Los cálculos, memorias y planos de la reparación deben ajustarse a lo requerido en A.10.1.5.

A.10.10.2.3 – Supervisión técnica – La reparación debe someterse a una supervisión técnica cuando la Ley 400 de 1997 y sus reglamentos la requieran.

Notas:

CAPÍTULO A.11.

INSTRUMENTACIÓN SÍSMICA.

A.11.1 – GENERAL

A.11.1.1 – INSTRUMENTACIÓN – En el presente Capítulo se indica cuándo deben colocarse instrumentos sísmicos en las edificaciones, en dónde deben localizarse y quién corre con los costos de los instrumentos, del espacio que éstos ocupen y del mantenimiento y vigilancia de los mismos.

A.11.1.2 – ACELERÓGRAFOS – En la instrumentación sísmica de edificaciones deben emplearse acelerógrafos digitales de movimiento fuerte.

(a) Objetivos de la instrumentación – Dentro de los objetivos de este tipo de instrumentación se encuentra la recolección de registros que permitan, entre otros: la medición de los períodos de vibración de la edificación al verse sometida a movimientos sísmicos, la determinación del nivel de daño que ocurrió a la edificación debido a la ocurrencia de un sismo que la afecte, la identificación de efectos de sitio causados por la amplificación de las ondas sísmicas debida a los estratos de suelo subyacentes, el grado de atenuación que sufren las ondas sísmicas al viajar desde el lugar donde ocurre la liberación de energía hasta el sitio donde se encuentre localizada la edificación, y en general el mejoramiento sobre el conocimiento que se tiene a nivel nacional de los fenómenos sísmicos y sus efectos sobre las construcciones y los materiales de construcción nacionales. La valiosa información que se recolecta por medio de la instrumentación permitirá realizar ajustes a los requisitos del presente Reglamento en sus ediciones futuras; llevando, a una reducción de la vulnerabilidad sísmica de las edificaciones colombianas, y, muy seguramente, a una reducción de los costos de proveer seguridad sísmica a ellas.

(b) Aprobación del tipo de instrumento – INGEOMINAS es la entidad gubernamental que opera la Red Nacional de Acelerógrafos y es la encargada de aprobar los tipos de instrumentos que se coloquen en las edificaciones que los requieran de acuerdo con los requisitos del presente Capítulo. El INGEOMINAS mantendrá una lista de los tipos de instrumentos posibles de ser utilizados y las especificaciones mínimas de los mismos para ser colocados en edificaciones, tal como requiere el presente Capítulo. La Red Nacional de Acelerógrafos del INGEOMINAS y quien designe la autoridad municipal o distrital donde esté ubicada la edificación, deben recibir, sin costo alguno y por lo menos una vez al año, copia de los registros obtenidos, independientemente de quien sea el propietario del instrumento. Cuando el municipio o distrito donde se encuentra localizada la edificación haya, de acuerdo con A.2.9.3.7(d), desarrollado un plan de instalación, operación y mantenimiento de una red de acelerógrafos de movimientos fuertes, la entidad municipal o distrital que administre esta red podrá, si así lo desea, asumir las funciones que en esta misma sección se asignan al INGEOMINAS, a quien deberá informar sobre esta decisión.

A.11.1.3 – LOCALIZACIÓN – La definición de la localización de los instrumentos sísmicos acelerográficos dentro de las edificaciones es responsabilidad del Ingeniero que realice el diseño estructural del proyecto, atendiendo las recomendaciones dadas en la presente sección y en A.11.1.4. La localización de los instrumentos debe estar comprendida dentro uno de los siguientes tipos:

(a) Instrumentación en la altura – Se dispone un mínimo de tres instrumentos en la altura de la edificación, de tal manera que exista al menos uno en su base, uno aproximadamente a media altura de la edificación y uno en el nivel superior. En este caso el instrumento colocado en la base debe tener tres sensores triaxiales con dos componentes horizontales ortogonales y una componente vertical, y los otros dos instrumentos pueden tener solo dos sensores horizontales ortogonales.

(b) Instrumento único en la edificación – Cuando se coloca un solo instrumento en la edificación, éste debe localizarse en la base de la misma.

(c) Instrumento de campo abierto – Se coloca un instrumento sobre el terreno, alejado de las edificaciones, por lo menos una distancia igual a su altura.

(d) Arreglo de instrumentos – Se dispone un conjunto de instrumentos que cubren las localizaciones anteriores. En este caso los instrumentos deben tener un dispositivo que inicie el registro de aceleraciones en todos ellos simultáneamente.

A.11.1.3.1 – En todas las edificaciones donde se coloquen instrumentos sísmicos, se debe realizar un estudio geotécnico cuyo alcance permita definir las propiedades dinámicas del suelo en el sitio.

A.11.1.3.2 – Las Curadurías o las entidades encargadas de expedir las licencias de construcción de acuerdo con lo requerido en la Ley 388 de 1997 y sus decretos reglamentarios se abstendrán de expedir la correspondiente licencia de construcción, incluyendo las de remodelaciones y reforzamientos futuros, cuando en los casos que se requiera instrumentación sísmica según el presente Reglamento no se hayan dispuesto en el proyecto arquitectónico los espacios a que hace referencia este Capítulo y no se haya consignado en el reglamento de propiedad horizontal de la edificación, cuando se trate de copropiedades, las obligaciones de la copropiedad respecto a la ubicación, suministro, mantenimiento y vigilancia del instrumento. La autoridad competente se abstendrá de expedir el certificado de permiso de ocupación al que se refiere el Artículo 46 del Decreto 564 de 2006 cuando no se haya instalado el instrumento o instrumentos que se requieren de acuerdo con lo dispuesto en el presente Capítulo del Reglamento.

A.11.1.4 – CARACTERÍSTICAS DEL ESPACIO DONDE SE COLOCA EL INSTRUMENTO – El espacio físico donde se coloca el instrumento debe tener al menos un área de dos metros cuadrados con una dimensión mínima en planta de un metro y una altura libre mínima de dos metros, debe estar alejado de las zonas alta circulación, de maquinarias y equipos que induzcan vibraciones. El espacio debe ser cerrado, pero con ventilación adecuada, y ser de un material adecuado para garantizar la seguridad del instrumento. Además se debe colocar dentro de él una toma eléctrica doble, un breaker de 15 amperios y una salida de iluminación eléctrica con interruptor. El piso debe ser de concreto y de un espesor suficiente para permitir el anclaje del instrumento (mínimo 15 cm). El espacio no puede ser utilizado para ningún otro fin diferente al de albergar el instrumento. Cuando se utilice un arreglo de instrumentos, los espacios que alberguen los diferentes instrumentos, deben disponer de una conexión entre ellos por medio de un tubo de PVC de diámetro mínimo de una pulgada (1”) para poder realizar las conexiones eléctricas entre instrumentos.

A.11.1.5 – COSTOS – Los diferentes costos en que se incurre en la instrumentación de una edificación se distribuyen de la siguiente manera:

(a) Costo de los instrumentos – Los instrumentos serán adquiridos por la persona, natural o jurídica, a cuyo nombre se expida la licencia de construcción de la edificación, quien además debe costear su instalación. El INGEOMINAS se reserva el derecho de colocar instrumentos adicionales, a su costo, dentro de los espacios que se destinen para la instrumentación sísmica. La propiedad de los instrumentos será de quienes los adquieran. Independientemente de quien sea el propietario del instrumento, la Red Sismológica Nacional y quien designe la autoridad municipal o distrital donde esté ubicada la edificación, deben recibir copia, sin costo alguno, de los registros obtenidos por medio de los instrumentos.

(b) Costo de los espacios donde se colocan los instrumentos – El costo del espacio o espacios donde se colocan los instrumentos será de cargo de los propietarios de la edificación. El propietario, o propietarios, de la edificación darán libre acceso a estos espacios a los funcionarios del INGEOMINAS, o a quienes ellos deleguen, para efectos de instalación, mantenimiento y retiro de los registros del instrumento. Cuando se trate de una copropiedad, en el reglamento de copropiedad deben incluirse cláusulas al respecto.

(c) Costo del mantenimiento de los instrumentos – El costo de mantenimiento de los instrumentos correrá por cuenta del propietario o propietarios de la edificación. Esta obligación debe quedar incluida en el reglamento de copropiedad. Quien preste el mantenimiento debe ser aprobado por el INGEOMINAS. El mantenimiento debe realizarse con la frecuencia que requiera el fabricante del instrumento; no obstante, ésta debe realizarse con una periodicidad no mayor de un año.

(d) Costo de la vigilancia del instrumento – Los costos de vigilancia de los instrumentos correrán por cuenta de los propietarios de la edificación donde se encuentren localizados, sean éstos de su propiedad o no. Los propietarios son responsables del instrumento para efectos de su seguridad, y deben adquirir y mantener una póliza de seguros, la cual debe cubrir el costo de reposición del instrumento en caso de hurto, substracción u otra eventualidad.

A.11.2 – COLOCACIÓN DE INSTRUMENTOS SÍSMICOS

Dentro de las construcciones que se adelanten en el territorio nacional, cubiertas por el alcance del presente Reglamento, deben colocarse instrumentos sísmicos en los siguientes casos:

A.11.2.1 – ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA ALTA – En las siguientes edificaciones, localizadas en zonas de amenaza sísmica alta deben colocarse instrumentos sísmicos:

(a) En toda edificación con un área construida de más de 20 000 m² y que tenga entre 3 y 10 pisos debe colocarse un instrumento sísmico como mínimo. El espacio para su colocación será colindante con el sistema estructural y debe localizarse en el nivel inferior de la edificación.

(b) En toda edificación con un área construida de más de 20 000 m2 que tenga entre 11 y 20 pisos, deben colocarse al menos 2 instrumentos sísmicos, en espacios colindantes con el sistema estructural, localizados, uno en el nivel inferior y otro cerca a la cubierta. En este caso el instrumento localizado cerca de la cubierta puede tener solo dos sensores horizontales ortogonales.

(c) En toda edificación de 21 o más pisos, independientemente del área construida, deben colocarse 3 instrumentos, en espacios colindantes con el sistema estructural. Uno en el nivel inferior, uno aproximadamente a mitad de la altura y otro en inmediaciones de la cubierta. Los instrumentos deben conformar un arreglo. Alternativamente al arreglo de tres instrumentos, se puede realizar la instalación de tres sensores de aceleración, uno triaxial y dos biaxiales como indica A.11.1.3(a), conectados a un sistema central de captura de datos.

(d) En todo conjunto habitacional que tenga más de 200 unidades de vivienda, que no sean de interés social, se debe colocar un instrumento de campo abierto.

A.11.2.2 – ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA INTERMEDIA – En las siguientes edificaciones, localizadas en zonas de amenaza sísmica intermedia deben colocarse instrumentos sísmicos:

(a) En toda edificación con un área construida de más de 30 000 m2 y que tenga entre 5 y 15 pisos debe colocarse un instrumento como mínimo. El espacio donde se coloque el instrumento será colindante con el sistema estructural y debe localizarse en el nivel inferior de la edificación.

(b) En toda edificación con un área construida de más de 30 000 m2 que tenga entre 16 y 25 pisos, deben colocarse al menos 2 instrumentos sísmicos, en espacios colindantes con el sistema estructural, localizados, uno en el nivel inferior y otro cerca a la cubierta.

(c) En toda edificación de más de 25 pisos, independientemente del área construida, deben colocarse 3 instrumentos sísmicos, en espacios colindantes con el sistema estructural. Uno en el nivel inferior, uno aproximadamente a mitad de la altura y otro en inmediaciones de la cubierta. Los instrumentos deben conformar un arreglo. Alternativamente al arreglo de tres instrumentos, se puede realizar la instalación de tres sensores triaxiales de aceleración, conectados a un sistema central de captura de datos.

(d) Todo conjunto habitacional que tenga más de 300 unidades de vivienda, que no sean de interés social, debe colocarse un instrumento sísmico de campo abierto.

A.11.2.3 – ZONAS DE AMENAZA SÍSMICA BAJA – En las edificaciones localizadas en zonas de amenaza sísmica baja no hay obligación de colocar instrumentos sísmicos.

Notas:

CAPÍTULO A.12.

REQUISITOS ESPECIALES PARA EDIFICACIONES INDISPENSABLES DE LOS GRUPOS DE USO III Y IV.

A.12.0 – NOMENCLATURA

A_d = coeficiente que representa la aceleración pico efectiva, para el umbral de daño, dado en A.12.2.

E_d = fuerzas sísmicas del umbral de daño.

F_v = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos intermedios, debida a los efectos de sitio, adimensional, dado en A.2.4.5.

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s²).

h_pi = altura del piso i, medida desde la superficie del diafragma del piso i hasta la superficie del diafragma del piso inmediatamente inferior, i -1.

I = coeficiente de importancia definido en A.2.5.2

M = masa total de la edificación - M se expresa en kg. Debe ser igual a la masa total de la estructura más la masa de aquellos elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc. En depósitos o bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa correspondiente a los elementos que causan la carga viva del piso. Capítulos A.4 y A.5.

S = coeficiente de sitio dado en A.12.3.

 = coeficiente de sitio para ser empleado en el espectro sísmico del umbral de daño (s = 1.25S).

S_ad = valor del espectro sísmico del umbral de daño, para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal para el umbral de daño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.12.3.

T = período de vibración del sistema elástico, en segundos.

T_Cd = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de aceleración constante del espectro sísmico del umbral de daño, para períodos cortos y la parte descendiente del mismo. Véase A.12.

T_Ld = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de desplazamiento constante del espectro sísmico del umbral de daño, para períodos largos. Véase A.12.3

V_s = cortante sísmico en la base de la estructura, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4.

V_sd = cortante sísmico en la base, para las fuerzas sísmicas del umbral de daño. Véase A.12.4.

A.12.1 – GENERAL

A.12.1.1 – PROPÓSITO – El presente Capítulo contiene los requisitos adicionales, a los contenidos en los capítulos restantes del presente Título, que se deben cumplir en el diseño y construcción sismo resistente de las edificaciones pertenecientes al grupo de uso IV, definido en A.2.5.1.1, y las incluidas en los literales (a), (b), (c) y (d) del grupo de uso III, tal como lo define A.2.5.1.2, esenciales para la recuperación de la comunidad con posterioridad a la ocurrencia de una emergencia, incluyendo un sismo, con el fin de garantizar que puedan operar durante y después de la ocurrencia de un temblor, con el fin de garantizar que puedan operar durante y después de la ocurrencia de un temblor. En relación con las edificaciones incluidas en los literales (e) y (f) del Grupo III, como lo define A.2.5.1.2, queda a decisión del propietario en el primer caso o de la autoridad competente en el segundo definir si se requiere adelantar el diseño de ellas según los requisitos especiales del Capítulo A.12.

A.12.1.2 – ALCANCE – Los requisitos del presente Capítulo deben emplearse en el diseño de las edificaciones indispensables enumeradas en A.2.5.1.1, las incluidas en los literales (a), (b), (c) y (d) del grupo de Uso III, tal como lo define A.2.5.1.2 y de las demás que la comunidad designe como tales.

A.12.1.3 – METODOLOGÍA – La determinación de la operatividad de la edificación con posterioridad a la ocurrencia de un sismo se realiza verificando que la edificación se mantiene dentro del rango elástico de respuesta al verse sometida a unas solicitaciones sísmicas correspondientes al inicio del daño, o umbral de daño.

A.12.1.4 – PROCEDIMIENTO DE VERIFICACIÓN – Además de los pasos que deben cumplirse en el diseño de la edificación presentados en A.1.3.4, deben realizarse los siguientes pasos adicionales, con el fin de verificar que la estructura y los elementos no estructurales se mantienen dentro del rango elástico de respuesta cuando se presenten los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño:

Paso A – Movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño – Determinación de los movimientos sísmicos del umbral de daño para el lugar, de acuerdo con lo establecido en A.12.2.

Paso B – Fuerzas sísmicas correspondientes al umbral de daño – Obtención de las fuerzas sísmicas del umbral de daño bajo las cuales debe verificarse el comportamiento de la estructura de la edificación como de los elementos no estructurales.

Paso C – Análisis de la estructura para las fuerzas sísmicas correspondientes al umbral de daño – El análisis de la estructura por medio de un modelo matemático apropiado. El análisis se lleva a cabo aplicando los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño, tal como se define en A.12.4. Deben determinarse los desplazamientos máximos que imponen los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño a la estructura y las fuerzas internas que se derivan de ellos.

Paso D – Verificación para el umbral de daño – Comprobación de que las deflexiones para el umbral de daño no exceden los límites establecidos por este Reglamento. Si se exceden los límites de las derivas máximas para el umbral de daño, establecidas en A.12.5, la estructura debe ser rigidizada hasta cuando cumpla la comprobación.

A.12.2 – MOVIMIENTOS SÍSMICOS DEL UMBRAL DE DAÑO

A.12.2.1 – Los movimientos sísmicos del umbral de daño, se definen para una probabilidad del ochenta por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años, en función de la aceleración pico efectiva al nivel del umbral de daño, representada por el parámetro A_d. El valor de este coeficiente, para efectos del presente Reglamento, debe determinarse de acuerdo con A.12.2.2 y A.12.2.3.

A.12.2.2 – Se determina el número de la región en donde está localizada la edificación usando el Mapa de la figura A.12.2-1. El valor de A_d se obtiene de la tabla A.12.2-1, en función del número de la región, o para las ciudades capitales de departamento utilizando la tabla A.12.2-2 y para los municipios del país en el Apéndice A-4, incluido al final del presente Título.

A.12.2.3 – Alternativamente cuando el municipio o distrito, realice un estudio de microzonificación sísmica, o disponga de una red acelerográfica local; con base en el estudio de microzonificación o en los registros obtenidos, es posible variar, por medio de una ordenanza municipal, el valor de A_d, con respecto a los valores dados aquí, pero en ningún caso este valor podrá se menor al dado en el presente Reglamento.

Tabla A.12.2-1

Valores de Ad según la región del mapa de la figura A.12.2-1

Nota: Las regiones representan rangos de valores. Debe consultarse el Apéndice A-4 para determinar el valor de A_d en cada municipio.

Tabla A.12.2-2

Valores de A_d para las ciudades capitales de departamento

A.12.3 – ESPECTRO SÍSMICO PARA EL UMBRAL DE DAÑO

A.12.3.1 – Los parámetros para determinar el espectro de aceleraciones horizontales para el umbral de daño en el campo elástico, para un amortiguamiento crítico de dos por ciento (2%), que se debe utilizar en las verificaciones del umbral de daño, se dan en la figura A.12.3-1. El espectro del umbral de daño se define por medio de la ecuación A.12.3-1, en la cual el valor T es el mismo que se utilizó para obtener el espectro sísmico de diseño de la edificación en el Capítulo A.2 y el valor de  es igual a 1.25F_v, siendo F_v el valor del coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos intermedios debida a los efectos de sitio que se obtiene de acuerdo con la sección A.2.4, empleando allí para A_v el valor de A_d según A.12.2. Además deben cumplirse las limitaciones dadas en A.12.3.2 a A.12.3.4.

A.12.3.2 – Para períodos de vibración menores de 0.25 segundos, el espectro sísmico del umbral de daño puede obtenerse de la ecuación A.12.3-2.

A.12.3.3 – Para períodos de vibración mayores de 0.25 segundos y menores de T_Cd, calculado de acuerdo con la ecuación A.12.3-3, el valor de S_ad puede limitarse al obtenido de la ecuación A.12.3-4.

y

A.12.3.4 - Para períodos de vibración mayores de T_Ld, calculado de acuerdo con la ecuación A.12.3-5, el valor de S_ad puede limitarse al obtenido de la ecuación A.12.3-6.

y

Figura A.12.3-1 – Espectro de aceleraciones horizontales elástico del umbral de daño

A.12.3.5 - Cuando la ciudad donde se encuentre localizada la edificación disponga de una reglamentación de microzonificación sísmica, debe utilizarse el espectro de umbral de daño definido allí. En su defecto, deben seguirse las prescripciones contenidas en la presente sección A.12.3.

A.12.4 – METODOLOGÍA DE ANÁLISIS

A.12.4.1 – MÉTODO DE ANÁLISIS A UTILIZAR – En la verificación de la respuesta de la estructura a los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño, como mínimo debe emplearse el método de la fuerza horizontal equivalente dado en el Capítulo A.4, aunque se permite el uso del método del análisis dinámico, prescrito en el Capítulo A.5.

A.12.4.2 – RIGIDEZ DE LA ESTRUCTURA Y SUS ELEMENTOS – Las rigideces que se empleen en el análisis estructural para verificación del umbral de daño deben ser compatibles con las fuerzas y deformaciones que le imponen los movimientos sísmicos correspondientes a la estructura. Al nivel de deformaciones del umbral de daño se considera que la estructura responde en el rango lineal y elástico de comportamiento y que los elementos no estructurales pueden contribuir a la rigidez de la estructura, si no están aislados de ella. Cuando los elementos no estructurales interactúan con la estructura al nivel de deformaciones del umbral de daño, debe tenerse en cuenta esta interacción, tanto en la estructura como en los elementos no estructurales.

A.12.4.3 – USO DEL MÉTODO DE LA FUERZA HORIZONTAL EQUIVALENTE EN LA EVALUACIÓN DEL UMBRAL DE DAÑO – Cuando se utilice el método de la fuerza horizontal equivalente en el análisis de la estructura para los movimientos sísmicos del umbral de daño deben tener en cuenta los siguientes aspectos:

A.12.4.3.1 – Período fundamental de la edificación – Puede utilizarse el período de vibración fundamental determinado de acuerdo con los requisitos de A.4.2.

A.12.4.3.2 – Fuerzas sísmicas horizontales del umbral de daño – Las fuerzas sísmicas correspondientes a los movimientos sísmicos del umbral de daño corresponden a la distribución en la altura de la edificación del cortante sísmico en la base, V_sd. Este cortante sísmico en la base es equivalente a la totalidad de los efectos inerciales horizontales producidos por los movimientos sísmicos del umbral de daño, en la dirección en estudio, y se obtiene por medio de la siguiente ecuación:

El valor de S_ad en la ecuación anterior corresponde al valor de la aceleración leída del espectro sísmico definido en A.12.3 para el período T de la edificación. La fuerza sísmica horizontal del umbral de daño en cualquier nivel puede obtenerse de las ecuaciones A.4.3-1 y A.4.3-2, utilizando V_sd en vez de V_s.

A.12.4.3.3 – Análisis de la estructura para las fuerzas sísmicas horizontales del umbral de daño – Por medio de un análisis estructural realizado empleando las fuerzas sísmicas correspondientes al umbral de daño obtenidas como se indica en A.12.4.3.2, se obtienen las fuerzas internas del umbral de daño, E_d. Deben utilizarse los requisitos de A.4.4.1 con la excepción del literal (f). En las estructuras de concreto reforzado y mampostería estructural, el grado de fisuración debe ser compatible con las fuerzas sísmicas del umbral de daño, tomando en cuenta que la estructura actúa dentro del rango lineal de respuesta. Como resultados del análisis se deben obtener los desplazamientos horizontales de la estructura, incluyendo los efectos torsionales, los cuales se emplean para evaluar el cumplimiento de los requisitos de deriva para el umbral de daño. Si los elementos no estructurales fueron incluidos en el análisis deben determinarse sus deformaciones y esfuerzos.

A.12.4.4 – USO DEL MÉTODO DE ANÁLISIS DINÁMICO EN LA EVALUACIÓN DEL UMBRAL DE DAÑO – Cuando se utilice el método del análisis dinámico deben emplearse los requisitos del Capítulo A.5, empleando los movimientos sísmicos correspondientes al umbral de daño en vez de los movimientos sísmicos de diseño. El ajuste de los resultados indicado en A.5.4.5 debe hacerse con respecto al valor de V_sd, obtenido por medio de la ecuación A.12.4-1, en vez de V_s.

A.12.5 – REQUISITOS DE LA DERIVA PARA EL UMBRAL DE DAÑO

A.12.5.1 – DESPLAZAMIENTOS TOTALES HORIZONTALES PARA EL UMBRAL DE DAÑO – Los desplazamientos horizontales, en las dos direcciones principales en planta, que tienen todos los grados de libertad de la estructura al verse afectada por los movimientos sísmicos para el umbral de daño, definidos en A.12.2, se determinan por medio del análisis estructural realizado utilizando el método de análisis definido en A.12.4 y con las rigideces indicadas en A.12.4.2. Los desplazamientos horizontales para el umbral de daño, en cualquiera de las direcciones principales en planta y para cualquier grado de libertad de la estructura, se obtienen por medio de la ecuación A.6.2-1, con la excepción de que no hay necesidad de incluir los desplazamientos causados por los efectos P-Delta.

A.12.5.2 – DERIVA MÁXIMA PARA EL UMBRAL DE DAÑO – La deriva máxima, para el umbral de daño, en cualquier punto del piso bajo estudio se obtiene por medio de la ecuación A.6.3-1.

A.12.5.3 – LÍMITES DE LA DERIVA PARA EL UMBRAL DE DAÑO – La deriva máxima, para el umbral de daño, evaluada en cualquier punto de la estructura, determinada de acuerdo con el procedimiento de A.12.5.2, no puede exceder los límites establecidos en la tabla A.12.5-1, en la cual la deriva máxima se expresa como un porcentaje de la altura de piso h_pi:

Tabla A.12.5-1
Derivas máximas para el umbral de daño como porcentaje de h_pi

A.12.5.3.1 – Se permite emplear el límite de deriva máxima permisible de 0.0040h_pi en edificaciones construidas con mampostería estructural cuando éstas estén compuestas por muros cuyo modo prevaleciente de falla sea la flexión ante fuerzas paralelas al plano del muro, diseñados esencialmente como elementos verticales esbeltos que actúan como voladizos apoyados en su base o cimentación y que se construyen de tal manera que la transferencia de momento entre muros a través de los elementos horizontales de acople en los diafragmas de entrepiso, ya sean losas, vigas de enlace, antepechos o dinteles, sea despreciable.

A.12.5.3.2 – Cuando se trate de muros de mampostería poco esbeltos o cuyo modo prevaleciente de falla sea causado por esfuerzos cortantes, debe emplearse el límite de deriva máxima permisible de 0.0020h_pi.

A.12.6 – VERIFICACIÓN DE ESFUERZOS

A.12.6.1 – ELEMENTOS ESTRUCTURALES – No hay necesidad de verificar los elementos estructurales para los esfuerzos generados por el sismo del umbral de daño.

A.12.6.2 – MUROS NO ESTRUCTURALES – No hay necesidad de verificar los elementos no estructurales para los esfuerzos generados por el sismo del umbral de daño.

Notas:

CAPÍTULO A.13.

DEFINICIONES Y NOMENCLATURA DEL TÍTULO A.

A.13.1 – DEFINICIONES

Las definiciones siguientes corresponden al Título A de este Reglamento:

Acabados – Partes y componentes de una edificación que no hacen parte de la estructura o de su cimentación. Véase elementos no estructurales

Aceleración pico efectiva, A_a – Es un parámetro utilizado para determinar el espectro de diseño y se da en A.2.2.

Acelerograma – Descripción en el tiempo de las aceleraciones a que estuvo sometido el terreno durante la ocurrencia de un sismo real.

Acelerógrafo – Instrumento que permite registrar las aceleraciones a que se ve sometido el terreno durante la ocurrencia de un sismo. Este registro queda consignado en un acelerograma.

Altura de la edificación en la colindancia – Es la suma de las alturas de piso en la colindancia.

Altura del piso – Es la distancia vertical medida entre el terminado de la losa de piso o de nivel de terreno y el terminado de la losa del nivel inmediatamente superior. En el caso que el nivel inmediatamente superior corresponda a la cubierta de la edificación esta medida se llevará hasta el nivel de enrace de la cubierta cuando esta sea inclinada o hasta al nivel de la impermeabilización o elemento de protección contra la intemperie cuando la cubierta sea plana. En los casos en los cuales la altura de piso medida como se indica anteriormente exceda 6 m, se considerará para efectos de calcular el número de pisos como dos pisos. Se permite que para el primer piso aéreo la altura del piso se mida desde la corona del muro de contención de la edificación nueva contra el paramento que está en la colindancia, cuando éste exista.

Amenaza sísmica – Es el valor esperado de futuras acciones sísmicas en el sitio de interés y se cuantifica en términos de una aceleración horizontal del terreno esperada, que tiene una probabilidad de excedencia dada en un lapso de tiempo predeterminado.

Amortiguamiento – Pérdida de energía en un movimiento ondulatorio.

Amplificación de la onda sísmica – Aumento en la amplitud de las ondas sísmicas, producido por su paso desde la roca hasta la superficie del terreno a través de los estratos de suelo.

Análisis dinámico – Procedimiento matemático por medio del cual se resuelven las ecuaciones de equilibrio dinámico, con el fin de obtener las deformaciones y esfuerzos de la estructura al ser sometida a una excitación que varía en el tiempo.

Análisis dinámico elástico – Tipo de análisis dinámico en el cual las propiedades de rigidez y resistencia de la estructura permanecen dentro del rango de respuesta lineal.

Análisis dinámico inelástico – Tipo de análisis dinámico en el cual se tiene en cuenta que las propiedades de rigidez y resistencia de la estructura pueden salirse del rango de respuesta lineal y entrar en el rango de respuesta inelástica.

Análisis espectral – Tipo de análisis dinámico modal en el cual la respuesta dinámica máxima de cada modo se obtiene utilizando la ordenada del espectro, correspondiente al período de vibración del modo.

Análisis modal – Procedimiento de análisis dinámico por medio del cual la respuesta dinámica de la estructura se obtiene como la superposición de las respuestas de los diferentes modos, o formas de vibración.

Apéndice – Es un elemento no estructural que sobresale del volumen general de la edificación.

Armadura – Véase cercha.

Base – Es el nivel en el que los movimientos sísmicos son transmitidos a la estructura o el nivel en el que la estructura, considerada como un oscilador, está apoyada.

Capacidad de disipación de energía – Es la capacidad que tiene un sistema estructural, un elemento estructural, o una sección de un elemento estructural, de trabajar dentro del rango inelástico de respuesta sin perder su resistencia. Se cuantifica por medio de la energía de deformación que el sistema, elemento o sección es capaz de disipar en ciclos histeréticos consecutivos. Cuando hace referencia al sistema de resistencia sísmica de la edificación como un todo, se define por medio del coeficiente de capacidad de disipación de energía básico R₀, el cual después se afecta debido a irregularidades de la estructura y a ausencia de redundancia en el sistema de resistencia sísmica, para obtener el coeficiente de disipación de energía . El grado de capacidad de disipación de energía se clasifica como especial (DES), moderado (DMO) y mínimo (DMI).

Capacidad de rotación de la sección – Es la capacidad que tiene una sección de un elemento estructural de admitir rotaciones en el rango inelástico sin perder su capacidad de resistir momentos flectores y fuerzas cortantes. Se mide en términos de su capacidad de disipación de energía a la rotación.

Carga muerta – Es la carga vertical debida a los efectos gravitacionales de la masa, o peso, de todos los elementos permanentes ya sean estructurales o no estructurales. Debe consultarse el Título B de este Reglamento.

Carga gravitacional o peso, (M.g) – Es el efecto vertical de la aceleración debida a la gravedad sobre la masa, M, de la edificación. M debe ser igual a la masa de la estructura más la masa de los elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc. En depósitos y bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa que produce la carga viva.

Carga viva – Es la carga debida al uso de la estructura, sin incluir la carga muerta, fuerza de viento o sismo. Debe consultarse el Título B de este Reglamento.

Casa – Edificación unifamiliar destinada a vivienda. Esta definición se incluye únicamente para efectos de la aplicación del Título E del Reglamento.

Centro de masa del piso – Es el lugar geométrico donde estaría localizada, en planta, toda la masa del piso al suponer el diafragma del piso como un cuerpo infinitamente rígido en su propio plano.

Centro de rigidez del piso – Es el lugar geométrico, localizado en planta y determinado bajo el supuesto de que el diafragma del piso es infinitamente rígido en su propio plano, donde al aplicar una fuerza horizontal, en cualquier dirección, no se presenta rotación del diafragma alrededor de un eje vertical.

Cercha – Es un conjunto de elementos estructurales unidos entre si, los cuales resisten primordialmente fuerzas axiales.

Cerramiento – Muro localizado en el paramento del lote de terreno y que se encuentra separado de la edificación en la dirección perpendicular al paramento del lote de terreno, que no hace parte del sistema estructural de soporte de la edificación, y cuya altura no excede 4 metros.

Coeficiente de amortiguamiento crítico – Es, para un sistema elástico, de un grado de libertad con amortiguamiento viscoso, el cociente entre la cantidad de amortiguamiento del sistema y el amortiguamiento mínimo que inhibe toda oscilación.

Coeficiente de capacidad de disipación de energía básico, R₀ – Coeficiente que se prescribe para cada sistema estructural de resistencia sísmica, cuyo valor depende del tipo de sistema estructural y de las características de capacidad de disipación de energía propias del material estructural que se utiliza en el sistema. Es una medida de la capacidad de disipación de energía general del sistema de resistencia sísmica cuando los movimientos sísmicos hacen que responda inelásticamente.

Coeficiente de capacidad de disipación de energía, R – Coeficiente que corresponde al coeficiente de capacidad de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación debido a irregularidades en alzado, , irregularidad en planta, , y a ausencia de redundancia del sistema estructural de resistencia sísmica, .

Coincidencia de las losas de entrepiso en la colindancia – Se considera que las losas de entrepiso de dos estructuras colindantes coinciden o están en contacto cuando al menos la mitad de la altura de la losa de entrepiso de la edificación cuya licencia de construcción se solicita, coincida en nivel con la losa de entrepiso de la edificación colindante existente.

Construcción sismo resistente – Es el tipo de construcción que cumple el objetivo expresado en A.1.2.2, a través de un diseño y una construcción que cumplan los requisitos de la Ley 400 de 1997 y del presente Reglamento.

Constructor – Es el profesional, ingeniero civil, arquitecto o constructor en arquitectura e ingeniería, bajo cuya responsabilidad se adelante la construcción de la edificación.

Cortante de piso, V_x – Es la suma algebraica de las fuerzas sísmicas horizontales que actúan por encima del piso en consideración.

Cortante en la base, V_s – Es la suma algebraica, tomada en la base, de todas las fuerzas sísmicas horizontales del edificio.

Cuerda – Es el elemento de borde de un diafragma, el cual resiste principalmente esfuerzos axiales, en una forma análoga a las aletas de una viga.

Deriva de piso – Es la diferencia entre los desplazamientos horizontales de los niveles entre los cuales está comprendido el piso.

Desempeño de los elementos no estructurales – Se denomina desempeño el comportamiento de los elementos no estructurales de la edificación ante la ocurrencia de un sismo que la afecte. El desempeño se clasifica en grado superior, bueno y bajo.

(a) Grado de desempeño superior – Es aquel en el cual el daño que se presenta en los elementos no estructurales es mínimo y no interfiere con la operación de la edificación en ningún aspecto.

(b) Grado de desempeño bueno – Es aquel en el cual el daño que se presenta en los elementos no estructurales es totalmente reparable y puede haber alguna interferencia con la operación de la edificación con posterioridad a la ocurrencia del sismo.

(c) Grado de desempeño bajo – Es aquel en el cual se presentan daños graves en los elementos no estructurales, inclusive no reparables.

DES – Capacidad especial de disipación de energía.

Diafragma – Conjunto de elementos estructurales, tal como una losa de entrepiso, que transmite las fuerzas inerciales horizontales a los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica. El término diafragma incluye conjuntos arriostrados horizontales. Véase sistema de arriostramiento horizontal.

Diagonal – Es un elemento estructural que hace parte de un pórtico con diagonales. La diagonal puede ser concéntrica, en pórticos con diagonales de concreto reforzado o de acero estructural, o excéntrica en pórticos de acero estructural.

Diagonal concéntrica – Es una diagonal cuyos dos extremos llegan a conexiones entre viga y columna.

Diagonal excéntrica – Es una diagonal en la cual uno de sus extremos llega a la viga en un punto alejado de la conexión entre viga y columna. Solo se utiliza en pórticos de acero estructural con diagonales.

Diseñador arquitectónico – Es el arquitecto bajo cuya responsabilidad se realizan el diseño y los planos arquitectónicos de la edificación, y quien los firma o rotula.

Diseñador de los elementos no estructurales – Es el profesional facultado para este fin, bajo cuya responsabilidad se realizan el diseño y los planos de los elementos no estructurales de la edificación, y quien los firma o rotula.

Diseñador estructural – Es el ingeniero civil, facultado para ese fin, bajo cuya responsabilidad se realiza el diseño y los planos estructurales de la edificación, y quien los firma o rotula.

DMO – Capacidad moderada de disipación de energía.

DMI – Capacidad mínima de disipación de energía.

Ductilidad – Capacidad que tiene un material estructural de resistir, sin fallar, deformaciones que lleven al material estructural más allá del límite elástico, o límite donde las deformaciones son linealmente proporcionales al esfuerzo o fuerza aplicada. (Véase capacidad de disipación de energía, pues muchas veces estos términos son confundidos.) Dependiendo del parámetro que describe las deformaciones, la ductilidad puede hacer referencia, entre otras, a:

(a) Ductilidad de curvatura – cuando la ductilidad se mide con respecto a la curvatura de la sección del elemento estructural. La curvatura se define como el cociente entre el momento flector aplicado y la rigidez de la sección,

(b) Ductilidad de rotación – cuando la ductilidad se mide con respecto a la rotación que tiene un sector longitudinal del elemento estructural. La rotación se define como la pendiente de la línea elástica del elemento medida con respecto a la posición original del eje longitudinal del elemento,

(c) Ductilidad de desplazamiento – cuando la ductilidad se mide con respecto al desplazamiento o deflexión que tiene el elemento estructural. El desplazamiento se mide con respecto a la posición original del eje longitudinal del elemento, y

(d) Ductilidad de deformación – cuando la ductilidad se mide con respecto a la deformación unitaria de una fibra paralela al eje neutro de la sección.

Edificación – Es una construcción cuyo uso primordial es la habitación u ocupación por seres humanos.

Edificación de atención a la comunidad – Son los equipamentos urbanos necesarios para atender emergencias, preservar la salud y la seguridad de las personas, tales como estaciones de bomberos, cuarteles de policía y fuerzas militares, instalaciones de salud, sedes de organismos operativos de emergencias, entre otros.

Edificaciones indispensables – Son aquellos equipamentos urbanos de atención a la comunidad que deben funcionar durante y después de un sismo, cuya operación no puede ser trasladada rápidamente a un lugar alterno, tales como hospitales y centrales de operación y control de líneas vitales.

Efectos gravitacionales – Véase peso.

Elemento o miembro estructural – Componente del sistema estructural de la edificación. En las estructuras metálicas los dos términos no son sinónimos pues un miembro está compuesto por elementos. Por ejemplo en una viga con sección en I, la viga en sí es el miembro estructural, y su alma y alas son elementos del miembro.

Elemento colector – Es un elemento que sirve para transmitir las fuerzas inerciales generadas dentro del diafragma, hasta los elementos del sistema de resistencia sísmica.

Elemento de borde – Es un elemento que se coloca en los bordes de las aberturas, en el perímetro de los muros de cortante o en el perímetro de los diafragmas.

Elementos flexibles (o sistemas flexibles) – Son aquellos cuya deformación, al ser solicitados por una fuerza horizontal, es significativamente mayor que la de los elementos adyacentes del sistema.

Elementos no estructurales – Elementos o componentes de la edificación que no hacen parte de la estructura o su cimentación. Véase acabados.

Efectos ortogonales – Son los que se producen en los elementos estructurales que pertenecen, simultáneamente, a sistemas resistentes situados en dos ejes ortogonales, cuando las fuerzas sísmicas actúan en una dirección distinta a la de estos dos ejes.

Efectos P-Delta – Son los efectos de segundo orden en los desplazamientos horizontales y fuerzas internas de la estructura, causados por la acción de las cargas verticales de la edificación al verse desplazadas horizontalmente.

Espectro – Es la colección de valores máximos, ya sea de aceleración, velocidad o desplazamiento, que tienen los sistemas de un grado de libertad durante un sismo.

Espectro de diseño – Es el espectro correspondiente a los movimientos sísmicos de diseño.

Espectro del umbral de daño – Es el espectro correspondiente a los movimientos sísmicos al nivel del umbral de daño.

Estructura – Es un ensamblaje de elementos, diseñado para soportar las cargas gravitacionales y resistir las fuerzas horizontales. Las estructuras pueden ser catalogadas como estructuras de edificaciones o estructuras diferentes a las de las edificaciones.

Falla geológica – Ruptura, o zona de ruptura, en la roca de la corteza terrestre cuyos lados han tenido movimientos paralelos al plano de ruptura.

Falla geológica activa – Falla geológica que se considera que es capaz de producir movimientos sísmicos. Para efectos del presente Reglamento una falla activa es aquella que haya tenido actividad sismogénica recurrente durante el Cuaternario (véase A.2.9.3.1).

Fuerzas mayoradas – Son las fuerzas que han sido multiplicadas por sus respectivos coeficientes de carga, tal como los define B.2.1 de este Reglamento.

Fuerzas sísmicas – Son los efectos inerciales causados por la aceleración del sismo, expresados como fuerzas para ser utilizadas en el análisis y diseño de la estructura.

Grupo de uso – Clasificación de las edificaciones según su importancia para la atención y recuperación de las personas que habitan en una región que puede ser afectada por un sismo, o cualquier tipo de desastre.

Histéresis – Fenómeno por medio del cual dos, o más, propiedades físicas se relacionan de una manera que depende de la historia de su comportamiento previo. En general hace referencia al comportamiento de los materiales estructurales cuando se ven sometidos a deformaciones o esfuerzos que están fuera del rango lineal, o elástico, de comportamiento. Una gran parte de la energía que es capaz de disipar el material estructural en el rango inelástico de respuesta se asocia con el área comprendida dentro de los ciclos de histéresis.

Índice de deriva – Es la deriva del piso dividida por la altura del mismo.

Ingeniero geotecnista – Es el ingeniero civil, quien firma el estudio geotécnico, bajo cuya responsabilidad se realizan los estudios geotécnicos o de suelos, por medio de los cuales se fijan los parámetros de diseño de la cimentación, los efectos de amplificación de la onda sísmica causados por el tipo y estratificación del suelo subyacente a la edificación, y la definición de los parámetros del suelo que se deben utilizar en la evaluación de los efectos de interacción suelo-estructura.

Instalaciones indispensables – Véase edificaciones indispensables.

Interacción suelo-estructura – Es el efecto que tienen en la respuesta estática y dinámica de la estructura las propiedades de rigidez del suelo que da apoyo a la edificación, en conjunto con las propiedades de rigidez de la cimentación y de la estructura.

Interventor – Es el profesional, ingeniero civil, arquitecto o constructor en arquitectura e ingeniería, que representa al propietario durante la construcción de la edificación y bajo cuya responsabilidad se verifica que ésta se adelante de acuerdo con todas las reglamentaciones correspondientes y siguiendo los planos, diseños y especificaciones realizados por los diseñadores. Véase supervisión técnica. La Interventoría incluye igualmente actividades de cuantificación de obra y puede extenderse a tareas administrativas.

Licencia de construcción – Acto por medio del cual se autoriza, a solicitud del interesado, la realización de obras en un predio con construcciones, cualquiera que ellas sean, acordes con el plan de ordenamiento territorial y las normas urbanísticas del distrito o municipio.

Licuación – Respuesta de los suelos sometidos a vibraciones, en la cual éstos se comportan como un fluido denso y no como una masa de suelo húmeda.

Líneas vitales – Infraestructura básica de redes, tuberías o elementos conectados o continuos, que permite la movilización de energía eléctrica, aguas, combustibles, información y el transporte de personas o productos, esencial para realizar con eficiencia y calidad las actividades de la sociedad.

Mampostería estructural – Véanse las Definiciones en el Título D de éste Reglamento.

Masa – Cantidad de materia que posee un cuerpo. En el Sistema Internacional de Medidas (SI) se expresa en kilogramos, kg.

Método de la fuerza horizontal equivalente – Es el método de análisis sísmico en el cual los efectos de los movimientos sísmicos de diseño se expresan por medio de unas fuerzas horizontales estáticas equivalentes.

Método del análisis dinámico elástico – Es el método de análisis sísmico en el cual los efectos de los movimientos sísmicos de diseño se determinan por medio de la solución de las ecuaciones de equilibrio dinámico, considerando que las propiedades de rigidez de la estructura permanecen dentro del rango de respuesta lineal o elástica.

Método del análisis dinámico inelástico – Es el método de análisis sísmico en el cual los efectos de los movimientos sísmicos de diseño se determinan por medio de la solución de las ecuaciones de equilibrio dinámico, considerando que las propiedades de rigidez de la estructura se salen del rango de respuesta lineal o elástica.

Microzonificación sísmica – División de una región o de un área urbana, en zonas más pequeñas que presentan un cierto grado de similitud en la forma como se ven afectados los movimientos sísmicos, dadas las características de los estratos de suelo subyacente.

Modos de vibración – Son las diferentes formas de vibración propias de la estructura. A cada modo de vibración corresponde una frecuencia de vibración propia. La respuesta dinámica de la estructura, en el rango elástico, se puede expresar como la superposición de los efectos de los diferentes modos. Una estructura tiene tantos modos de vibración, como grados de libertad tenga.

Modo fundamental – Es el modo de vibración correspondiente al período fundamental de la estructura en la dirección horizontal de interés.

Movimientos sísmicos de diseño – Es una caracterización de los movimientos del terreno, en el sitio donde se encuentra localizada la edificación, que se producirían como consecuencia de la ocurrencia del sismo de diseño.

Movimientos sísmicos para el umbral de daño – Es una caracterización de los movimientos del terreno, en el sitio donde se encuentra localizada la edificación, que se producirían como consecuencia de la ocurrencia del sismo correspondiente al umbral de daño.

Movimiento telúrico – Movimiento de la corteza terrestre. Véase sismo.

Muro de carga – Es un muro estructural, continuo hasta la cimentación, que soporta principalmente cargas verticales.

Muro de cortante – Véase muro estructural.

Muro divisorio o partición – Es un muro que no cumple una función estructural y que se utiliza para dividir espacios.

Muro estructural – Es un muro, de carga o no, que se diseña para resistir fuerzas horizontales, de sismo o de viento, paralelas al plano del muro.

Muro no estructural – Véase muro divisorio.

Nivel (medido desde la base) de un piso en la colindancia – Es la suma de las alturas de piso en la colindancia medidas desde la base hasta la parte superior del piso bajo estudio.

Número de pisos aéreos de la edificación – Para efectos de la aplicación de la reglamentación de separación entre edificaciones de A.6.5.2, el máximo número de pisos aéreos de una edificación corresponde al número de losas de entrepiso aéreas, contando dentro de ellas la cubierta como una losa de entrepiso, y sin contar los sótanos. Una losa de entrepiso aérea es aquella que no esta en contacto con el terreno en ningún punto. Cuando un piso tenga más de 6 m de altura, se contará como dos pisos para efectos de calcular el número de pisos aéreos de la edificación.

Número de pisos aéreos en la colindancia – Corresponde al número de pisos aéreos de la edificación, que se extienden hasta el paramento del lote de terreno en la zona de colindancia bajo estudio. Cuando un piso en la colindancia tenga más de 6 m de altura, se contará como dos pisos para efectos de calcular el número de pisos aéreos de la edificación en la colindancia.

Perfil de suelo – Son los diferentes estratos de suelo existentes debajo del sitio de la edificación.

Período de vibración, T – Es el tiempo que transcurre dentro de un movimiento armónico ondulatorio, o vibratorio, para que éste se repita.

Período de vibración fundamental – Es el mayor período de vibración de la estructura en la dirección horizontal de interés.

Peso – Efecto gravitacional sobre la masa. Se obtiene de multiplicar la masa en kg, por la aceleración debida a la gravedad, g (g = 9.8 mis²). Se expresa en newtons, N (1 N = 1 kg 1 mis²).

Piso – Es el espacio comprendido entre dos niveles de una edificación. Piso x es el que está debajo del nivel x.

Piso flexible – Es aquel en el cual la rigidez ante fuerzas horizontales, del sistema de resistencia sísmica, es menor que el 70% de la rigidez ante fuerzas horizontales, del sistema de resistencia sísmica, del piso inmediatamente superior.

Piso débil – Es aquel en el cual la resistencia ante fuerzas horizontales, del sistema de resistencia sísmica, del piso es menor que el 70% de la resistencia ante fuerzas horizontales, del sistema de resistencia sísmica, del piso inmediatamente superior.

Plastificación progresiva, método de – Método de análisis no lineal estático conocido en inglés con el nombre de “push-over” (Véase Apéndice A-3).

Pórtico – Es un conjunto de vigas, columnas y, en algunos casos, diagonales, todos ellos interconectados entre si por medio de conexiones o nudos que pueden ser, o no, capaces de transmitir momentos flectores de un elemento a otro. Dependiendo de sus características tiene las siguientes denominaciones:

Pórtico arriostrado – Véase la definición de pórtico con diagonales.

Pórtico-cercha de acero resistente a momentos – Pórtico en el que las vigas son cerchas cuyo tramo central, denominado segmento especial, se diseña para que actúe como elemento disipador de energía, de modo que todos los elementos diferentes al segmento especial permanezcan en el rango elástico.

Pórtico con diagonales – Pórtico compuesto por vigas, columnas y diagonales excéntricas, o concéntricas, que se utiliza primordialmente para resistir fuerzas horizontales. Sus elementos trabajan principalmente deformándose axialmente, como en una cercha. Sus nudos pueden, o no, ser capaces de transmitir momentos flectores, dependiendo del material estructural que se emplee.

Pórtico con diagonales concéntricas – Es un pórtico con diagonales en el cual éstas llegan a los nudos conformados por las conexiones entre vigas y columnas.

Pórtico con diagonales excéntricas – Es un pórtico, de acero estructural, con diagonales que cumple los requisitos presentados en el Capítulo F.3.

Pórtico de acero con diagonales restringidas a pandeo – Es un pórtico con diagonales cuyo pandeo se restringe mediante el empleo de camisas rellenas de concreto.

Pórtico espacial – Es un sistema estructural tridimensional, que no tiene muros de carga, compuesto por elementos interconectados de tal manera que el conjunto actúe como una unidad, con o sin la ayuda de diafragmas horizontales o sistemas de arriostramiento horizontal. (Véase pórtico plano).

Pórtico losa-columna – Es un sistema estructural tridimensional aporticado en el cual las losas cumplen la función de las vigas. Este sistema tiene numerosas restricciones impuestas por el Reglamento en su uso. Véase reticular cedulado.

Pórtico no arriostrado – Es un pórtico resistente a momentos que soporta las fuerzas horizontales por medio de momentos flectores en sus elementos, y que no tiene diagonales ni muros estructurales.

Pórtico no resistente a momentos – Es un pórtico cuyas conexiones no son resistentes a momentos y que por lo tanto es inestable ante una solicitación de fuerzas horizontales, a menos que la responsabilidad de la resistencia ante estas fuerzas sea atendida por diagonales dentro del mismo pórtico o por conjuntos de elemento estructurales, tales como muros estructurales o pórticos con diagonales.

Pórtico para carga verticales – Es un pórtico espacial diseñado para resistir únicamente cargas verticales.

Pórtico plano – Es un pórtico en el cual todos sus elementos están contenidos dentro de un plano vertical. Este tipo de pórticos no puede utilizarse a menos que existan elementos estructurales que restrinjan los desplazamientos en la dirección perpendicular al plano del pórtico, tales como otros pórticos o muros estructurales y que exista un diafragma que amarre horizontalmente el conjunto. (Véase A.3.1.5) Los enlaces entre pórticos planos a través de la viguetería del sistema de entrepiso no se consideran adecuados para efectos de restringir los desplazamientos en la dirección perpendicular al plano de pórtico, caso en el cual deben disponerse vigas paralelas a la viguetería que enlacen las columnas y conformen un pórtico espacial.

Pórtico resistente a momentos – Es un pórtico espacial en el cual sus miembros y nudos son capaces de resistir las fuerzas, principalmente, por flexión.

Pórtico resistente a momentos, sin capacidad de disipación de energía – Es un pórtico de concreto reforzado que no cumple con los requisitos especiales de detallado del refuerzo para lograr un comportamiento dúctil, o que no está dispuesto espacialmente y no tiene resistencia ante fuerzas horizontales en la dirección perpendicular a su propio plano.

Pórtico resistente a momentos con capacidad especial de disipación de energía (DES) – Es un pórtico espacial diseñado de acuerdo con las disposiciones correspondientes del Capítulo C.21 cuando es de concreto reforzado o del Capítulo F.3 cuando es de acero estructural.

Pórtico resistente a momentos con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) – Es un pórtico espacial diseñado de acuerdo con las disposiciones correspondientes del Capítulo C.21 cuando es de concreto reforzado o de los Capítulos F.1 y F.2 cuando es de acero estructural.

Pórtico resistente a momentos con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) – Es un pórtico espacial, diseñado de acuerdo con las disposiciones correspondientes del Capítulo C.21 cuando es de concreto reforzado, o del Capítulo F.3 cuando es de acero estructural.

Probabilidad – Es el cociente del número de casos que realmente ocurren, dividido por el número total de casos posibles.

Propietario – Para efectos de este Reglamento, es la persona, natural o jurídica, titular de derechos reales principales, poseedor, propietario del derecho de dominio a título de fiducia y los fideicomitentes de las mismas fiducias, a nombre de la cual se expide la licencia de construcción.

Resistencia – Es la capacidad útil de una estructura, o de sus miembros, para resistir cargas, dentro de los límites de deformación establecidos en este Reglamento.

Reticular celulado – Es un tipo de pórtico losa-columna, en el cual la losa trabaja en dos direcciones y es aligerada en las zonas lejanas de las columnas y maciza, o con capiteles, en las zonas aledañas a las columnas. Este sistema tiene numerosas restricciones impuestas por el Reglamento en su uso.

Revisor de los diseños – Es el ingeniero civil, diferente del diseñador e independiente laboralmente de él, que tiene la responsabilidad de revisar los diseños estructurales y estudios geotécnicos, o el arquitecto, ingeniero civil o mecánico, que revisa los diseños de elementos no estructurales; dentro del trámite de expedición de una licencia de construcción, para constatar que la edificación propuesta cumple con los requisitos exigidos por la Ley 400 de 1997 y el presente Reglamento.

Riesgo sísmico – Corresponde a la determinación de las consecuencias económicas y sociales, expresada en términos monetarios, o de víctimas, respectivamente, para el sitio de interés en función de su probabilidad de excedencia para un tiempo de exposición dado.

Rigidez de piso – Para un piso x, es el cociente entre el cortante de piso, V_x, y la deriva que éste cortante produce en el piso.

Riostra – Véase diagonal.

Riostra del diafragma (riostra transmisora, amarre, elemento colector) – Es el elemento de un diafragma, paralelo a la fuerza aplicada, que recoge y transmite el cortante del diafragma a los elementos resistentes verticales o el que distribuye las fuerzas dentro del diafragma. Estos miembros pueden estar sometidos a efectos axiales de tensión o de compresión. Véase sistemas de arriostramiento horizontal.

Sello seco registrado – Marca realzada que queda colocada sobre un plano de construcción y que reemplaza la firma del diseñador responsable de los diseños expresados en él. La marca que produce debe contener el nombre del profesional, su profesión (ingeniero civil, arquitecto, etc.) y el número de la matricula profesional.

Separación sísmica en la colindancia – Es la distancia horizontal en dirección perpendicular al plano vertical levantado sobre el lindero entre los dos lotes de terreno, medida desde la losa de entrepiso de la edificación hasta este plano.

Sismo, temblor o terremoto – Vibraciones de la corteza terrestre inducidas por el paso de ondas sísmicas provenientes de un lugar o zona donde han ocurrido movimientos súbitos de la corteza terrestre.

Sismo característico – Es un sismo definido para una falla activa que tiene una magnitud igual al mejor estimativo que pueda hacerse sobre la máxima magnitud que pueda ocurrir en la falla, pero no menor que la mayor magnitud que haya ocurrido históricamente en la falla.

Sismo de diseño – Es la caracterización de los movimientos sísmicos mínimos que deben utilizarse en la realización del diseño sismo resistente. Para efectos del presente Reglamento, es un sismo cuyos efectos en el lugar de interés tienen una probabilidad de sólo diez por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años, lo cual conduce a un período promedio de retorno de 475 años. El diseño sismo resistente tiene dentro de sus objetivos la protección de la vida ante la ocurrencia del sismo de diseño.

Sismo de seguridad limitada - Es la caracterización de los movimientos sísmicos que pueden utilizarse alternativamente en la evaluación e intervención de ciertas estructuras existentes. Para efectos del presente Reglamento, es un sismo cuyos efectos en el lugar de interés tienen una probabilidad del veinte por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años, lo cual corresponde a un período promedio de retorno de 225 años. Su uso está sometido a las limitaciones dadas en A.10.3.

Sismo del umbral de daño – Es un sismo cuyos efectos en el lugar de interés tienen una probabilidad del ochenta por ciento de ser excedidos en un lapso de cincuenta años, lo cual conduce a un período promedio de retorno de 31 años. Corresponde a un sismo de intensidad relativamente baja, ante cuya ocurrencia no deben producirse daños a los elementos estructurales y no estructurales, que en caso de que ocurran, éstos deben ser reparables y no deben interferir con el funcionamiento de la edificación.

Sistema combinado – Es un sistema estructural en el cual las cargas verticales son resistidas por un pórtico, resistente a momentos o no, esencialmente completo, y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales. (Véase A.3.2.1.2).

Sistema de muros de carga – Es un sistema estructural que no dispone de un pórtico esencialmente completo y en el cual las cargas verticales son llevadas hasta la cimentación por los muros de carga y las fuerzas horizontales son resistidas por muros estructurales o pórticos con diagonales. (Véase A.3.2.1.1).

Sistema de pórtico – Es un sistema estructural compuesto por un pórtico espacial, resistente a momentos, esencialmente completo, no arriostrado, que resiste todas las cargas verticales y las fuerzas horizontales. (Véase A.3.2.1.3).

Sistema dual – Es el sistema estructural resultante de la combinación de un pórtico espacial resistente a momentos (de capacidad moderada o alta de disipación de energía) con muros estructurales o pórticos con diagonales, diseñado de acuerdo con A.3.2.1.4.

Sistema de arriostramiento horizontal – Es un sistema de cercha, o armadura, horizontal que cumple las mismas funciones de un diafragma.

Sistema de resistencia sísmica – Es aquella parte de la estructura que según el diseño aporta la resistencia requerida para soportar los movimientos sísmicos de diseño.

Sistema Internacional de Medidas (SI) – El sistema SI se estableció en la Decimoprimera Conferencia Mundial de Pesos y Medidas, que tuvo lugar en Sevres, Francia, en 1960. Por medio del Decreto 1731 de 18 de Septiembre de 1967, el único sistema de medidas permitido en el país es el Sistema Internacional de Medidas SI. El sistema está basado en siete unidades básicas, que son para longitud el metro (m), para masa el kilogramo (kg), para tiempo el segundo (s), para corriente eléctrica el amperio (A), para temperatura el kelvin (K), para intensidad luminosa el candela (cd) y para cantidad de substancia el mol (mol).

Para efectos del presente Reglamento se utilizan las siguientes unidades:

Unidades básicas – para distancia el metro (m), para masa el kilogramo (kg), y para tiempo el segundo (s).

Unidades suplementarias – para ángulo plano el radian (rad)

Unidades derivadas – para frecuencia el hertz (Hz) [1 Hz = 1 s ^-1], para fuerza el newton (N) [1 N = 1 kg m/s ], para esfuerzo, o fuerza por unidad de área, el pascal (Pa) [1 Pa = 1 N/m²], y para energía o trabajo el joule (J) [1 J = N m]

El sistema SI utiliza los siguientes prefijos:

Con el fin de evitar confusión en el uso del sistema SI, existen las siguientes reglas aceptadas internacionalmente respecto a la sintaxis que debe emplearse:

(a) Nunca se intercambian minúsculas y mayúsculas: mm y no MM, o kg y no KG.

(b) Los símbolos no se alteran en el plural: kg, y no kgs.

(c) No se deja espacio entre el prefijo y el símbolo: MPa y no M Pa.

(d)

(e) No se agrega punto al final del símbolo, a menos que sea el punto final de una oración. Los símbolos no son abreviaturas, por lo tanto: Pa y no Pasc, m y no mts.

(f) En los productos de símbolos se utiliza un punto levantado: kN m.

(g) En los cocientes se utiliza un solo símbolo de división, o pueden utilizarse potencias negativas: kg/(m s),  o kg m^-1 s^-1, pero no kg/m/s.

(h) Puede utilizarse punto, o coma, para indicar los decimales, dependiendo de la costumbre local. Esto significa que ninguno de los dos se debe utilizar para separar grupos de dígitos, para esto se utiliza un blanco. Ejemplo: g = 9.806 650 m/s².

(i) Para números menores que la unidad, nunca se omite el cero inicial: 0.123 y no.123.

(j) Debe haber siempre un espacio entre el número y las unidades: 12.3 m/s, excepto cuando se trata de grados celsius: 12°C.

(k) La unidades cuyo nombre es el apellido de un científico, se emplean con mayúscula: N, Pa, etc., pero cuando se refiere a ellas no se utiliza la mayúscula: pascales, etc.

Solicitaciones – Son las fuerzas u otras acciones que afectan la estructura, dentro de las cuales se cuentan: los efectos gravitacionales sobre su propia masa, o peso propio, las cargas generadas por los elementos no estructurales, por sus ocupantes y sus posesiones, los efectos ambientales tales como el viento o el sismo, los asentamientos diferenciales, y los cambios dimensionales causados por variaciones en la temperatura o efectos reológicos de los materiales. En general corresponden a todo lo que puede afectar la estructura.

Supervisión técnica – Es la verificación de que la construcción de la estructura de la edificación se adelante de acuerdo con los diseños, planos y especificaciones realizadas por el diseñador estructural. Así mismo, que los elementos no estructurales se construyan siguiendo los diseños, planos, y especificaciones realizadas por el diseñador de elementos no estructurales, de acuerdo con el grado de desempeño requerido.

Supervisor técnico – Es el profesional, ingeniero civil, arquitecto o constructor en arquitectura e ingeniería, bajo cuya responsabilidad se realiza la supervisión técnica. El alcance de la supervisión técnica está definido en el Título I de este Reglamento. La supervisión técnica puede ser realizada por el mismo profesional que realiza la interventoría. Véase interventor.

Temblor, terremoto – Véase sismo.

Umbral de daño – Corresponde al nivel de movimiento sísmico a partir del cual se pueden presentar daños a los elementos estructurales y no estructurales.

Velocidad de la onda de cortante – Es la velocidad con que se desplaza la onda sísmica de cortante dentro de un suelo.

Vulnerabilidad – Es la cuantificación del potencial de mal comportamiento de una edificación con respecto a alguna solicitación.

Zona de amenaza sísmica (baja, intermedia o alta) – Son regiones del país donde la amenaza sísmica se considera baja, intermedia o alta, tal como se define en A.2.3. Los requisitos de análisis y diseño estructural varían de una zona a otra.

A.13.2 –NOMENCLATURA

La nomenclatura siguiente corresponde a las variables utilizadas en el Título A de este Reglamento:

^ap = coeficiente de amplificación dinámica del elemento no estructural. Véase el Capítulo A.9.

^ax = aceleración horizontal, expresada como un porcentaje de la aceleración de la gravedad, sobre el elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, o sobre el elemento no estructural, localizado en el piso x. Véanse los Capítulos A.8 y A.9.

^Aa = coeficiente que representa la aceleración horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

^AB = área de la edificación en su base, en m².

^Ad = coeficiente que representa la aceleración pico efectiva, para el umbral de daño, dado en A.12.2.

^Ae = coeficiente que representa la aceleración pico efectiva reducida para diseño con seguridad limitada, dado en A.10.3.

^As = aceleración máxima en la superficie del suelo estimada como la aceleración espectral correspondiente a un período de vibración igual a cero, Véanse ecuaciones A.3.6-3, A.8.2-1 o A.9.4-2.

^Av ⁼ coeficiente de aceleración que representa la velocidad horizontal pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

^Awi = área mínima de cortante de la sección de un muro estructural i, medida en un plano horizontal, en el primer nivel de la estructura y en la dirección en estudio, en m2. Véase A.4.2.

^Ax₌coeficiente de amplificación de la torsión accidental en el nivel x, definido en A.3.6.7.

a_i ⁼ aceleración en el nivel i, Véanse ecuaciones A.3.6-3 y A.8.2-1.

C_t = coeficiente utilizado para calcular el período de la estructura, definido en A.4.2.2

C_{u =} coeficiente utilizado para calcular el período máximo permisible la estructura, definido en A.4.2.1

C_vx = coeficiente definido en A.4.3.

d_c = es la suma de los espesores de los k estratos de suelos cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil.

d_i = espesor del estrato i, localizado dentro de los 30 m superiores del perfil

d_s = es la suma de los espesores de los m estratos de suelos no cohesivos localizados dentro de los 30 m superiores del perfil.

E = fuerzas sísmicas reducidas de diseño (e = F_s/r), o (E = F_p/R_p), o fuerzas sísmicas reducidas para revisión de la estructura existente y diseño de la ampliación (e = F_s/R').

E_d = fuerzas sísmicas del umbral de daño. Véase el Capítulo A.12.

f_i = fuerza sísmica horizontal en el nivel i para ser utilizada en la ecuación A.4.2-1.

F_a = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos cortos, debida a los efectos  de sitio, adimensional.

F_i = parte del cortante sísmico en la base que se genera en el nivel i, véase A.3.6.6.

F_i, F_x=fuerzas sísmicas horizontales en los niveles i o x respectivamente. Véase A.4.3.

F_{p =} fuerza horizontal sobre un elemento estructural que no hace parte del sistema de resistencia sísmica, o elemento no estructural, componente o equipo de una edificación, aplicada en su centro de masa. Véanse los Capítulos A.8 y A.9

F_s = fuerzas sísmicas, véase A.3.1.1, o fuerzas sísmicas equivalentes, véase

F_v = coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de períodos intermedios, debida a los efectos de sitio, adimensional, dado en A.2.4.5.

F_xm = parte del cortante sísmico modal V_m que se genera en el nivel x, de acuerdo con A.5.4.

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s2).

h_eq = altura equivalente del sistema de un grado de libertad que simula la edificación, véase A.3.6.8.2, A.8.2.1.1 y A.9.4.2.1.

h_i = altura en metros, medida desde la base, del nivel i, véase A.3.6.8.2, A.8.2.1.1 y A.9.4.2.1.

h_i, h_x = altura en metros, medida desde la base, del nivel i o x. Véase A.4.3.2.

h_n = altura en metros, medida desde la base, del piso más alto del edificio, véase A.3.6.8.2, A.4.2.2, A.8.2.1.1 y A.9.4.2.1.

 altura del piso i, medida desde la superficie del diafragma del piso i hasta la superficie del diafragma del piso inmediatamente inferior, i -1. Véanse los Capítulos A.4, A.6 y A.12.

h_wi = altura del muro i medida desde la base, en m.

H ⁼ espesor total en m de los estratos de suelos cohesivos.

I = coeficiente de importancia dado en A.2.5.2.

IP ⁼ índice de plasticidad, el cual se obtiene cumpliendo la norma ASTM D 4318

j = índice de una de las direcciones ortogonales principales en planta, puede ser x o y. Véase el Capítulo A.6.

k = exponente relacionado con el período fundamental de la edificación dado en A.4.3.2.

 = longitud medida horizontalmente, en metros, de un muro estructural i en el primer nivel de la estructura y  en la dirección en estudio. Véase A.4.2.

m_i = parte de M que está colocada en el nivel i, en kg. Véase A.4.3.2.

m_i , m_x = parte de M que está colocada en el nivel i o x respectivamente. Véanse los Capítulos A.3 y A.4.

M=masa total de la edificación – M debe ser igual a la masa total de la estructura más la masa de aquellos elementos tales como muros divisorios y particiones, equipos permanentes, tanques y sus contenidos, etc.

En depósitos o bodegas debe incluirse además un 25 por ciento de la masa correspondiente a los elementos que causan la carga viva del piso. Capítulos A.4 y A.5 (en kg)

M_p = masa de un elemento o componente, en kg. Véanse los Capítulos A.3, A.8, y A.9.

  masa actuante total de la edificación en la dirección j. Ecuación A.5.4-1.

  masa efectiva modal del modo m, determinada de acuerdo con la ecuación A.5.4-2.

n_w = número de muros de la edificación efectivos para resistir las fuerzas sísmicas horizontales en la dirección bajo estudio.

N = número de pisos de la edificación.

N_ef=resistencia efectiva. Véase el Capítulo A.10.

N_ex = resistencia existente. Véase el Capítulo A.10.

N_i = número de golpes por píe obtenido en el ensayo de penetración estándar, realizado in situ de acuerdo con  la norma ASTM D 1586, sin hacerle corrección por energía N60. El valor de N_i usado para obtener el valor medio, no debe exceder 100.

p = número total de modos utilizado en el análisis modal de la estructura. Véase el Capítulo A.5.

P_i=suma de la carga vertical total, incluyendo muerta y viva, que existe en el piso i, y todos los pisos localizados por encima. Para el cálculo de los efectos P-Delta de diseño, no hay necesidad que los coeficientes de carga de sean mayores que la unidad. Véase el Capítulo A.6.

Qi = índice de estabilidad del piso i utilizado en la evaluación de los efectos P-Delta. Véase A.6.2.3.

rj = proyección, sobre la dirección perpendicular en planta a la dirección en estudio, j, de la distancia entre el centro de masa del piso y el punto de interés. Véase el Capítulo A.6.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

R' = coeficiente de capacidad de disipación de energía que se le asigna a la edificación existente de acuerdo con lo prescrito en el Capítulo A.10.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

R_C = coeficiente de capacidad de disipación de energía definido para la zona de períodos cortos menores de T_C en función del valor de R, cuando se exige así en los estudios de microzonificación. Definido en la ecuación A.2.9-1

R_p = coeficiente de capacidad de disipación de energía del elemento no estructural y sus sistema de soporte.

s_ui = Se da en las tablas A.9.5-1 y A.9.6-1. es la resistencia al corte no drenado en kPa (kgf/cm2) del estrato i, la cual no debe exceder 250 kPa (2.5 kgf/cm2) para realizar el promedio ponderado. Esta resistencia se mide cumpliendo la norma NTC 1527 (ASTM D 2166) o la norma NTC 2041 (ASTM D 2850).

S=coeficiente de sitio considerado en A.12.3

 = coeficiente de sitio para ser empleado en el espectro sísmico del umbral de daño .

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.

S_ad = valor del espectro sísmico del umbral de daño, para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal para el umbral de daño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.12.3.

Sam ⁼ valor del espectro de aceleraciones de diseño para el período de vibración T_m, correspondiente al modo de vibración m. Véase el Capítulo A.5.

S_d ⁼ valor del espectro de desplazamientos de diseño para un período de vibración dado. Máximo desplazamiento horizontal de diseño, expresado en m, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.3.

S_v = valor del espectro de velocidades de diseño para un período de vibración dado. Máxima velocidad horizontal de diseño, expresada en m/s, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.2.

T ₌ período fundamental del edificio como se determina en A.4.2.

T₀ = período de vibración al cual inicia la zona de aceleraciones constantes del espectro de aceleraciones, en s.

T_a = período de vibración fundamental aproximado, en segundos, calculado de acuerdo con A.4.2

T_C = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de aceleración constante del espectro de diseño, para períodos cortos, y la parte descendiente del mismo. Véase A.2.6.

T_Cd = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de aceleración constante del espectro sísmico del umbral de daño para períodos cortos y la parte descendiente del mismo. Véase el Capítulo A.12.

T_L = período de vibración, en segundos, correspondiente al inicio de la zona de desplazamiento aproximadamente constante del espectro de diseño, para períodos largos. (Véase A.2.6).

T_Ld = período de vibración, en segundos, correspondiente al inicio de la zona de desplazamiento aproximadamente constante del espectro de umbral de daño, para períodos largos. (Véase A.12.3.4).

T m=período de vibración correspondiente al modo de vibración m, en seg. Véase el Capítulo A.5.

T_s = período de vibración fundamental, en segundos, del depósito de suelo subyacente en el sitio. Véase A.2.4.

v_si = velocidad media de la onda de cortante del suelo del estrato i, medida en campo, en m/s.

V_mj = cortante sísmico en la base correspondiente al modo m en la dirección horizontal j. Véase el Capítulo A.5.

V_i, V_x = fuerza cortante del piso i o x, respectivamente, en la dirección en estudio, sin dividir por R. Se determina por medio de las ecuaciones del numeral A.4.3. Corresponde a la suma de las fuerzas horizontales sísmicas de diseño que se aplican al nivel i o x, y todos los niveles localizados por encima de él.

V_s = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4.

V_sd = cortante sísmico en la base, para las fuerzas sísmicas del umbral de daño. Véase A.12.4.

V_tj = cortante sísmico total en la base en la dirección horizontal j. Véase el Capítulo A.5.

V_x = fuerza cortante sísmica en el nivel x. Véase A.3.6.6.

w = contenido de agua en porcentaje, el cual se determina por medio de la norma NTC 1495 (ASTM D 2166).

 = exponente para ser utilizado en el cálculo del período aproximado Ta. Véase A.4.2.2.

 = desplazamiento horizontal, del centro de masa del piso i, en la dirección j. Véase el Capítulo A.6.

 = desplazamiento horizontal del nivel i con respecto a la base de la estructura, debido a las fuerzas horizontales f_i, para ser utilizado en la ecuación A.4.2-1, o desplazamiento horizontal del centro de masas del nivel i de la estructura, en metros, utilizado en el Capítulo A.6.

 = desplazamiento horizontal máximo en el nivel x. Véase ecuación A.3.6-2.

 = desplazamiento horizontal adicional, del centro de masa del piso i, causado por efectos P-Delta, en la dirección j. Véase el Capítulo A.6.

 = promedio de los desplazamientos horizontales en puntos extremos de la estructura en el nivel x. Véase ecuación A.3.6-2.

 = desplazamiento horizontal adicional causado por efectos de torsión, de cualquier punto del diafragma del piso i, en la dirección j. Véase el Capítulo A.6.

= desplazamiento total horizontal, de cualquier punto del diafragma del piso i en la dirección j Véase el Capítulo A.6.

 = deriva del piso i, en la dirección bajo estudio, j, medida en el centro de masa del piso, como la diferencia entre el desplazamiento horizontal del piso i menos el del piso i -1 en la misma dirección j. Véase el Capítulo A.6.

= deriva del piso i en la dirección principal en planta j.

 = deriva máxima de diseño para cualquier punto del piso i. Véase el Capítulo A.6.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en altura de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de resistencia por estado de la estructura. Véase A.10.4.3.4.

 = coeficiente de reducción de resistencia por calidad del diseño y construcción de la estructura. Véase A.10.4.3.4.

 = amplitud de desplazamiento del nivel i de la edificación, en la dirección j, cuando está vibrando en el modo m. Véase el Capítulo A.5.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por irregularidades en planta de la edificación. Véase A.3.3.3.

 = coeficiente de reducción de la capacidad de disipación de energía causado por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica. Véase A.3.3.8.

 = coeficiente de sobreresistencia. Véase A.3.3.9.

 = rotación alrededor de un eje vertical que pasa por el centro de masa del piso i, causada por los efectos torsionales, en radianes. Véase el Capítulo A.6.

APENDICE A-1.

RECOMENDACIONES SÍSMICAS PARA ALGUNAS ESTRUCTURAS QUE SE SALEN DEL ALCANCE DEL REGLAMENTO.

A-1.0 – NOMENCLATURA

g = aceleración debida a la gravedad (g = 9.8 m/s²).

I = coeficiente de importancia dado en A.2.5.2.

M = masa total de la edificación; M debe ser igual a la masa total de la estructura más su contenido. En estructuras tales como tanques, silos y otras estructuras de almacenamiento debe incluir la masa correspondiente al contenido operacional normal de la estructura.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R₀ multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

T = período fundamental de la estructura.

W = peso total de la edificación; W = Mg.

A-1.1 – GENERAL

A-1.1.1 – PROPÓSITO – En el presente Apéndice se dan recomendaciones que permiten determinar las fuerzas sísmicas de diseño de algunas estructuras especiales no cubiertas por el alcance de las Normas Sismo Resistentes Colombianas y su Reglamento. Complementariamente, se puede consultar el documento “Norma AIS-180 – Requisitos de diseño sismo resistente para algunas estructuras diferentes a edificaciones”, 2010, de la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica - AIS, el que corresponde a la traducción y adaptación del Capítulo 14 del documento NEHRP 2003 y el cual analiza en detalle el comportamiento de tanques, recipientes y silos principalmente. El presente Apéndice y el documento de AIS señalado, contienen recomendaciones de diseño que no tienen carácter obligatorio, y se incluyen únicamente por razones ilustrativas.

A-1.1.2 – ALCANCE – Los requisitos del presente Apéndice pueden emplearse en el diseño sismo resistente de construcciones que se salen del alcance de la Ley 400 de 1997 y sus reglamentos. Se dan los parámetros de diseño sismo resistente de una forma compatible con lo que se requiere para edificaciones en el presente Reglamento.

A-1.1.3 – REQUISITOS APLICABLES – En general se recomienda seguir los requisitos del Reglamento con las excepciones anotadas en el presente Capítulo. Debe tenerse especial cuidado con las fuerzas de viento sobre estas estructuras especiales, pues en muchos casos son mayores que las fuerzas sísmicas.

A-1.2 – PERIODO FUNDAMENTAL DE LA ESTRUCTURA

A-1.2.1 – El valor del período fundamental de la estructura, T, debe obtenerse a partir de las propiedades de su sistema de resistencia sísmica, en la dirección bajo consideración, de acuerdo con los principios de la dinámica estructural, utilizando un modelo matemático linealmente elástico de la estructura. Este requisito puede suplirse por medio del uso de la ecuación A.4.2-1.

A-1.3 – CALCULO DE LAS FUERZAS SÍSMICAS DE DISEÑO

A-1.3.1 – MOVIMIENTOS SÍSMICOS DE DISEÑO – Debe utilizarse la definición de los movimientos sísmicos de diseño dada en el Capítulo A.2 del Reglamento.

A-1.3.2 – MASA TOTAL, M – La masa total, M, debe incluir la masa correspondiente a todas las cargas muertas y las masas correspondientes al contenido operacional normal de la estructura, especialmente en tanques, silos y otras estructuras de almacenamiento.

A-1.3.3 – COEFICIENTE DE IMPORTANCIA, I – Debe tomarse un coeficiente de importancia, I, igual a la unidad, a menos que la estructura sea parte o pueda afectar edificaciones de los grupos de usos II, III o IV. En el caso de estructuras que sean parte de sistemas de líneas vitales, la definición del coeficiente de importancia a emplear se debe basar en consideraciones que incluyan el nivel de redundancia del sistema y el potencial de que una eventual falla de la estructura pueda afectar la operación o estabilidad de edificaciones indispensables.

A-1.3.4 – DISTRIBUCIÓN EN LA ALTURA DE LAS FUERZAS SÍSMICAS – La distribución en la altura de las fuerzas sísmicas horizontales puede realizarse por cualquiera de los procedimientos presentados en los Capítulos A.4 o A.5 del Reglamento.

A-1.3.5 – COEFICIENTE BÁSICO DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA, R₀ – Se recomienda utilizar los valores del coeficiente de capacidad de disipación de energía, R₀, dados en la tabla A-1.3-1 del presente Apéndice.

Tabla A-1.3-1

Coeficiente de capacidad de disipación de energía, R₀, para algunas estructuras especiales

Tipo de estructura	Valor de R0
Tanques, contenedores de líquidos y gases a presión, apoyados sobre columnas arriostradas, con diagonales, o no	2.0
Silos y chimeneas de concreto reforzado vaciado en sitio, cuyas paredes son continuas hasta la fundación	3.5
Estructuras en forma de torre cuya masa está distribuida en la altura, tales como chimeneas, silos y tanques, cuyos apoyos consisten en faldones.	3.0
Torres en celosía, autoportantes o con templetes, chimeneas y torres con templetes.	3.0
Estructuras de tipo péndulo invertido	2.0
Tolvas sobre columnas, con o sin contravientos.	3.0
Torres de enfriamiento	3.5
Torres o anaqueles de almacenamiento	3.0
Avisos y vallas publicitarias	3.5
Monumentos y estructuras de parques de diversión	2.0
Otras estructuras autoportantes, no incluidas anteriormente	3.0

A-1.4 – REQUISITOS DE DERIVA

A-1.4.1 – Los requisitos para la deriva presentados en el Capítulo A.6, no son aplicables directamente a estructuras especiales diferentes de las cubiertas por el Reglamento en su alcance. Los límites de la deriva deben ser establecidos por el diseñador tomando en cuenta el peligro que represente para la vida la falla de elementos estructurales y no estructurales, como consecuencia de los desplazamientos que sufre la estructura al verse afectada por los movimientos sísmicos de diseño

APÉNDICE A-2.

RECOMENDACIONES PARA EL CÁLCULO DE LOS EFECTOS DE INTERACCIÓN DINÁMICA SUELO-ESTRUCTURA.

A-2.0 – NOMENCLATURA

A_a = coeficiente que representa la aceleración pico efectiva, para diseño, dado en A.2.2.

A_o = área de la cimentación.

D_s = profundidad del estrato blando. Véase A-2.2.1.2.

Go =  = módulo de cortante promedio para los suelos localizados bajo la cimentación para deformaciones unitarias pequeñas.

g = aceleración de la gravedad (9.8 m/s²)

h_x = altura medida desde la base del nivel en estudio.

 = altura efectiva de la edificación, la cual debe tomarse igual a 0.7 veces la altura total, hn. En edificios en los cuales toda la masa M de la edificación está concentrada en un solo piso, debe tomarse igual a la altura del piso, medida desde la base.

I_o = momento de inercia de la cimentación con respecto a un eje horizontal, perpendicular a la dirección en estudio.

= rigidez de la estructura considerándola como empotrada en la base. Se calcula por medio de la ecuación A-2-4.

K_y = rigidez lateral de la cimentación de la edificación, la cual se define como la fuerza estática horizontal aplicada en la cimentación, que produce una deflexión horizontal unitaria. Tanto la fuerza estática como la deflexión horizontal se toman en la dirección en estudio.

 = rigidez rotacional, o de balanceo, de la cimentación de la edificación, definida como el momento estático necesario para producir una rotación unitaria, en promedio, de la cimentación con respecto a un eje horizontal perpendicular a la dirección en estudio.

L_o = longitud total de la cimentación en la dirección en estudio.

M_o = momento de vuelco en la base de la edificación calculado utilizando las fuerzas horizontales de diseño sin incluir la reducción por efectos de interacción suelo-estructura.

M_lo = momento de vuelco en la base de la edificación calculado utilizando las fuerzas horizontales correspondientes al primer modo sin incluir la reducción por efectos de interacción suelo-estructura.

 = masa participante de la edificación, el cual puede tomarse igual a 0.7M, excepto en aquellos casos en los cuales toda la masa M de la edificación está concentrado en un solo piso, caso en el cual debe tomarse igual a M.

 = masa participante de la edificación, para el modo fundamental de la edificación en la dirección j, calculado utilizando la ecuación A.5.4-2.

r = longitud característica de la cimentación. Se determina por medio de las ecuaciones A-2-7 o A-2-8.

r_a = longitud característica de la cimentación. Definida por medio de la ecuación A-2-7.

r_m = longitud característica de la cimentación. Definida por medio de la ecuación A-2-8.

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño, determinado de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.2, correspondiente al período fundamental de la estructura, T o T_a, considerada empotrada en su base, calculado de acuerdo con lo prescrito en A.4.2.

S_al = valor del espectro de aceleraciones de diseño, determinado de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.2, correspondiente al período del modo fundamental de la estructura, T_l, considerada empotrada en su base.

 = valor del espectro de aceleraciones de diseño, determinado de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.2, correspondiente al período fundamental de la estructura, T, cuando éste se calcula considerando los efectos de la interacción suelo-estructura, tal como se define en A-2.2.1.1.

= valor del espectro de aceleraciones de diseño, determinado de acuerdo con los requisitos del Capítulo A.2, correspondiente al período fundamental de la estructura, Ti, cuando éste se calcula considerando los efectos de la interacción suelo-estructura.

T = valor del período fundamental del edificio, calculado de acuerdo con lo prescrito en A.4.2.

T_i = valor del período fundamental del edificio, correspondiente al primer modo de vibración.

 = valor del período fundamental del edificio tomando en cuenta la interacción suelo-estructura. Se determina de acuerdo con los requisitos de A-2.2.1.1.

 = valor del período fundamental del edificio, correspondiente al primer modo de vibración, tomando en cuenta la interacción suelo-estructura.

V_s = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4.

V´s = cortante sísmico en la base de la estructura, calculado por el método de la fuerza horizontal equivalente del Capítulo A.4, utilizando un período de vibración igual a C_uT_a.

V_ij = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura en la dirección j, contribuido por el modo fundamental en esa dirección, calculado de acuerdo con la ecuación A.5.4-3 y sin ser afectado por efectos de interacción suelo-estructura.

 = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura, calculado tomando en cuenta la interacción suelo- estructura.

 = cortante sísmico de diseño en la base de la estructura en la dirección j, contribuido por el modo fundamental en esa dirección, y afectado por la interacción suelo-estructura.

 = reducción en el cortante sísmico de diseño en la base de la estructura, debido a los efectos de la interacción suelo-estructura. Ecuación A-2-2.

 = reducción en el cortante sísmico de diseño en la base de la estructura en la dirección j, contribuido por el modo fundamental en esa dirección, debida a los efectos de la interacción suelo-estructura.

v_so = velocidad promedio de la onda de cortante, de los suelos localizados debajo de la cimentación, para niveles bajos de deformación unitaria, menores de 0.00001 (0.001%).

 = parámetro que describe la densidad relativa de la estructura y el suelo bajo ella. Definida en la ecuación A-2-6.

 = modificador de la rigidez dinámica de la cimentación para tener en cuenta el balanceo.

 = coeficiente de amortiguamiento crítico del sistema estructural, considerando la interacción suelo- estructura, calculado de acuerdo con lo prescrito en A-2.2-1.

 = coeficiente de amortiguamiento crítico de la cimentación. Se determina por medio de la figura A-2.2-1.

 = deflexión horizontal en el nivel x de la estructura, calculada siguiendo el método de la fuerza horizontal equivalente y utilizando las fuerzas sísmicas de diseño sin ser modificadas por los efectos de la interacción suelo-estructura.

 = deflexión horizontal en el nivel x de la estructura, calculada para el primer modo de vibración sin incluir los efectos de la interacción suelo-estructura.

 = deflexión horizontal en el nivel x de la estructura, modificada por los efectos de la interacción suelo-estructura. Ecuación A-2-11.

 = deflexión horizontal en el nivel x de la estructura, para el primer modo de vibración, modificada por los efectos de la interacción suelo-estructura.

 = masa unitaria promedio del suelo.

A-2.1 – GENERAL

A-2.1.1 – Los requisitos presentados en este Apéndice pueden utilizarse para tener en cuenta los efectos de interacción suelo-estructura en la determinación de las fuerzas sísmicas de diseño y las deformaciones que éstas imponen a la estructura. Su uso se permite dentro de las limitaciones que da el Capítulo A.7 cuando el modelo matemático utilizado para determinar la respuesta de la estructura no incorpora directamente la flexibilidad de la cimentación (uso de modelos empotrados en la base). En general el uso de estos requisitos disminuye los valores de diseño del cortante sísmico en la base, las fuerzas horizontales y los momentos de vuelco, pero aumenta las deflexiones horizontales de la estructura, y por ende las derivas, en sitios particulares de la estructura, además de los desplazamientos y fuerzas secundarias asociadas con los efectos P-Delta. Los requisitos para ser utilizados con el método de la fuerza horizontal equivalente se presentan en A-2.2 y para el método del análisis dinámico modal elástico en A-2.3. Estos requisitos no deben ser usados si se empleó un modelo de base flexible donde la cimentación se modela directamente en el análisis de la estructura, y no un modelo de base empotrada.

vibración efectivo, tomando en cuenta los efectos de la interacción suelo-estructura, se puede determinar por medio de la siguiente ecuación:

A-2.2 – MÉTODO DE LA FUERZA HORIZONTAL EQUIVALENTE

Los requisitos que se presentan a continuación, complementan en lo concerniente a interacción suelo-estructura los dados en el Capítulo A.7.

A-2.2.1 – CORTANTE EN LA BASE – Para tener en cuenta los efectos de interacción suelo-estructura, el cortante sísmico de diseño en la base, V_s, determinado por medio de la ecuación A.4-5, puede modificarse a:

y el valor de la reducción en el cortante sísmico en la base, para diseño, debe calcularse por medio de:

El valor del cortante sísmico en la base modificado, Vs, no puede ser menor que 0.7V_S'.

A-2.2.1.1 – Período efectivo de la edificación – El período efectivo, T, debe determinarse por medio de la siguiente ecuación:

y

Las rigideces de la cimentación, Ky y , deben determinarse por medio de principios establecidos de mecánica de suelos, utilizando propiedades del suelo que sean representativas de su comportamiento a niveles de deformación unitaria, conmensurables con los que producen los movimientos sísmicos de diseño. En aquellos casos en los cuales el estudio geotécnico no lo indique, el módulo promedio de cortante, G, para los suelos localizados debajo de la cimentación, en condiciones de deformaciones unitarias apreciables, y la velocidad de la onda de cortante, vs, asociada con estas deformaciones unitarias, pueden determinarse utilizando la tabla A.-2.1-1.

Tabla A-2.1-1

Valores de G/Go y v_s/v_so

Alternativamente, para edificaciones cuya cimentación sea una losa de fundación superficial o aproximadamente superficial, que se construye de una manera tal que se pueda considerar que el contacto entre los muros de contención y el suelo no restringe el libre movimiento de la estructura, el período de vibración efectivo. tomando en cuenta los efectos de la interacción suelo-estructura, se puede determinar por medio de la siguiente ecuación:

en donde:

y

A-2.2.1.2 - Amortiguamiento efectivo - El coeficiente de amortiguamiento efectivo del sistema estructura cimentación, debe calcularse por medio de:

Los valores de  se obtienen de la figura A-2.2-1. El parámetro r en la figura A-2.2-1 es una longitud caracteristicas de la cimentación, la cual se puede determinar así:

Para ,r es igual a r_a, de la ecuación A-2-7 y para , r es igual a r_m, de la ecuación A-2-8.

Para valores intermedios se puede interpolar. L_o es la longitud de la cimentación en la dirección en estudio, y en la aplicación de las ecuaciones A-2-7 y A-2-8, A_o e I_o se determinan para el área de la cimentación que efectivamente está en contacto con el suelo, pues le transmite el peso de la edificación.

Para edificios cimentados sobre pilotes que trabajan en punta, y para todos los otros casos en los cuales el suelo de fundación consiste en un estrato de suelos blandos relativamente uniforme, colocado sobre un depósito de suelos más duros, o roca, presentándose un cambio abrupto de rigidez, el coeficiente de amortiguamiento efectivo, , que se utiliza en la ecuación A-2-9 puede ser substituido por el valor dado en la siguiente ecuación:

la cual es aplicable sólo en aquellos casos en los cuales la expresión entre paréntesis es menor que la unidad. En esta ecuación D_s es la profundidad total del estrato blando.

El valor de , calculado de acuerdo con la ecuación A-2-9, con o sin el ajuste representado en la ecuación A-2-10, en ningún caso puede ser menor de 0.05, ni mayor que 0.20.

Figura A-2.2-1 – Coeficiente de amortiguamiento crítico de la cimentación,

A-2.2.2 – DISTRIBUCIÓN EN LA ALTURA DE LAS FUERZAS SÍSMICAS – La distribución en la altura del cortante en la base corregido por efectos de interacción suelo-estructura se debe tomar igual a la de la estructura sin interacción.

A-2.2.3 – OTROS EFECTOS – Los cortantes de piso, los momentos de vuelco y los efectos torsionales deber determinarse de la misma manera que para edificaciones en las cuales no se ha tomado en cuenta la interacción suelo-estructura, pero utilizando las fuerzas horizontales reducidas por efectos de interacción. Las deflexiones modificadas deben determinarse por medio de la siguiente ecuación:

A-2.3 – MÉTODO DEL ANÁLISIS MODAL

Los siguientes requisitos complementan, en lo concerniente a interacción suelo-estructura, lo presentado en el Capítulo A.5.

A-2.3.1 – CORTANTES MODALES EN LA BASE – Para tener en cuenta los efectos de interacción suelo- estructura, el cortante sísmico de diseño en la base, correspondiente al modo fundamental, V_lj, en la dirección j, determinado por medio de la ecuación A.5.4-3, puede modificarse a:

y el valor de la reducción en el cortante sísmico en la base correspondiente al modo fundamental, debe calcularse utilizando la ecuación A-2-13:

El período  se calcula utilizando la ecuación A-2-3 o A-2-5, según corresponda, utilizando Ti en vez de T, determinando  por medio de la ecuación A-2-4, utilizando  en vez de , y calculando  por medio de la siguiente ecuación:

Los valores mencionados de , Ti, , y  se utilizan para calcular  en la ecuación A-2-6 y el coeficiente  de la figura A-2.2-1. No debe realizarse ninguna reducción en las contribuciones de los modos de vibración diferentes al fundamental por efectos de interacción suelo-estructura. El cortante en la base de diseño, en ningún caso puede ser menor que 0.7V´s.

A-2.3.2 – OTROS EFECTOS MODALES – Los cortantes de piso, y los momentos de vuelco deben determinarse de la misma manera que para edificaciones en las cuales no se ha tomado en cuenta la interacción suelo-estructura, tal como lo prescribe el Capítulo A.5, pero utilizando el valor de  en vez de Vij. Las deflexiones modificadas del primer modo deben determinarse por medio de la siguiente ecuación:

A-2.3.3 – VALORES DE DISEÑO – Se determinan utilizando los procedimientos indicados en el Capítulo A.5, pero utilizando los valores modificados del los efectos del primer modo en cada una de las direcciones principales, en planta, de la edificación.

APÉNDICE A-3.

PROCEDIMIENTO NO LINEAL ESTÁTICO DE PLASTIFICACIÓN PROGRESIVA “PUSH-OVER”.

PREFACIO – Este apéndice trata del análisis no lineal estático, un procedimiento de análisis sísmico también conocido algunas veces como análisis “push-over”, o método de capacidad, o método de la curva de capacidad.

Este apéndice no es de carácter obligatorio y se ha incluido con el fin de que se estudie preliminarmente con el fin de adoptarlo en ediciones futuras del Reglamento si se considera conveniente.

Aunque el análisis estático no lineal se ha incluido solo recientemente en las disposiciones de diseño y construcción de edificaciones, el procedimiento en sí mismo no es nuevo y ha sido utilizado durante muchos años tanto en investigación como en aplicaciones de diseño. Por ejemplo, el análisis no lineal estático ha sido utilizado durante muchos años como metodología estándar en el diseño de estructuras para plataformas marinas para efectos hidrodinámicos, y ha sido adoptado recientemente en varias metodologías estándar para la evaluación y rehabilitación sísmica de edificaciones, incluyendo los Criterios Recomendados de Diseño Sísmico para Edificios con Estructura de Acero Resistente a Momentos (FEMA-350, 2000a), Pre-estándar y Comentarios para la Rehabilitación Sísmica de Edificios (FEMA 356, 2000b) y Evaluación Sísmica y Mejoramiento de Edificios (ATC 40, 1996). El análisis no lineal estático constituye el fundamento para los procedimientos de estimación de pérdidas por sismos contenida en HAZUS (NIBS, 1999), que es el modelo de estimación de pérdidas sísmicas de la oficina de atención de desastres norteamericana (FEMA). Aunque no aparece explícitamente en el Reglamento, la metodología del análisis no lineal estático también constituye la base para los procedimientos de la fuerza lateral equivalente contenidos en las disposiciones para estructuras aisladas en la base y estructuras con disipadores de energía.

Una de las objeciones a la introducción de una metodología de esta naturaleza en el Reglamento se relaciona con la determinación de la deformación límite (llamada algunas veces desplazamiento de desempeño). Se han propuesto diferentes metodologías para determinar el desplazamiento inducido a la estructura por los movimientos del terreno producidos por un sismo y algunas de ellas han sido adoptadas como procedimiento normativo en diferentes países. El tratamiento presentado en este apéndice se basa en correlaciones estadísticas de los desplazamientos cuya predicción se ha realizado utilizando metodologías de análisis lineal y no lineal de la estructura, las cuales son similares a las contenidas en FEMA 356. Un segundo motivo de discusión tiene que ver con la falta de uniformidad de criterio respecto a la bondad del diseño una vez se han estimado las fuerzas y deformaciones producidas por el sismo de diseño. Se debe tener en cuenta que esta limitación aplica igualmente al tratamiento contra el tiempo de la respuesta no lineal, la cual ya ha sido adoptada en el Reglamento.

El análisis no lineal estático corresponde a un método simplificado para evaluar directamente la respuesta no lineal de estructuras a movimientos fuertes del terreno causados por un sismo. Esta es una alternativa atractiva en comparación a los procedimientos más complejos del análisis de respuesta no lineal contra el tiempo. Se espera que la consideración de esta metodología a través de su inclusión en este apéndice permitirá el desarrollo del consenso necesario para permitir una posterior integración en el Reglamento como tal.

A-3.1 – GENERAL

A-3.1.1 – Propósito – En el presente Apéndice se dan recomendaciones para realizar un análisis no lineal estático, también conocido como procedimiento “push-over”. Este apéndice no tiene carácter obligatorio dentro del reglamento.

A-3.1.2 – Alcance – Los requisitos del presente Apéndice pueden emplearse en el análisis y diseño sismo resistente de edificaciones existentes y nuevas. Se dan los parámetros de análisis y diseño sismo resistente de una forma compatible con lo que se requiere en el Título A del Reglamento.

A-3.1.3 – Definiciones

Base (Base) – Véase Capítulo A.13

Carga Muerta (Dead load) –Véase Capítulo A.13

Carga Viva (Live load)– Véase Capítulo A.13

Componente (Component) – Una parte o elemento de un sistema arquitectónico, eléctrico, mecánico o estructural.

Corte Basal (Base shear) – Véase Capítulo A.13

Curva de Capacidad (Capacity curve) – Un gráfico de la fuerza lateral total V_f confrontada contra el desplazamiento lateral del punto de control, tal como se determina en un análisis no lineal estático.

Desplazamiento de fluencia efectivo (Effective yield displacement) – El desplazamiento del punto de control en la intersección de la primera y segunda ramas de una curva bilineal que se ajusta a la curva de capacidad de acuerdo con la Sección A-3.2.3

Desplazamiento Objetivo – Un estimado del desplazamiento máximo esperado del punto de control calculado para el sismo de diseño de acuerdo con la sección A-3.2.5

Diafragma (Diaphragm) – Véase Capítulo A.13

Diseñador Estructural (Structural engineer of record) – Véase Capítulo A.13

Edificación (Building) – Véase Capítulo A.13

Estructura (Structure) – Véase Capítulo A.13

Movimientos sísmicos de diseño (Design earthquake ground motion) –Véase Capítulo A.13

Piso (Story) – Véase Capítulo A.13

Punto de Control (Control point) – Un punto utilizado para indexar el desplazamiento lateral de la estructura en un análisis no lineal estático, determinado de acuerdo con la Sección A-3.2.1

Resistencia efectiva a fluencia (Effective yield strength) – Es la fuerza lateral total aplicada en la intersección de la primera y segunda ramas de una curva bilineal que se ajusta a la curva de capacidad de acuerdo con la Sección A- 3.2.3

Sistema de Resistencia Sísmica (Seismic-force-resisting system) – Véase Capítulo A.13

A-3.1.4 – Nomenclatura

C_s = coeficiente de respuesta sísmica, resultado de dividir Sa por R.

C₀ = un factor de modificación para relacionar el desplazamiento del punto de control con el desplazamiento de un sistema representativo de un grado simple de libertad, como lo determina la Ecuación A-3.2-3

C_i = un factor de modificación para tener en cuenta la influencia del comportamiento inelástico sobre la respuesta del sistema como lo determina la ecuación A-3.2-4

g = aceleración de gravedad (9.8 m/s²)

j = el incremento de la carga lateral

M = masa total de la edificación

m_i = la porción de la masa total de la edificación M, al Nivel i

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico, R0, multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura, en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica .

R_d = el factor de ductilidad del sistema analizado por “push-over” como lo determina la ecuación A-3.2-5

S_a = valor del espectro de aceleraciones de diseño para un período de vibración dado. Máxima aceleración horizontal de diseño, expresada como una fracción de la aceleración de la gravedad, para un sistema de un grado de libertad con un período de vibración T. Está definido en A.2.6.

T_l = el periodo fundamental de la estructura en la dirección que está bajo consideración determinado en la primera iteración del análisis de “push-over”.

T_c = período de vibración, en segundos, correspondiente a la transición entre la zona de aceleración constante del espectro de diseño, para períodos cortos, y la parte descendiente del mismo. Véase A.2.6.

T_e = el periodo fundamental efectivo de la estructura en la dirección que se está considerando, como se determina en la Sección A-3.2.3

V_j = la fuerza lateral total aplicada al incremento de carga j

V_l = la fuerza lateral total aplicada al primer incremento de la carga lateral

V_y = resistencia efectiva a la fluencia determinada de una curva bilineal ajustada a la curva de capacidad de acuerdo con la Sección A-3.2.3

 = deriva del piso como se determina la Sección A-3.2.6

 = las deformaciones del miembro i

 = el desplazamiento del punto de control a un incremento de carga j

 = el desplazamiento objetivo del punto de control determinado de acuerdo con la Sección A-3.2.5

 = el desplazamiento del punto de control al primer incremento de la carga lateral

 = el desplazamiento efectivo de fluencia del punto de control determinado de una curva bilineal ajustada a la curva de capacidad de acuerdo con la Sección A-3.2.3.

 = la amplitud del vector característico de forma al Nivel i, determinada de acuerdo con la Sección A-3.2.4

 = coeficiente de sobreresistencia. Véase A.3.3.9.

A-3.2 - PROCEDIMIENTO NO LINEAL ESTÁTICO

Se deben utilizar los requisitos de esta sección cuando se use el procedimiento no lineal estático para diseñar estructuras.

A-3.2.1 – Modelación – Se debe definir un modelo matemático de la estructura que represente adecuadamente la distribución espacial de la masa y de la rigidez del sistema estructural considerando los efectos de la no linealidad de los componentes para los niveles de deformación que excedan el límite proporcional. Se deben incluir los efectos P- Delta en el análisis.

Para estructuras regulares con sistemas de resistencia sísmica ortogonales, se permite usar modelos independientes bi-dimensionales para representar cada sistema. Para estructuras que tienen irregularidades en planta Tipos 4P y 5P, como se define en la Tabla A.3-6 o estructuras sin sistemas ortogonales independientes se debe usar un modelo tridimensional que incorpore un mínimo de tres grados de libertad para cada nivel de la estructura, consistentes en la translación en dos direcciones ortogonales y la rotación torsional respecto al eje vertical. Cuando los diafragmas no son rígidos comparados con los elementos verticales del sistema de resistencia sísmica, el modelo debe incluir la representación de la flexibilidad del diafragma.

A menos que el análisis indique que el componente permanece en el rango elástico, se debe usar un modelo fuerza- deformación no lineal para representar la rigidez de los componentes antes de llegar a la fluencia, la resistencia a la fluencia y las propiedades de rigidez de los componentes a diferentes niveles de deformación después de la fluencia. Las propiedades de los componentes de los modelos no lineales deben ser consistentes con los principios de la mecánica o con datos experimentales. Las propiedades que representan el comportamiento de los componentes antes de la fluencia deben ser consistentes con lo indicado en el Capítulo A.5. La resistencia de los elementos no debe exceder los valores esperados teniendo en cuenta la sobre resistencia del material y el endurecimiento por deformación. Las propiedades de los elementos y componentes más allá de fluencia deben tener en cuenta la degradación de la resistencia y la rigidez de acuerdo con los principios de la mecánica estructural o los resultados de ensayos experimentales. El modelo para las columnas debe tener en cuenta la influencia de la carga axial cuando se excede el 15% de la resistencia a la compresión. Igualmente se deben considerar los efectos de fisuración de la sección en el caso de las propiedades de rigidez de elementos de concreto y mampostería, así como la contribución de las deformaciones de las zonas de panel para los desplazamientos generalizados de piso en los pórticos de acero resistentes a momentos. Se debe suponer que la estructura tiene una base fija o alternativamente se debe permitir usar consideraciones reales con relación a la rigidez y a las características de capacidad de carga de las fundaciones, consistentemente con los datos del suelo específico del sitio y los principios racionales de la mecánica de suelos.

Se debe seleccionar un punto de control para cada modelo. Para estructuras sin altillos el punto de control debe ser en el centro de la masa del nivel más alto de la estructura. Para estructuras con altillos, el punto de control debe estar en el centro de la masa del nivel en la base del altillo.

A-3.2.2 – Análisis – La estructura se debe analizar para la aplicación de las acciones sísmicas ocurriendo simultáneamente con los efectos de carga muerta combinadas con no menos del 25 por ciento de las cargas vivas requeridas por el diseño, reducidas como se permita para el área de un piso individual. Las fuerzas laterales se deben aplicar al centro de la masa de cada nivel y deben ser proporcionales a la distribución obtenida de un análisis modal para el modo fundamental de respuesta en la dirección que se está considerando. Las cargas laterales se deben incrementar de manera monotónica.

Al incremento j de la carga lateral, el total de la fuerza lateral aplicada al modelo se debe caracterizar por el término V_j. Los aumentos de la fuerza lateral se deben realizar en incrementos que sean lo suficientemente pequeños para permitir detectar cambios significativos en el comportamiento de los componentes individuales (tales como fluencia, pandeo o falla). El primer incremento en la carga lateral debe producir un comportamiento elástico. En cada paso del análisis se debe registrar el total de la fuerza lateral aplicada Vj, el desplazamiento lateral del punto de control Sj y las fuerzas y deformaciones de cada componente. El análisis se debe continuar hasta que el desplazamiento del punto de control sea por lo menos 150% del desplazamiento objetivo determinado de acuerdo con la Sección A-3.2.5. La estructura se debe diseñar para que el total de la fuerza lateral aplicada no disminuya en ningún paso del análisis para los desplazamientos del punto de control en un valor menor o igual al 125% del desplazamiento objetivo.

A-3.2.3 – Resistencia efectiva a la fluencia y periodo efectivo – Se debe ajustar una curva bilineal a la curva de capacidad, de tal manera que el primer segmento de la curva bilineal coincida con la curva de capacidad al 60% de la capacidad efectiva a la fluencia; el segundo segmento debe coincidir con la curva de capacidad en el desplazamiento objetivo y el área bajo la curva bilineal debe ser igual al área bajo la curva de capacidad entre el origen y el desplazamiento objetivo. La resistencia efectiva a la fluencia V_y, corresponde al total de la fuerza lateral aplicada en la intersección de los dos segmentos. El desplazamiento efectivo de fluencia Sy, corresponde al desplazamiento del punto de control en la intersección de los dos segmentos de línea.

El periodo efectivo fundamental T_e, se debe determinar utilizando la siguiente ecuación:

Donde: Vi, , y Ti se determinan para el primer incremento de la carga lateral.

A-3.2.4 – Vector característico de forma – El vector característico de forma debe ser igual a la forma del primer modo de la estructura en la dirección que se está considerando, determinada por medio de un análisis modal de la estructura con las propiedades del primer incremento de la carga lateral, y normalizado para tener una amplitud unitaria en el nivel del punto de control. Se permite sustituir la forma deflectada de la estructura en el incremento en el que el desplazamiento del punto de control sea igual al desplazamiento efectivo de fluencia en lugar de la forma del modo, para determinar el vector de forma.

A-3.2.5 – Desplazamiento Objetivo – El desplazamiento objetivo del punto de control Sy, se debe determinar utilizando la ecuación A-3.2-2 de la siguiente manera:

Donde la aceleración espectral S_a, se determina como dice la Sección A.2.6 para el periodo fundamental efectivo T_e, g es la aceleración de gravedad, y los coeficientes C₀ y C_i se determinan de la siguiente manera: El coeficiente C₀ se debe calcular utilizando la ecuación A-3.2-3 como:

Donde:

m_i = la porción de la masa total M localizada en el Nivel i

 = la amplitud del vector característico de forma al Nivel i

Cuando el periodo fundamental efectivo de la estructura en la dirección bajo consideración, T_e, es mayor que T_c como lo define el numeral A.2.6.1.1, el coeficiente C₁ se debe tomar como 1.0. De lo contrario el valor del coeficiente C₁ se debe calcular utilizando la ecuación A-3.2-4 así:

Donde: R_d es dado por la ecuación A-3.2-5 de la siguiente manera:

T_c y V_y se definen arriba, S_a es la aceleración espectral del diseño en el periodo efectivo fundamental, T_e es el período efectivo fundamental definido en la sección A-3.2.3 y M se define en la Sección A-3.1.4.

A-3.2.6 – Deriva de Piso – La deriva de piso , tomada como el valor obtenido para cada piso al paso en el cual se alcanza el desplazamiento objetivo no debe exceder el límite de la deriva especificada en la Sección A.6.4.1.

A-3.2.7 – Resistencia de los elementos – Además de satisfacer los requisitos de este apéndice, la resistencia de los elementos también debe satisfacer los requerimientos del paso 11 del numeral A.1.3.4 utilizando E = 0, excepto que el numeral A.3.3.9 deba aplicarse cuando el presente Reglamento específicamente requiere la consideración de sobreresistencia estructural en la fuerza sísmica de diseño.

Cuando este Reglamento requiere la consideración de sobreresistencia estructural de acuerdo con el numeral A.3.3.9, el valor de la fuerza individual del miembro obtenida del análisis al nivel del desplazamiento objetivo debe ser substituida por

A-3.2.8 – Distribución de las fuerzas sísmicas de diseño – Las fuerzas laterales utilizadas para diseñar los elementos se deben aplicar a la masa de cada nivel y deben ser proporcionales a la distribución obtenida de un análisis modal para el modo fundamental de respuesta en la dirección que se está considerando.

A-3.2.9 – Evaluación Detallada – No hay necesidad de cumplir con la Sección A-3.2.9.1 y la Sección A-3.2.9.2 si la resistencia efectiva de fluencia excede el producto del factor de sobreresistencia del sistema dado en las Tablas A.3-1 a A.3-4 del Capítulo A.3 y el cortante sísmico en la base determinado en la Sección A.4.3.1 del Capítulo A.4 modificada para usar el periodo T_e fundamental efectivo, en lugar de T para la determinación de C_s.

A-3.2.9.1 – Fuerza y deformación requeridas para el elemento – Para cada análisis estático no lineal los parámetros de respuesta del diseño, incluyendo las fuerzas individuales del elemento y las deformaciones del elemento , deben ser tomadas como los valores obtenidos del análisis en la iteración en la cual el desplazamiento objetivo se alcanza.

A-3.2.9.2 – Elementos – La competencia de los elementos individuales y sus conexiones para resistir las fuerzas y las deformaciones de los elementos , se debe evaluar con base en datos de ensayos de laboratorio para componentes similares. Los efectos de gravedad y demás cargas sobre la capacidad de deformación de los elementos se deben considerar en estas evaluaciones. La deformación de un elemento para soportar las cargas de gravedad no debe exceder:

(i) Dos tercios de la deformación que resulta en pérdida de capacidad para soportar cargas de gravedad.

(ii) Dos tercios de la deformación a la cual la resistencia del elemento se ha deteriorado a menos del 70% de la resistencia pico del modelo del componente. La deformación de un elemento no requerida para soportar las cargas gravitacionales no debe exceder los dos tercios del valor al cual la resistencia del elemento se ha deteriorado a menos del 70% de la resistencia pico del modelo del componente. Alternativamente, se permite considerar la deformación del elemento como aceptable si la deformación no excede el valor determinado que establecen los criterios de aceptación para procedimientos no lineales dados en el Pre-Estándar y Comentario para la Rehabilitación Sísmica de Edificios (FEMA 356) para el nivel de desempeño de Seguridad de la Vida.

Las fuerzas del elemento se deben considerar aceptables si no exceden las capacidades esperadas.

A-3.2.10 – Revisión del Diseño – Un comité independiente integrado por al menos dos miembros, compuesto por ingenieros facultados según la Ley 400 de 1997 para diseñar en las disciplinas apropiadas y otros con experiencia en métodos de análisis sísmico y en la teoría y aplicación de análisis sísmico no lineal y comportamiento estructural bajo cargas sísmicas, debe llevar a cabo la revisión del diseño sismo resistente y los análisis estructurales de soporte. La revisión del diseño debe incluir:

(i) Revisión de cualquier criterio sísmico específico para el sitio empleado en el análisis, incluyendo, de ser el caso, el desarrollo del espectro específico del sitio y

(ii) Revisión de la determinación del desplazamiento objetivo y la resistencia efectiva de fluencia de la estructura.

Para aquellas estructuras con resistencia efectiva de fluencia inferior al producto del factor de sobreresistencia del sistema como lo suministra las tablas A.3-1 a A.3-4 del Capítulo A.3 y el cortante sísmico en la base determinado en la Sección A.4.3.1 del Capítulo A.4, modificada para usar el periodo fundamental efectivo T_e en lugar de T para la determinación de C_s, la revisión de diseño además debe incluir pero no se debe limitar a lo siguiente:

(1) Revisión de los criterios de aceptación utilizados para demostrar la idoneidad de los elementos estructurales y de los sistemas para resistir la fuerza calculada y las demandas de deformación, junto con datos de laboratorio y demás datos usados para soportar tales criterios. Revisión de los criterios de aceptación para procedimientos no lineales dados en el Pre-Estándar y Comentario para la Rehabilitación Sísmica de Edificios (FEMA 356) es discrecional por parte del equipo de revisión del diseño.

(2) Revisión del diseño final de todo el sistema estructural y todos los análisis de soporte. El equipo de revisión del diseño debe producir un informe que identifique, dentro del alcance de la revisión, las preocupaciones significativas y cualquier discrepancia de cumplimiento general con las disposiciones del Reglamento.

REFERENCIAS

ATC 40 (SSC, 1996) Seismic Evaluation and Retrofit of Concrete Buildings, SSC Report No. 96-01, Seismic Safety Commission, State of California, Sacramento, California, Developed by the Applied Technology Council, Redwood City, California.

FEMA 250 (FEMA 2000a), Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment-Frame Buildings, Federal Emergency Management Agency, Washington D.C.

FEMA 356 (FEMA, 2000b), Prestandard and Commentary for Seismic Rehabilitation of Buidings, Federal Emergency Management Agency, Washington D.C.

HAZUS (NIBS, 1999), HAZUS99 Technical Manual, National Institute of Building Science, Washington D.C. Developed by the Federal Emergency Management Agency through agreements with the National Institute of Building Sciences.

ASCE/SEI (2003), "Seismic Evaluation of Existing Buildings", ASCE/SEI 31-03, American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2003

ASCE/SEI (2006), "Seismic Rehabilitation of Existing Buildings", ASCE/SEI 41-06, American Society of Civil Engineers, Reston, Virginia, USA, 2006

APÉNDICE A-4.

VALORES DE AA, AV, AE Y AD Y DEFINICIÓN DE LA ZONA DE AMENAZA SÍSMICA DE LOS MUNICIPIOS COLOMBIANOS.

Departamento de Amazonas

Departamento de Antioquia

Departamento de Arauca

Archipielago de San Andrés

Departamento de Atlantico

Departamento de Bolivar

Departamento de Boyacá

Departamento de Caldas

Departamento de Caquetá

Departamento de Casanare

Departamento del Cauca

Departamento del Cesar

Departamento del Chocó

Departamento de Cordoba

Departamento de Cundinamarca

Distrito Capital

Departamento de Guainia

Departamento de la Guajira

Departamento del Guaviare

Departamento del Huila

Departamento del Magdalena

Departamento del Meta

Departamento del Nariño

Departamento del Norte de Santander

Departamento del Putumayo

Departamento del Quindio

Departamento de Risarlada

Departamento de Santander

Departamento de Sucre

Departamento del Tolima

Departamento del Valle del Cauca

Departamento del Vaupés

Departamento del Vichada

COMISION ASESORA PERMANENTE PARA EL REGIMEN
DE CONSTRUCCIONES SISMO RESISTENTES
(Creada por la Ley 400 de 1997)

REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE

NSR-10

TÍTULO B – CARGAS

TÍTULO B.

CARGAS.

CAPÍTULO B.1.

REQUISITOS GENERALES.

B.1.1 – ALCANCE

El presente Título de este Reglamento da los requisitos mínimos que deben cumplir las edificaciones con respecto a cargas que deben emplearse en su diseño, diferentes a las fuerzas o efectos que impone el sismo. Para que una estructura sismo resistente cumpla adecuadamente su objetivo, debe ser capaz de resistir además de los efectos sísmicos, los efectos de las cargas prescritas en el presente Título. El diseño de los elementos que componen la estructura de la edificación debe hacerse para la combinación de carga crítica.

B.1.2 – REQUISITOS BÁSICOS

B.1.2.1 – La estructura y todas sus partes deben cumplir, además de las prescripciones dadas en el Título A por razones sísmicas, los siguientes requisitos:

B.1.2.1.1 – Resistencia – La estructura de la edificación y todas sus partes deben diseñarse y construirse para que los materiales utilizados en la construcción de los elementos y sus conexiones puedan soportar con seguridad todas las cargas contempladas en el presente Título B de la NSR-10 sin exceder las resistencias de diseño cuando se mayoran las cargas por medio de coeficientes de carga, o los esfuerzos admisibles cuando se utilicen las cargas sin mayorar.

B.1.2.1.2 – Funcionamiento – Los sistemas estructurales y sus componentes deben diseñarse para que tengan una rigidez adecuada que limite: (a) las deflexiones verticales de los elementos, (b) la deriva ante cargas de sismo y viento, (c) las vibraciones y (d) cualquier otra deformación que afecte adversamente el funcionamiento de la estructura o edificación.

B.1.2.1.3 – Fuerzas causadas por deformaciones impuestas – Deben tenerse en cuenta en el diseño las fuerzas causadas por deformaciones impuestas a la estructura por: (a) los asentamientos diferenciales contemplados en el título H, (b) por restricción a los cambios dimensionales debidos a variaciones de temperatura, expansiones por humedad, retracción de fraguado, flujo plástico y efectos similares.

B.1.2.1.4 – Análisis – Los efectos de las cargas en los diferentes elementos de la estructura y sus conexiones deben determinarse utilizando métodos aceptados de análisis estructural, teniendo en cuenta los principios de equilibrio, estabilidad general, compatibilidad de deformaciones y las propiedades de los materiales tanto a corto como a largo plazo. En aquellos elementos que tiendan a acumular deformaciones residuales bajo cargas de servicio sostenidas (flujo plástico) debe tenerse en cuenta en el análisis sus efectos durante la vida útil de la estructura.

B.1.3 – UNIDAD E INTEGRIDAD ESTRUCTURAL GENERAL

B.1.3.1 – Además de los requisitos de amarre entre partes de la estructura y entre los elementos estructurales que se dan por razones sísmicas en el Título A de este Reglamento, deben tenerse en cuenta los requisitos adicionales que se dan a continuación. En el caso de estructuras de concreto reforzado deben consultarse también los requisitos de C.7.13.

B.1.3.2 – Por razones accidentales o debido a que la estructura se utiliza para fines diferentes a los previstos en el diseño, ésta puede sufrir daño local o la falta de capacidad resistente en un elemento o en una porción menor de la edificación. Debido a esto los elementos y miembros estructurales deben estar unidos con el fin de obtener una integridad estructural general que les permita experimentar daño local sin que la estructura en general pierda su estabilidad ni extienda el daño local a otros elementos, ni se presente colapso progresivo.

B.1.3.3 – El método más común para obtener integridad estructural consiste en disponer los elementos estructurales de tal manera que provean estabilidad general a la estructura, dándoles continuidad y garantizando que tengan suficiente ductilidad, capacidad de absorción y capacidad de disipación de energía para que pueda redistribuir cargas desde una zona dañada a las regiones adyacentes sin colapso.

B.1.4 – TRAYECTORIAS DE CARGAS

B.1.4.1 – El sistema estructural debe diseñarse de tal manera que exista una trayectoria continua para todas las cargas y solicitaciones consideradas en el diseño.

B.1.4.2 – La trayectoria de carga que se disponga debe diseñarse de tal manera que sea capaz de resistir adecuadamente las fuerzas desde su punto de aplicación a la estructura, o lugar donde se originen en la estructura, a través de los elementos estructurales hasta la cimentación u otros elementos de apoyo.

B.1.4.3 – En estructuras sometidas a fuerzas horizontales de viento, sismo, empuje de tierras y otras, los elementos estructurales que sean parte de la trayectoria de cargas deben ser capaces de resistir las fuerzas que se aplican en la superficie de otros elementos estructurales ya sea como cargas distribuidas o efectos inerciales causados por la masa de estos elementos y debe incluir diafragmas cuando sean requeridos para transmitir las fuerzas horizontales a los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas laterales.

CAPÍTULO B.2.

COMBINACIONES DE CARGA.

B.2.1 – DEFINICIONES Y LIMITACIONES

B.2.1.1 – DEFINICIONES – Las definiciones que se dan a continuación hacen referencia al presente Título B (Se incluye la traducción al inglés de cada uno de los términos definidos para efectos de concordancia con los requisitos de las normas que han servido de base a la actualización de estos requisitos dentro de la NSR-10):

Cargas (Loads) – Son fuerzas u otras solicitaciones que actúan sobre el sistema estructural y provienen del peso de todos los elementos permanentes en la construcción, los ocupantes y sus pertenencias, efectos ambientales, asentamientos diferenciales y restricción de cambios dimensionales. Las cargas permanentes son cargas que varían muy poco en el tiempo y cuyas variaciones son pequeñas en magnitud. Todas las otras cargas son cargas variables.

Cargas de servicio (Service loads) – Véase cargas nominales.

Carga mayorada (Factored load) – Es una carga que se obtiene como el producto de una carga nominal por un coeficiente de carga. Las fuerzas sísmicas dadas en el Título A de este Reglamento corresponden a fuerzas mayoradas, pues ya han sido afectadas por el coeficiente de carga, el cual va incluido en la probabilidad de ocurrencia del sismo de diseño.

Cargas nominales (Nominal loads) – Son las magnitudes de las cargas especificadas en B.3 a B.6 de este Reglamento. Las cargas muertas, vivas y de viento que se dan en este Título son cargas nominales o reales, las cuales NO han sido multiplicadas por el coeficiente de carga.

Coeficiente de carga (Load factor) – Es un coeficiente que tiene en cuenta las desviaciones inevitables de las cargas reales con respecto a las cargas nominales y las incertidumbres que se tienen en el análisis estructural. Es sinónimo de “factor de carga” para efectos del Reglamento NSR-10.

Coeficiente de reducción de resistencia (Strength reduction factor) – Es un coeficiente que tiene en cuenta las desviaciones inevitables entre la resistencia real y la resistencia nominal del elemento y la forma y consecuencia de su tipo de falla. Es sinónimo de “factor de reducción de resistencia” para efectos del Reglamento NSR-10.

Curadurías – Son, de acuerdo con la Ley 388 de 1997, las entidades encargadas de estudiar, tramitar y expedir las licencias de construcción en los casos que contempla la Ley. En aquellos casos en los cuales dentro del presente Reglamento NSR-10 se menciona la Curaduría, implica además de ellas la entidad que expide las licencias de construcción o urbanismo que cumplen sus funciones.

Durabilidad (Durability) – Capacidad de una estructura o elementos estructural para garantizar que no se presente deterioro perjudicial para el desempeño requerido en el ambiente para el cual se diseñó.

Edificación (Building) –Es una construcción cuyo uso principal es la habitación o ocupación por seres humanos.

Efectos de las cargas (Load effects) – Son las deformaciones y fuerzas internas que producen las cargas en los elementos estructurales.

Estado límite (Limit state) – Es una condición mas allá de la cual una estructura o uno de sus componentes deja de cumplir su función (estado límite de servicio) o se vuelve insegura (estado limite de resistencia).

Funcionamiento (Serviceability) – Capacidad de la estructura, o de un elemento estructural, de tener un comportamiento adecuado en condiciones de servicio.

Integridad estructural (Structural integrity) – Capacidad de la estructura para evitar colapso generalizado cuando ocurre daño localizado.

Mantenimiento (Maintenance) – Conjunto total de actividades que se realizan durante la vida de servicio de diseño de la estructura para que sea capaz de cumplir con los requisitos de desempeño.

Método de la resistencia (Strength design method) – Es un método de diseño para los elementos estructurales tal que las fuerzas internas calculadas producidas por las cargas mayoradas no excedan las resistencias de diseño de los mismos.

Método de los esfuerzos de trabajo (Allowable stress design method) – Es un método para diseñar los elementos estructurales en el cual los esfuerzos calculados elásticamente, utilizando cargas reales, no deben exceder un valor límite especificado para cada material.

Método de los estados límites (Limit state design method) – Es un método para diseñar estructuras de tal manera que la probabilidad de falla para ciertos estados límites considerados importantes esté dentro de valores aceptables. Por lo general se estudian los estados límites de servicio y de resistencia. Este último caso se conoce como método de la resistencia.

Reparabilidad (Restorability) – Capacidad de la estructura, o de un elemento estructural, de poder ser reparada física y económicamente cuando sea dañada por los efectos de las solicitaciones consideradas.

Resistencia (Resistance) – Capacidad de un elemento estructural para soportar las cargas o fuerzas que se le apliquen

Resistencia de diseño (Design strength) – Es el producto de la resistencia nominal por un coeficiente de reducción de resistencia.

Resistencia nominal (Nominal strength) – Es la capacidad de la estructura, o componente de ella, de resistir los efectos de las cargas, determinada por medio de cálculo en el cual se utilizan los valores nominales de las resistencias de los materiales, las dimensiones nominales del elemento y ecuaciones derivadas de principios aceptables de mecánica estructural. Estas ecuaciones provienen de ensayos de campo y ensayos de laboratorio con modelos a escala, teniendo en cuenta los efectos del modelaje y las diferencias entre las condiciones en el terreno y en laboratorio.

Sistema estructural (Structural system) – Elementos estructurales interconectados que en conjunto cumplen una función específica.

Trayectoria de cargas (Load path) – Sucesión de elementos estructurales a lo largo de los cuales se transmiten las cargas desde su punto de aplicación hasta la cimentación.

Vida de servicio de diseño (Design service life) – Período durante el cual la estructura o el elemento estructural sean utilizables para el propósito para el cual se diseñaron con los mantenimientos que se requieran pero sin que haya necesidad de realizarles reparaciones importantes.

B.2.1.2 – LIMITACIÓN – La seguridad de la estructura puede verificarse utilizando los requisitos de B.2.3 o B.2.4 dependiendo del método de diseño escogido y del material estructural. Una vez se ha determinado si se usan unos requisitos u otros, el diseño debe hacerse en su totalidad siguiendo los requisitos de ese numeral para todos los elementos de la estructura.

B.2.2 – NOMENCLATURA

D = carga Muerta consistente en:

(a) peso propio del elemento.

(b) peso de todos los materiales de construcción incorporados a la edificación y que son permanentemente soportados por el elemento, incluyendo muros y particiones divisorias de espacios.

(c) peso del equipo permanente.

E = fuerzas sísmicas reducidas de diseño (E = F_s/R) que se emplean para diseñar los miembros estructurales.

E_d = fuerza sísmica del umbral de daño.

F = cargas debidas al peso y presión de fluidos con densidades bien definidas y alturas máximas controlables.

F_a = carga debida a inundación.

F_s = fuerzas sísmicas calculadas de acuerdo con los requisitos del Título A del Reglamento.

G = carga debida al granizo, sin tener en cuenta la contribución del empozamiento.

L = cargas vivas debidas al uso y ocupación de la edificación, incluyendo cargas debidas a objetos móviles, particiones que se pueden cambiar de sitio. L incluye cualquier reducción que se permita. Si se toma en cuenta la resistencia a cargas de impacto este efecto debe tenerse en cuenta en la carga viva L.

L_e = carga de empozamiento de agua.

L_r = carga viva sobre la cubierta.

L₀ = carga viva sin reducir, en kN/m². Véase B.4.5.1.

H = cargas debidas al empuje lateral del suelo, de agua freática o de materiales almacenados con restricción horizontal.

R₀ = coeficiente de capacidad de disipación de energía básico definido para cada sistema estructural y cada grado de capacidad de disipación de energía del material estructural. Véase el Capítulo A.3.

R = coeficiente de capacidad de disipación de energía para ser empleado en el diseño, corresponde al coeficiente de disipación de energía básico multiplicado por los coeficientes de reducción de capacidad de disipación de energía por irregularidades en altura y en planta, y por ausencia de redundancia en el sistema estructural de resistencia sísmica . Véase el Capítulo A.3.

T = fuerzas y efectos causados por efectos acumulados de variación de temperatura, retracción de fraguado, flujo plástico, cambios de humedad, asentamiento diferencial o combinación de varios de estos efectos.

W = carga de Viento.

B.2.3 – COMBINACIONES DE CARGA PARA SER UTILIZADAS CON EL MÉTODO DE ESFUERZOS DE TRABAJO O EN LAS VERIFICACIONES DEL ESTADO LIMITE DE SERVICIO

B.2.3.1 – COMBINACIONES BÁSICAS – Excepto cuando así se indique en la parte correspondiente a cada uno de los materiales que se regulan en este Reglamento, deben tenerse en cuenta todas las cargas indicadas a continuación actuando en las combinaciones que se dan. El diseño debe hacerse para la combinación que produzca el efecto más desfavorable en la edificación, en su cimentación, o en el elemento estructural bajo consideración. El efecto más desfavorable puede ocurrir cuando una o varias de las cargas no actúen.

En el presente Reglamento NSR-10, todos los materiales estructurales, con la excepción de la madera y guadua en el Título G, se diseñan por el método de la resistencia y por lo tanto las combinaciones básicas de carga de la presente sección B.2.3.1 no son aplicables a los materiales estructurales prescritos en el Reglamento y no deben utilizarse. Se incluyen para aquellos casos especiales en los cuales el diseño se realiza por el método de los esfuerzos admisibles y solo deben emplearse cuando así lo indique explícitamente el Título o Capítulo o Sección correspondiente del Reglamento.

Deben considerarse los efectos más desfavorables de viento y de sismo tomándolos independientemente.

B.2.3.2 – FUERZAS SÍSMICAS – Las fuerzas sísmicas reducidas, E, utilizadas en las combinaciones B.2.3-6, B.2.3-8 y B.2.3-10 corresponden al efecto, expresado en términos de fuerza, F_s, de los movimientos sísmicos de diseño prescritos en el Título A, divididos por R(e = F_s/R). Cuando se trata de diseñar los miembros por el método de los esfuerzos de trabajo del material, el valor del coeficiente de carga que afecta las fuerzas sísmicas E, es 0.7.

B.2.3.2.1 – Verificación de las derivas por el método de esfuerzos de trabajo para el sismo de diseño – Para evaluar las derivas obtenidas de las deflexiones horizontales causadas por el sismo de diseño, deben utilizarse los requisitos del capítulo A.6, los cuales exigen que las derivas se verifiquen para las fuerzas sísmicas F_s, sin haber sido divididas por R, empleando 1.0E en vez de 0.7E en las ecuaciones que incluyan E en B.2.3.

B.2.3.2.2 – Verificación de las derivas por el método de esfuerzos de trabajo para el sismo de umbral de daño – Para evaluar las derivas obtenidas de las deflexiones horizontales causadas por el sismo de umbral de daño en edificaciones indispensables del grupo de uso IV, deben utilizarse los requisitos del capítulo A.12, los cuales exigen que las derivas se verifiquen para las fuerzas sísmicas E_d.

B.2.4 – COMBINACIONES DE CARGAS MAYORADAS USANDO EL MÉTODO DE RESISTENCIA

B.2.4.1 – APLICABILIDAD – Las combinaciones de carga y factores de carga dados en la sección B.2.4.2 deben ser usados en todos los materiales estructurales permitidos por el Reglamento de diseño del material, con la excepción de aquellos casos en que el Reglamento indique explícitamente que deba realizarse el diseño utilizando el método de los esfuerzos de trabajo. caso en el cual se deben utilizar las combinaciones de la sección B.2.3.1.

Nota Importante: Las combinaciones de carga dadas en B.2.4.2 contienen factores de carga menores que los que prescribía el Reglamento NSR-98, pero al mismo tiempo para cada uno de los materiales estructurales en esta nueva versión del Reglamento (NSR-10) se han prescrito valores de los coeficientes de reducción de resistencia, , menores que los que contenía el Reglamento NSR-98, siendo los nuevos valores concordantes con la probabilidad de falla estructural que limita el Reglamento. Por lo tanto es incorrecto, e inseguro, utilizar las nuevas ecuaciones de combinación de carga de B.2.4.2 con los valores de los coeficientes de reducción de resistencia, , que contenía la NSR-98.

B.2.4.2 – COMBINACIONES BÁSICAS – El diseño de las estructuras, sus componentes y cimentaciones debe hacerse de tal forma que sus resistencias de diseño igualen o excedan los efectos producidos por las cargas mayoradas en las siguientes combinaciones:

B.2.4.2.1 – Las fuerzas sísmicas reducidas de diseño, E, utilizadas en las combinaciones B.2.4-5 y B.2.4-7 corresponden al efecto, expresado en términos de fuerza, F_s, de los movimientos sísmicos de diseño prescritos en el Título A, divididos por R(E = F_s/R). Cuando se trata de diseñar los miembros, el valor del coeficiente de carga que afecta las fuerzas sísmicas E, es 1.0, dado que estas están prescritas al nivel de resistencia. Para la verificación de las derivas obtenidas de las deflexiones horizontales causadas por el sismo de diseño, deben utilizarse los requisitos del Capítulo A.6, los cuales exigen que las derivas se verifiquen para las fuerzas sísmicas F_s, sin haber sido divididas por R.

B.2.4.2.2 – Se permite reducir a 0.5 el factor de carga de carga viva, L, en las combinaciones B.2.4-3, B.2.4-4 y B.2.4-5, excepto para estacionamientos, áreas ocupadas como lugares de reunión pública y en todas las áreas donde L₀ sea superior a 4.8 kN/m².

B.2.4.2.3 – Cuando las cargas de viento prescritas en el capítulo B.6 del Reglamento NSR-10 no se reducen por el factor de direccionalidad prescrito allí se permite utilizar 1.3W en lugar de 1.6W en las combinaciones B.2.4-4 y B.2.4-6.

B.2.4.2.4 – El Título A del Reglamento NSR-10 define las fuerzas por sismo al nivel de resistencia por lo tanto en las combinaciones B.2.4-5 y B.2.4-7 se debe usar 1.0E. En las ecuaciones B.2.4-5 y B.2.4-7 se puede usar 1.4E en lugar de 1.0E, cuando los efectos de carga por sismo E se basen en los niveles de servicio de las fuerzas sísmicas.

B.2.4.2.5 – El factor de carga para H, cargas debidas al peso y presión del suelo, agua en el suelo, u otros materiales, debe fijarse igual a cero en las combinaciones B.2.4-6 y B.2.4-7 si la acción estructural debida a H neutraliza las causadas por W o E. Cuando las presiones laterales ejercidas por el empuje del suelo proporcionan resistencia a las acciones estructurales provenientes de otras fuerzas, no deben incluirse en H, sino deben incluirse en la resistencia de diseño.

B.2.4.2.6 – Si los efectos del impacto deben ser tenidos en cuenta en el diseño, estos efectos deben incluirse con la carga viva L.

B.2.4.2.7 – Los estimativos de asentamientos diferenciales, el flujo plástico, la retracción, la expansión de concretos de retracción compensada o las variaciones de temperatura deben basarse en una evaluación realista de tales efectos que puedan ocurrir durante la vida útil de la estructura.

Notas:

CAPÍTULO B.3.

CARGAS MUERTAS.

B.3.1 – DEFINICIÓN

La carga muerta cubre todas las cargas de elementos permanentes de construcción incluyendo su estructura, los muros, pisos, cubiertas, cielos rasos, escaleras, equipos fijos y todas aquellas cargas que no son causadas por la ocupación y uso de la edificación. Las fuerzas netas de preesfuerzo deben incluirse dentro de la carga muerta.

B.3.2 – MASAS Y PESOS DE LOS MATERIALES

Al calcular las cargas muertas deben utilizarse las densidades de masa reales (en kg/m³) de los materiales las cuales se deben multiplicar por la aceleración de la gravedad, 9.8 m/s², para así obtener valores de peso en N/m³. En la tabla B.3.2-1 se muestran los valores de la densidad de masa en kg/m³ para los materiales de uso más frecuente.

Tabla B.3.2-1

Masas de los materiales

B.3.3 – CARGAS MUERTAS MÍNIMAS

Al calcular las cargas muertas deben utilizarse las masas reales de los materiales. Debe ponerse especial cuidado en determinar masas representativas en este cálculo, utilizar el peso especificado por el fabricante o en su defecto deben evaluarse analítica o experimentalmente.

B.3.4 – ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES

Para el cálculo de las cargas muertas producidas por materiales de construcción no estructurales, estos elementos se dividen en horizontales y verticales.

B.3.4.1 – ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES HORIZONTALES – Los elementos no estructurales horizontales son aquellos cuya dimensión vertical es substancialmente menor que sus dimensiones horizontales, y están aplicados, soportados, fijados o anclados a las losas o a la cubierta de la edificación. Estos elementos incluyen, entre otros: formaletería permanente para losas o viguetas, morteros de afinado de piso, rellenos de piso, acabados de piso, rellenos en cubiertas inclinadas, elementos de cubiertas, tejas, membranas impermeables, aislamientos térmicos, claraboyas, cielo raso, alistados, y ductos para servicios.

[Nota: Para propósitos de diseño, las cargas muertas para los elementos no estructurales horizontales se consideran como cargas verticales uniformes por unidad de área de superficie o proyección horizontal, aplicada en las zonas correspondientes en que se localizan tales elementos. En la determinación de las cargas muertas producidas por tales elementos se debe usar la densidad de masa real de los materiales y un espesor realista. Como guía, en la tabla B.3.2-1 se sugieren las densidades de masa mínimas (tales valores deben ser multiplicados por g y por el espesor correspondiente en m para obtener las cargas muertas en N/m²). En las tablas B.3.4.1-1 a B.3.4.1-4 se dan valores de cargas muertas de los materiales típicos en elementos no estructurales horizontales, los cuales corresponden a valores mínimos promedio. El diseñador estructural debe tener en cuenta la posibilidad de variación de estos valores debido a diferencias en los materiales locales y en la práctica constructiva.]

Tabla B.3.4.1-3

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales horizontales - pisos

Tabla B3.4.1-2

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales horizontales - relleno de pisos

Tabla B.3.4.1-3

Cargas muertas mínimas no estructurales horizontales - pisos.

Tabla B.3.4.1-4

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales horizontales - cubiertas

B.3.4.2 – ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES VERTICALES – Los elementos no estructurales verticales son aquellos cuya dimensión vertical es substancialmente mayor que su mínima dimensión horizontal y se encuentran erguidos libremente o soportados por los elementos estructurales verticales o fijados a ellos o anclados solamente a las losas de entrepiso. Tales elementos incluyen, entre otros: fachadas, muros no estructurales, particiones, recubrimiento de muros, enchapes, ornamentación arquitectónica, ventanas, puertas, y ductos verticales de servicios. En las edificaciones en las cuales se puedan disponer particiones, se debe hacer provisión de carga para ellas, ya sea que estas figuren o no, en los planos arquitectónicos.

Tabla B.3.4.2-1

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales verticales - recubrimiento de muros

Tabla B.3.4.2-2

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales verticales - particiones livianas

Tabla B.3.4.2-3

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales verticales - enchapes

Tabla B.3.4.2-4

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales verticales - muros

Tabla B.3.4.2-5

Cargas muertas mínimas de elementos no estructurales verticales - ventanas

[Nota: Para propósitos de diseño, las cargas muertas causadas por los elementos no estructurales verticales se consideran como cargas concentradas, o distribuidas por unidad de longitud del elemento no estructural. Como una guía, se sugieren los valores mínimos de densidad de masa de la tabla B.3.2-1 (los valores allí dados deben multiplicarse por g, por el espesor correspondiente en m, y por la altura del elemento en m, con el fin de obtener cargas muertas uniformes distribuidas en N/m). En las tablas B.3.4.2-1 a B.3.4.2-5 se dan los valores de carga muerta de los materiales típicos empleados en los elementos no estructurales verticales, en kN por unidad de área vertical en m². Para obtener las cargas muertas distribuidas en kN/m, los valores sugeridos en las tablas B.3.4.2-1 a B.3.4.2-5 deben multiplicarse por la altura en m del elemento no estructural vertical. Los valores dados en las tablas B.3.2-1 y B.3.4.2-1 a B.3.4.2-5, corresponden a valores mínimos promedio; el diseñador estructural debe tener en cuenta la posibilidad de variación de estos valores debido a diferencias en los materiales locales y en la práctica constructiva.]

[Nota: La carga muerta de los elementos no estructurales verticales internos, como muros y particiones interiores, puede considerarse como una carga muerta uniforme vertical por unidad de área cuando los elementos estructurales secundarios del sistema de piso sean capaces de soportar las cargas concentradas o distribuidas causadas por ellas, sin que se afecte el nivel de resistencia o servicio del sistema de piso del elemento no estructural. Si los elementos no estructurales verticales tienen más de un nivel de altura, sus cargas muertas deben considerarse como cargas concentradas o distribuidas. La carga muerta de fachadas y elementos de cerramiento de la edificación deben considerarse como cargas distribuidas sobre el borde de la losa.]

B.3.4.3 – VALORES MÍNIMOS ALTERNATIVOS PARA CARGAS MUERTAS DE ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES – En edificaciones con alturas entre pisos terminados menores a 3 m, se pueden utilizar los valores mínimos de carga muerta en kN/m² de área horizontal en planta, dados en la tabla B.3.4.3-1 según el tipo de ocupación, en vez de aquellos obtenidos del análisis detallado de las cargas muertas causadas por los elementos no estructurales.

Tabla B.3.4.3-1

Valores mínimos alternativos de carga muerta de elementos no estructurales cuando no se efectúe un análisis más detallado

B.3.5 – EQUIPOS FIJOS

Dentro de las cargas muertas deben incluirse la masa correspondiente de todos los equipos fijos que estén apoyados sobre elementos estructurales tales como ascensores, bombas hidráulicas, transformadores, equipos de aire acondicionado y ventilación y otros.

B.3.6 – CONSIDERACIONES ESPECIALES

Los profesionales que participen en la construcción y la supervisión técnica, y el propietario de la edificación, deben ser conscientes de los valores de las cargas muertas utilizadas en el diseño y tomar las precauciones necesarias para verificar en la obra que los pesos de los materiales utilizados no superen los valores usados en el diseño. Es responsabilidad de quien suscribe como constructor la licencia de construcción el cumplimiento de este requisito. Véase A.1.3.6.5.

CAPÍTULO B.4.

CARGAS VIVAS.

B.4.1 – DEFINICIÓN

B.4.1.1 –Las cargas vivas son aquellas cargas producidas por el uso y ocupación de la edificación y no deben incluir cargas ambientales tales como viento y sismo.

B.4.1.2 – Las cargas vivas en las cubiertas son aquellas causadas por:

(a) Los materiales, equipos y trabajadores utilizados en el mantenimiento de la cubierta y

(b) Las causadas por objetos móviles, tales como materas u otros objetos decorativos, y por las personas que tengan acceso a ellas.

B.4.2 – CARGAS VIVAS UNIFORMEMENTE REPARTIDAS

B.4.2.1 – CARGAS VIVAS REQUERIDAS – Las cargas vivas que se utilicen en el diseño de la estructura deben ser las máximas cargas que se espera ocurran en la edificación debido al uso que ésta va a tener. En ningún caso estas cargas vivas pueden ser menores que las cargas vivas mínimas que se dan en las tablas B.4.2.1-1 y B.4.2.1-2.

Tabla B.4.2.1-1

Cargas vivas mínimas uniformemente distribuidas

Tabla B.4.2.1-2

Cargas vivas mínimas en cubiertas

Nota-1 – La carga viva de la cubierta no debe ser menor que el máximo valor de las cargas vivas usadas en el resto de la edificación, y cuando esta tenga uso mixto, tal carga debe ser la mayor de las cargas vivas correspondientes a los diferentes usos.

B.4.2.2 – EMPUJE EN PASAMANOS Y ANTEPECHOS – Las barandas, pasamanos de escaleras y balcones, y barras auxiliares tanto exteriores como interiores, y los antepechos deben diseñarse para que resistan una fuerza horizontal de 1.00 kN/m (100 kgf/m) aplicada en la parte superior de la baranda, pasamanos o antepecho y deben ser capaces de transferir esta carga a través de los soportes a la estructura. Para viviendas unifamiliares, la carga mínima es de 0.4 kN/m. (40 kgf/m). En estadios y coliseos esa carga mínima horizontal de barandas y antepechos no será menor de 2.5 kN/m (250 kgf/m). En estos y otros escenarios públicos las barandas deberán ser sometidas a pruebas de carga, las cuales deben ser dirigidas y documentadas por el Supervisor Técnico antes de ser puestas en servicio.

Las barandas intermedias (todas excepto los pasamanos) y paneles de relleno se deben diseñar para soportar una carga normal aplicada horizontalmente de 0.25 kN (25 kgf) sobre un área que no exceda 0.3 m de lado, incluyendo aberturas y espacios entre barandas. No es necesario superponer las acciones debidas a estas cargas con aquellas de cualquiera de los párrafos precedentes.

Los sistemas de barreras para vehículos, en el caso de automóviles de pasajeros, se deben diseñar para resistir una única carga de 30 kN (3000 kgf) aplicada horizontalmente en cualquier dirección al sistema de barreras, y debe tener anclajes o uniones capaces de transferir esta carga a la estructura. Para el diseño del sistema, se debe suponer que la carga va a actuar a una altura mínima de 0.5 m por encima de la superficie del piso o rampa sobre un área que no exceda 0.3 m de lado, y no es necesario suponer que actuará conjuntamente con cualquier carga para pasamanos o sistemas de protección especificada en los párrafos precedentes. Las cargas indicadas no incluyen sistemas de barreras en garajes para vehículos de transporte público y camiones; en estos casos se deben realizar los análisis apropiados que contemplen estas situaciones.

B.4.3 – CARGA PARCIAL

Cuando la luz de un elemento esté cargada parcialmente con la carga viva de diseño produciendo un efecto más desfavorable que cuando está cargada en la totalidad de la luz, este efecto debe ser tenido en cuenta en el diseño.

B.4.4 – IMPACTO

Cuando la estructura quede sometida a carga viva generadora de impacto, la carga viva debe incrementarse, para efectos de diseño, por los siguientes porcentajes:

(a) Soportes de Elevadores y Ascensores,  100%

(b) Vigas de puentes grúas con cabina de operación y sus conexiones,  25%

(c) Vigas de puentes grúas operados por control remoto y sus conexiones,  10%

(d) Apoyos de maquinaria liviana, movida mediante motor eléctrico o por un eje,  20%

(e) Apoyos de maquinaria de émbolo o movida por motor a pistón, no menos de  50%

(f) Tensores que sirvan de apoyo a pisos o balcones suspendidos y escaleras,  33%

B.4.5 – REDUCCIÓN DE LA CARGA VIVA

B.4.5.1 – REDUCCION DE LA CARGA VIVA POR AREA AFERENTE – Cuando el área de influencia del elemento estructural sea mayor o igual a 35 m² y la carga viva sea superior a 1.80 kN/m² (180 kgf/m²) e inferior a 3.00 kN/m² (300 kgf/m²), la carga viva puede reducirse utilizando la ecuación B.4.5-1:

Donde:

L = carga viva reducida, en kN/m²

L_o = carga viva sin reducir, en kN/m²

A_i = área de influencia del elemento en m²

B.4.5.1.1 – La carga viva reducida no puede ser menor del 50% de L_o en elementos que soporten un piso ni del 40% de L_o en dos o más pisos.

B.4.5.1.2 – El área de influencia es el área de los paneles adyacentes al elemento considerado, en tal forma que para columnas y vigas equivale al área de los paneles de placa que tocan el elemento, así:

vigas centrales	Ai = área de dos paneles
vigas de borde	Ai = área de un panel
columnas centrales	Ai = área de cuatro paneles
columnas de borde	Ai = área de dos paneles
columnas de esquina	Ai = área de un panel

Para elementos que soporten más de un piso deben sumarse las áreas de influencia de los diferentes pisos

B.4.5.2 – REDUCCION POR NÚMERO DE PISOS – Alternativamente a lo estipulado en el numeral anterior en edificios de cinco pisos o más la carga viva para efectos del diseño de las columnas y la cimentación puede tomarse como la suma de las cargas vivas de cada piso multiplicadas por el coeficiente r correspondiente a ese piso:

r = 1.0	para i = n a i = n-4 (cinco pisos superiores)
r = 1.0 + 0.10(in + 4)	para i = n - 5 a i = n - 8
r = 0.5	para i = n - 9 en adelante

Donde:

n = número de pisos del edificio

i = número del piso donde se aplica el coeficiente r

B.4.6 - PUENTE GRÚAS

En el diseño de las vigas carrilera de los puente grúas debe tenerse en cuenta una fuerza horizontal equivalente a por lo menos el 20% de la suma de los pesos de la grúa y la carga levantada. En la suma no entra el peso de las partes estacionarias del puente grúa. Esta fuerza debe suponerse colocada en la parte superior de los rieles, normalmente a los mismos y debe distribuirse entre las vigas teniendo en cuenta la rigidez lateral de la estructura que soporta los rieles. Además debe tenerse en cuenta una fuerza horizontal longitudinal, aplicada al tope del riel, igual al 10% de las cargas máximas de rueda de la grúa.

B.4.7 – EFECTOS DINÁMICOS

Las edificaciones expuestas a excitaciones dinámicas producidas por el público tales como: estadios, coliseos, teatros, gimnasios, pistas de baile, centros de reunión o similares, deben ser diseñadas de tal manera que tengan frecuencias naturales verticales iguales o superiores a 5 Hz (períodos naturales verticales menores de 0.2 s).

B.4.8 – CARGAS EMPOZAMIENTO DE AGUA Y DE GRANIZO

B.4.8.1 – GENERALIDADES – En el diseño estructural de cubiertas se deben considerar los efectos de empozamiento de agua y de granizo. El empozamiento de agua se produce por obstrucción de los sistemas de drenaje de la cubierta, el cual puede ocurrir por debido a residuos, hojas de árboles, o granizo, entre otras fuentes de obstrucción. La determinación de las cargas por empozamiento de agua y granizo se realiza de la siguiente manera:

(a) Toda cubierta debe disponer de sistema auxiliar de evacuación del exceso de agua cuando se presenta una obstrucción de las bajantes normales. Este sistema puede consistir en gárgolas, rebosaderos u otros implementos que eviten la acumulación de agua y la evacuen de forma confiable ante la obstrucción de las bajantes del sistema de drenaje.

(b) La carga de empozamiento de agua, L_e, se determina con base en el volumen de agua que es posible contener hasta que se alcance el nivel de los elementos del sistema auxiliar de evacuación del exceso de agua, como se indica en B.4.8.2.

B.4.8.2 – CARGA POR EMPOZAMIENTO DE AGUA

B.4.8.2.1 – El proyecto hidráulico de la edificación debe incluir el diseño del sistema de drenaje de la cubierta y del sistema auxiliar de evacuación del exceso de agua y definirá el volumen de agua que pueda acumularse antes de que el sistema auxiliar de drenaje del exceso opere. Es responsabilidad del constructor que suscribe la licencia de construcción aprobar el proyecto hidráulico y asegurarse de que los sistemas de drenaje normal y auxiliar sean apropiados y de suministrar la información acerca del volumen de agua que pueda acumularse al diseñador estructural.

B.4.8.2.2 – Con base en la información suministrada por el constructor el diseñador estructural determinará las cargas causadas por el volumen de agua que pueda acumularse antes de que el sistema auxiliar de drenaje del exceso opere y su distribución a los elementos estructurales de soporte de la cubierta realizando su diseño de tal manera que sean capaces de resistir este peso sin fallar.

B.4.8.2.3 – Para cubiertas en estructura metálica, la revisión del empozamiento debe tener adicionalmente en cuenta lo indicado en F.2.2.3.9.

B.4.8.3 – CARGA DE GRANIZO

B.4.8.3.1 – Las cargas de granizo, G, deben tenerse en cuenta en las regiones del país con más de 2 000 metros de altura sobre el nivel del mar o en lugares de menor altura donde la autoridad municipal o distrital así lo exija.

B.4.8.3.2 – En los municipios y distritos donde la carga de granizo deba tenerse en cuenta, su valor es de 1.0 kN/m² (100 kgf/m²). Para cubiertas con una inclinación mayor a 15° este valor puede reducirse a 0.5 kN/m² (50 kgf/m²).

CAPÍTULO B.5.

EMPUJE DE TIERRA Y PRESIÓN HIDROSTÁTICA.

B.5.1 – EMPUJE EN MUROS DE CONTENCIÓN DE SÓTANOS

B.5.1.1 – En el diseño de los muros de contención de los sótanos y otras estructuras aproximadamente verticales localizadas bajo tierra, debe tenerse en cuenta el empuje lateral del suelo adyacente. Igualmente deben tenerse en cuenta las posibles cargas tanto vivas como muertas que puedan darse en la parte superior del suelo adyacente. Cuando parte o toda la estructura de sótano está por debajo del nivel freático, el empuje debe calcularse para el peso del suelo sumergido y la totalidad de la presión hidrostática. Deben consultarse los requisitos del Título H del Reglamento.

B.5.1.2 – El coeficiente de empuje de tierra deberá elegirse en función de las condiciones de deformabilidad de la estructura de contención, pudiéndose asignar el coeficiente de empuje activo cuando las estructuras tengan libertad de giro y de traslación; en caso contrario, el coeficiente será el de reposo o uno mayor, hasta el valor del pasivo, a juicio del ingeniero geotecnista y de acuerdo con las condiciones geométricas de la estructura y de los taludes adyacentes, cumpliendo los requisitos adicionales del Título H del Reglamento.

B.5.2 – PRESIÓN ASCENDENTE, SUBPRESIÓN, EN LOSAS DE PISO DE SÓTANOS

En el diseño de la losa de piso de sótano y otras estructuras aproximadamente horizontales localizadas bajo tierra debe tenerse en cuenta la totalidad de la presión hidrostática ascendente aplicada sobre el área. La cabeza de presión hidrostática debe medirse desde el nivel freático. La misma consideración debe hacerse en el diseño de tanques y piscinas. Véase el capítulo C.23.

B.5.3 – SUELOS EXPANSIVOS

Cuando existan suelos expansivos bajo la cimentación de la edificación, o bajo losas apoyadas sobre el terreno, la cimentación, las losas y los otros elementos de la edificación, deben diseñarse para que sean capaces de tolerar los movimientos que se presenten, y resistir las presiones ascendentes causadas por la expansión del suelo, o bien los suelos expansivos deben retirarse o estabilizarse debajo y en los alrededores de la edificación, de acuerdo con las indicaciones del ingeniero geotecnista. Debe consultarse el Titulo H del Reglamento.

B.5.4 – ZONAS INUNDABLES

En aquellas zonas designadas por la autoridad competente como inundables, el sistema estructural de la edificación debe diseñarse y construirse para que sea capaz de resistir los efectos de flotación y de desplazamiento lateral causados por los efectos hidrostáticos, hidrodinámicos y de impacto de objetos flotantes.

Notas

CAPÍTULO B.6.

FUERZAS DE VIENTO.

B.6.1 – ALCANCE

A continuación se presentan métodos para calcular las fuerzas de viento con que debe diseñarse el sistema principal de resistencia de fuerzas de viento (SPRFV) de las edificaciones, sus componentes y elementos de revestimiento. No es aplicable a las estructuras de forma o localización especiales, las cuales requieren investigación apropiada, ni a las que puedan verse sometidas a oscilaciones graves inducidas por el viento, ni tampoco a estructuras de puentes. Cuando existan resultados experimentales, obtenidos en túneles de viento, éstos pueden usarse en lugar de los especificados en este capítulo, siempre y cuando reciban la aprobación de la Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes.

B.6.1.1 – PROCEDIMIENTOS PERMITIDOS – Las cargas de diseño para edificios y otras estructuras, incluyendo el SPRFV y todos los componentes y elementos de revestimiento de estos, se determinaran usando uno de los siguientes procedimientos:

Método 1 – Procedimiento Simplificado, para edificios que cumplan los requisitos especificados en la sección B.6.4

Método 2 – Procedimiento Analítico, para edificios que cumplan los requisitos especificados en la sección B.6.5.

Método 3 – Procedimiento de Túnel de Viento como se especifica en la sección B.6.6.

B.6.1.2 – PRESIONES DE VIENTO QUE ACTÚAN EN CARAS OPUESTAS DE CADA SUPERFICIE DEL EDIFICIO – Para el cálculo de las cargas de viento de diseño del SPRFV, se deberá tomar la suma algebraica de las presiones que actúan en caras opuestas de cada superficie del edificio.

B.6.1.3 – CARGA DE VIENTO DE DISEÑO MÍNIMA – La carga de viento de diseño, determinada mediante cualquiera de los procedimientos de la sección B.6.1.1, no deberá ser menor a la especificada a continuación.

B.6.1.3.1 – Sistema Principal Resistente a Cargas de Viento (SPRFV) – Para una edificación cerrada, parcialmente cerrada o para cualquier estructura, la carga de viento a usarse en el diseño de SPRFV no será menor a la multiplicación de 0.40 kN/m² por el área de la edificación o estructura, proyectada a un plano vertical normal a la dirección de viento en estudio.

B.6.1.3.2 – Componentes y Revestimientos – La presión de viento de diseño para los componentes y revestimientos de la estructura no será menor a una presión neta de 0.40 kN/m² actuando en cualquier dirección normal a la superficie.

B.6.2 – DEFINICIONES

Las siguientes definiciones se aplican a este capítulo:

Aberturas – Vanos o espacios en el cerramiento del edificio, que permiten la circulación del aire a través del cerramiento y que se diseñan como “abiertos” durante vientos de diseño como se define en estas especificaciones.

Altura de la cornisa, h – La distancia desde la superficie del suelo adyacente al edificio hasta la cornisa en una determinada pared. Si la altura de la cornisa varía a lo largo de la pared, se tomará la altura promedio.

Altura media de cubierta, h – El promedio de la altura hasta la cornisa y la altura hasta el punto más elevado de la cubierta. Para cubiertas con ángulos de inclinación menores o iguales a 10^o, la altura media de cubierta será la altura de la cornisa.

Aprobado – Aceptado por la autoridad competente.

Área efectiva – El área usada para determinar GC_p. Para elementos de componentes y paneles de revestimiento, el área efectiva en las figs. B.6.5-8A a B.6.5-14 y en la Fig. B.6.5-16A, B, C y D y es la longitud de luz multiplicada por un ancho efectivo que no debe ser menor que un tercio de la longitud del tramo. Para los elementos de amarre de revestimientos, el área efectiva de viento no será mayor que el área tributaria de un amarre individual.

Colina – Con respecto a los efectos topográficos de la sección B.6.5.7, se refiere a una superficie de terreno caracterizada por un cambio notable de relieve en cualquier dirección horizontal.

Componentes y revestimientos – Aquellos elementos que no forman parte del sistema principal resistente a fuerzas de viento, SPRFV.

Cubierta libre – Cubierta con una configuración similar a la de las figs. B.6.5-15A a B.6.5-15D (a una, dos aguas o en artesa), en un edificio abierto sin paredes de cerramiento bajo la superficie del cubierta.

Edificio abierto – Un edificio con aberturas de al menos 80% del área en cada una de las paredes que conforman el cerramiento del edificio (fachadas y cubiertas). Se expresa esta condición mediante la siguiente ecuación , donde:

A_o = área total de aberturas en una pared que reciba presión positiva externa, en m².

A_g = área total de la pared a la cual A_o hace referencia.

Edificio bajo – Edificio cerrado o parcialmente cerrado que cumpla con las siguientes condiciones:

(a) Altura media de la cubierta (h) menor o igual a 18 m (60ft).

(b) Altura media de la cubierta (h) no excede la menor dimensión horizontal del edificio.

Edificio cerrado – Un edificio que no cumpla los requerimientos de edificios abiertos o parcialmente cerrados.

Edificio de diafragma simple – Un edificio en el cual las cargas de viento a barlovento y sotavento se trasmiten a través de los diafragmas de piso y cubierta hacia un mismo SPRFV, es decir no tiene separaciones estructurales.

Estructura o edificio de forma regular – Un edificio u otra estructura que no tenga geometría irregular en su forma espacial.

Estructura o edificio rígido – Un edificio u otra estructura cuya frecuencia fundamental sea mayor o igual a 1Hz.

Edificio parcialmente cerrado – Un edificio que cumpla las siguientes condiciones:

(a) El área total de aberturas en una pared que recibe presión externa positiva excede por más de 10% a la suma de las áreas de aberturas en el área restante del revestimiento del edificio (paredes y cubierta).

(b) El área total de aberturas en una pared que soporta cargas positivas, excede de 0.37 m² o 1% del área de esa pared (la que sea menor), y el porcentaje de aberturas en el área restante del revestimiento del edificio no excede 20%.

Estas condiciones se expresan mediante las siguientes condiciones:

donde

A_o = área total de aberturas en una pared que reciba presión positiva externa, en m².

A_g = área total de la pared a la cual A_o hace referencia.

A_oi = la suma de las áreas de aberturas, sin incluir A_o, en la revestimiento del edificio (paredes y cubierta), en _m²_.

A_gi = la suma de las áreas brutas, sin incluir A_g, del revestimiento del edificio (paredes y cubierta), en m²

Edificio u otra estructura flexible – Edificios u otras estructuras esbeltas con frecuencia natural fundamental menor a 1 Hz.

Escarpe – Con respecto a los efectos topográficos de la sección B.6.5.7, se refiere a un acantilado o pendiente fuerte que separa dos niveles de terreno (véase Fig. B.6.5-1).

Factor de importancia, I – Factor que tiene en cuenta el grado de amenaza a la vida humana y daño a la propiedad.

Fuerza de diseño, F – Fuerza estática equivalente usada para determinar las cargas de viento para edificios abiertos y otras estructuras.

Literatura reconocida – Investigaciones publicadas o documentos técnicos que han sido aprobados.

Material para vidriado – Elementos de vidrio, incluyendo vidrio recocido, vidrio con recubrimiento orgánico, vidrio templado, vidrio laminado, vidrio armado, láminas de material plástico o combinaciones de éstos usados en vidriados (véase K.4.1.2).

Presión de diseño, p – Presión estática equivalente usada para determinar cargas de viento para edificios.

Revestimiento del edificio – Componentes que cierren el edificio como cubiertas, claraboyas, paredes exteriores, puertas y ventanas.

Revestimiento resistente a impactos – Un cerramiento diseñado para proteger los materiales para vidriados.

Sistema principal resistente a cargas de viento (SPRFV) – Un conjunto de elementos estructurales destinado a brindar apoyo y estabilidad a la estructura en su totalidad. El sistema generalmente recibe las cargas de viento provenientes de mas de una superficie.

Velocidad de viento, V – Como se especifica en la sección B.6.5.4, es la velocidad de una ráfaga de 3 segundos medida 10 m por encima del suelo en la Exposición C (Véase sección B.6.5.6.3).

Vidriera – Vidrio o láminas traslucidas de plástico usado en ventanas, puertas, claraboyas o cerramientos.

B.6.3 – NOMENCLATURA

La nomenclatura siguiente comprende las variables utilizadas en el presente capítulo.

A = área efectiva para viento, en m²

A_f = área de un edificio u otra estructura abierta. Puede referirse al área normal a la dirección de viento o al área proyectada en un plano normal a la dirección del viento, en m²

A_g = área bruta a la cual hace referencia A_o, en m²

A_gi = la suma de las áreas brutas de toda la superficie del envolvente (paredes y cubierta) sin incluir A_g, en m²

A_o = área total de aberturas en una pared que recibe presión positiva externa, en m²

A_oi = la suma del área de aberturas de toda la superficie del envolvente (paredes y cubierta) sin incluir A_o, en _m2

A_og = área total de aberturas en toda la superficie del cerramiento (paredes y cubierta) del edificio, en m²

A_g = área bruta de la pared sólida libre o la valla rígida, en m²

a = ancho de la zona para coeficiente de presión, en m

B = dimensión horizontal del edificio medido en dirección normal a la dirección del viento, en m

 = factor de velocidad media de viento horaria en la ec. B.6.5-12 de la tabla B.6.5-2

 = factor de velocidad de ráfaga de 3 segundos, de la tabla B.6.5-2

C_f = coeficiente de fuerza a usarse en el cálculo de cargas de viento para estructuras diferentes a edificios

C_N = coeficiente de presión neta a usarse en el cálculo de cargas de viento para edificios abiertos

C_p = coeficiente de presión externa a usarse en el cálculo de cargas de viento para edificios

c = factor de intensidad de turbulencia en la ec. B.6.5-3 de la tabla B.6.5-2

D = diámetro de estructura o miembro circular, en m

D' = profundidad de elementos sobresalientes como nervaduras y cornisas, en m

F = fuerza de viento de diseño para estructuras diferentes a edificios, en N

G = factor de efecto ráfaga

G_f = factor de efecto ráfaga para el SPRFV de edificios flexibles y otras estructuras

GC_pn = coeficiente de presión combinada para un parapeto

GC_p = producto del coeficiente de presión externa y el factor de efecto ráfaga a usarse en la determinación de cargas de viento para edificios

GC_pf = producto del coeficiente equivalente de presión externa y el factor de efecto ráfaga a usarse en la determinación de cargas de viento para el SPRFV de edificios bajos

GC_pi = producto del coeficiente de presión interna y el factor de efecto ráfaga a usarse en la determinación de cargas de viento para edificios

g_Q = factor pico para respuesta del entorno en las ecs. B.6.5-2 y B.6.5-6

g_R = factor pico para respuesta de resonancia en las ec. B.6.5-6

gv = factor pico para respuesta de viento en las ecs. B.6.5-2 y B.6.5-6

H = altura de la colina o escarpe en la fig. B.6.5-1, en m

h = altura media de un edificio o altura de cualquier otra estructura. Se debe usar la altura a la cornisa si el ángulo de inclinación ^e es menor o igual a 10^o, en m.

h_e = altura de la cornisa en una determinada pared o altura promedio de cornisa si esta varía a los largo de la estructura.

l = factor de importancia

 = intensidad de turbulencia de la ec. B.6.5-6

K₁, K₂, K₃ = factores de multiplicación en la fig. B.6.5-1 usados para calcular ^Kzt

K_d = factor de direccionalidad de viento, en la tabla B.6.5-4

Kh = coeficiente de exposición de presión por velocidad evaluado en ^z = ^h

K_z = coeficiente de exposición de presión por velocidad evaluado a la altura ^z.

K_zt = factor topográfico definido en la sección B.6.5.7

L = dimensión horizontal del edificio medida en dirección paralela a la dirección del viento, en m

L_h = distancia viento arriba de la cresta de la colina o escarpe en la fig. B.6.5-1, donde la diferencia en elevación de terreno es la mitad de la altura de la colina o escarpe, en m

 = longitud integral a escala de la turbulencia (para modelos a escala en túnel de viento), en m

L_r = dimensión horizontal de esquina de retorno para un muro libre o valla maciza de la fig. B.6.5-17, en m

 = factor de escala de longitud integral de la tabla B.6.5-2, en m

N₁ = frecuencia reducida de la ec. B.6.5-10

n₁ = frecuencia natural del edificio, en Hz

p = presión de diseño a usarse en el cálculo de cargas de viento para edificios

p_L = presión de viento actuando en la cara a sotavento en la fig. B.6.5-6, en N/m²

p_net  = presión neta de viento de diseño de la ec. B.6.4-2, en N/m²

p_net10 = presión neta de viento de diseño para la categoría de exposición B a h=10.0 m

p_s = presión neta de viento de diseño de la ec. B.6.4-1, en N/m²

p_s10 = presión de viento de diseño simplificada para la categoría de exposición B a h=10.0 m en la Fig. B.6.4-2

p_w = presión de viento actuando en la cara a barlovento en la fig. B.6.5-6, en N/m²

Q = factor de respuesta del entorno de la ec. B.6.5-4

q = presión por velocidad, en N/m²

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura ^z = ^h, en N/m²

q_i = presión por velocidad para la determinación de la presión interna, en N/m²

q_p = presión por velocidad en la parte superior del parapeto, en N/m²

q_z = presión por velocidad evaluada a una altura ^z por encima del terreno, en N/m²

R = factor de respuesta de resonancia de la ec. B.6.5-8

R_B, R_h, R_L= valores de la ec. B.6.5-8

R_i = factor de reducción de la ec. B.6.5-14

R_n = valor de la ec. B.6.5-9

s = dimensión vertical de un muro libre o una valla maciza de la fig. B.6.5-17, en m

V = velocidad básica de viento de la fig. B.6.4-1 en m/s. La velocidad básica de viento corresponde a la velocidad de una ráfaga de 3 segundos a una altura de 10 m por encima del suelo en un terreno de categoría de exposición C

V_i = volumen interno sin particiones, en m^3.

 = velocidad de viento promedia por hora a una altura z. m/s

W = ancho del edificio en las figs. B.6.5-9 y B.6.5-11A y B; y ancho de la luz en las figs. B.6.5-10 y B.6.5-12, en m

X = distancia hasta el centro de presión desde el borde a barlovento, en m

x = distancia tomada desde la cima en la dirección de barlovento o sotavento en la fig. B.6.5-1, en m

z = altura por encima del terreno, en m

 = altura equivalente de la estructura, en m

z_g = altura nominal de la capa atmosférica limite usada en este código. Los valores aparecen en la tabla B.6.5-2

z_min = altura mínima de exposición de la tabla B.6.5-2

= exponente para la ley potencial de la velocidad de ráfaga de 3 seg, de la tabla B.6.5-2

 = inversa de  de la Tabla B.6.5-2

 = exponente para la ley potencial de la velocidad media horaria del viento, ec. B.6.5-12 en la tabla B.6.5-2

 = coeficiente de amortiguamiento, porcentaje crítico para edificios y otras estructuras

 = coeficiente de área sólida vs área bruta para muros libres, vallas macizas, vallas abiertas, torres de celosía y otras estructuras de celosía

 = factor de ajuste por altura y exposición del edificio de las figs. B.6.4-2 y B.6.4-3.

 = exponente para la ley potencial de la escala de longitud integral en la ec. B.6.5-5 obtenido de la tabla B.6.5-2

 = valor usado en la ec. B.6.5-11A (véase sección B.6.5.8.2)

 = ángulo de inclinación de la cubierta, en grados.

 = cociente alto/ancho para vallas macizas

B.6.4 – PROCEDIMIENTO SIMPLIFICADO

B.6.4.1 – ALCANCE – Un edificio cuyas cargas de viento de diseño se determinen de acuerdo con esta sección deberá cumplir las condiciones de B.6.4.1.1 o B.6.4.1.2. Si solamente cumple las condiciones de B.6.4.1.2 para el diseño de los elementos de revestimiento y componentes, el SPRFV deberá diseñarse usando el Método 2 (Procedimiento Analítico) o el Método 3 (Procedimiento de Túnel de Viento).

B.6.4.1.1 – Sistema Principal de Resistencia de Fuerzas de Viento (SPRFV) – Para el diseño del SPRFV el edificio debe cumplir todas las siguientes condiciones:

(a) El edificio sea de diafragma simple como se define en la sección B.6.2.

(b) El edificio sea bajo de acuerdo con la sección B.6.2.

(c) El edificio sea cerrado como se define en la sección B.6.2 y cumpla las provisiones de zonas propensas a huracanes de acuerdo con la sección B.6.5.9.3.

(d) El edificio sea de forma regular como se define en la sección B.6.2.

(e) El edificio no sea clasificado como flexible como se define en la sección B.6.2.

(f) Las características de respuesta del edificio sean tales que el mismo no esté sujeto a cargas por viento a través de él, a generación de vórtices, a inestabilidad por golpeteo o aleteo, y no esté ubicado en un sitio en el que se puedan presentar efectos de canalización o sacudimiento por la estela de obstrucciones en barlovento, que obliguen a consideraciones especiales.

(g) El edificio tenga una sección transversal aproximadamente simétrica en cada dirección y tenga una cubierta plana o cubierta a dos o cuatro aguas con ángulo de inclinación .

(h) El edificio esta eximido de los casos de carga torsional indicados en la Nota 5 de la fig. B.6.5-7, o estos casos no controlan el diseño de ninguno de los elementos del SPRFV del edificio.

B.6.4.1.2 – Componentes y Revestimientos – Para el diseño de los componentes y elementos de revestimiento, el edificio debe cumplir todas las siguientes condiciones:

(a) La altura promedio h es igual o menor a 18.0 m.

(b) El edificio es cerrado como se define en la sección B.6.2 y cumple las provisiones de zonas propensas a huracanes de acuerdo con la sección B.6.5.9.3.

(c) El edificio es de forma regular como se define en la sección B.6.2.

(d) El edificio tiene una cubierta plana, una cubierta a dos aguas con  o una cubierta a cuatro  aguas con .

B.6.4.2 – PROCEDIMIENTO DE DISEÑO

(a) La velocidad básica de viento V se determina de acuerdo con la sección B.6.5.4. Deberá suponerse que el viento viene de cualquier dirección horizontal.

(b) El factor de importancia I se determina de acuerdo con la sección B.6.5.5.

(c) La categoría de exposición se determina de acuerdo con la sección B.6.5.6.

(d) Se determina un coeficiente de ajuste por altura y exposición, X, de acuerdo con la fig. B.6.4-2.

B.6.4.2.1 – Sistema Principal de Resistencia de Fuerzas de Viento (SPRFV) – Las presiones de viento de diseño simplificado, p_s, representan la presión neta (suma de presiones internas y externas) que se debe aplicar a las proyecciones horizontales y verticales de las superficies del edificio como se muestra en la fig. B.6.4-2. Para la presión horizontal (zonas A, B, C y D), p_s es la combinación de las presiones netas a barlovento y sotavento, p_s se determinará con la siguiente Ec.:

donde;

 = factor de ajuste por altura y exposición, de la fig. B.6.4-2 (continuación).

K_zt = factor topográfico como se define en la sección B.6.5.7 evaluado a la altura promedio de la cubierta, h ecuación B.6.5-1

I = factor de importancia como se define en la sección B.6.5.5

P_S10 = presión de viento de diseño simplificada para la categoría de exposición B, con h=10 m de la fig. B.6.4-2.

B.6.4.2.1.1 - Presiones Mínimas - Los efectos de carga de las presiones de viento de diseño de la sección B.6.4.2.1 no serán menores que el caso de carga mínima de la sección B.6.1.3.1, suponiendo presiones p_s, de +0.40 kN/m² para las zonas A, B, C y D y de 0 kN/m² para las zonas E, F, G y H.

B.6.4.2.2 – Elementos de Revestimiento y Componentes – Para los elementos de revestimiento y componentes diseñados usando el Método Simplificado, las presiones de viento de diseño netas, p_net representan la presión neta (suma de presiones internas y externas) que se debe aplicar en dirección normal a cada superficie del edificio como se muestra en la fig. B.6.4-3.

donde

 = factor de ajuste por altura y exposición, de la fig. B.6.4-2

K_zt = factor topográfico como se define en la sección B.6.5.7 evaluado a la altura promedio de la cubierta, h

l = factor de importancia como se define en la sección B.6.2

P_net10 = presión neta de viento de diseño para la categoría de exposición B a h = 10.0 m

B.6.4.2.2.1 – Presiones Mínimas – Las presiones de viento de diseño positivas y negativas, P_net de la sección B.6.4.2.2 no serán menores a +0.4 kN/m² y -0.4 kN/m², respectivamente.

B.6.4.3 – REVESTIMIENTO PERMEABLE – Las cargas de viento de diseño de la fig. B.6.4-3 se usarán para todos los revestimientos permeables a menos que se demuestre a través de datos experimentales aprobados u otra literatura reconocida, que las cargas son menores para el tipo de revestimiento que está siendo considerado.

B.6.5 - METODO 2 - PROCEDIMIENTO ANALÍTICO

B.6.5.1 – ALCANCE – Un edificio cuyas cargas de viento de diseño sean determinadas de acuerdo con esta sección deberá cumplir las siguientes condiciones:

(a) El edificio o estructura sea de forma regular como se define en la sección B.6.2.

(b) El edificio o estructura no tiene características de respuesta que den lugar a cargas transversales de viento, generación de vórtices, inestabilidad debida a golpeteo o aleteo y que por su ubicación, tampoco deben merecer consideración especial los efectos de canalización o sacudimiento por la estela producida por las obstrucciones a barlovento.

B.6.5.2 – LIMITACIONES – Las especificaciones de la sección B.6.5 consideran el efecto del aumento de cargas producto de la resonancia entre ráfagas y vibraciones en la dirección del viento en edificios flexibles y otras estructuras. Los edificios o estructuras que no cumplan las consideraciones de la sección B.6.5.1 o aquellos que tengan forma irregular o características de respuesta inusuales, deberán ser diseñados usando literatura reconocida que documente esos efectos de las cargas de viento o deberán ser diseñados usando el procedimiento de túnel de viento especificado en la sección B.6.6.

B.6.5.2.1 – Protección de otras edificaciones – No se harán reducciones de presiones de velocidad producto del apantallamiento de otras estructuras aledañas o producto de las características del terreno.

B.6.5.2.2 – Revestimientos Permeables – Para determinar las cargas aplicables a revestimientos permeables se usarán las especificaciones de la sección B.6.5 a menos que se demuestre con ensayos aprobados o literatura reconocida que las cargas son menores.

B.6.5.3 – PROCEDIMIENTO DE DISEÑO

(a) La velocidad básica de viento V, y el factor de dirección de viento K_d se determinarán de acuerdo con la sección B.6.5.4

(b) El factor de importancia l se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.5.

(c) Se determinará para cada dirección de viento una o unas categorías de exposición K_z y un coeficiente de exposición para la presión por velocidad K_h, de acuerdo con la sección B.6.5.6.

(d) El factor topográfico K_zt, se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.7.

(e) El factor de efecto de ráfaga G o G_f, según aplique, se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.8.

(f) La clasificación de cerramiento se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.9.

(g) El Coeficiente de Presión Interna GC_Pi se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.11.1.

(h) El Coeficiente de Presión Externo C_P o GC_Pf o los Coeficientes de Fuerza C_f, según aplique, se determinaran de acuerdo con la sección B.6.5.11.2 o B.6.5.11.3 respectivamente.

(i) La presión por velocidad q_z o q_h, según aplique, se determinará de acuerdo con la sección B.6.5.10.

(j) La Carga de Viento de Diseño P o F se determinará de acuerdo con las secciones B.6.5.12, B.6.5.13, B.6.5.14 y B.6.5.15, según aplique.

B.6.5.4 – VELOCIDAD DE VIENTO BÁSICA – La velocidad de viento básica, V usada en la determinación de las cargas de viento de diseño edificios y otras estructuras se tomará de la Fig. B.6.4-1, excepto con lo especificado en las secciones B.6.5.4.1 y B.6.5.4.2. Se supondrá que el viento proviene de cualquier dirección horizontal.

B.6.5.4.1 – Regiones Especiales para Viento – La velocidad básica de viento se incrementará donde existan registros o la experiencia indique velocidades de viento mayores que las expresadas en la fig. B.6.4-1. Terrenos montañosos, precipicios y las regiones especiales de la figura B.6.4-1 se deberán estudiar para determinar si existen condiciones de viento inusuales. La autoridad respectiva ajustará los valores de la fig. B.6.4-1 para reflejar velocidad de viento locales mayores. Este ajuste se debe hacer basado en información meteorológica y en una estimación de la velocidad básica del viento según las especificaciones de la sección B.6.5.4.2.

B.6.5.4.2 – Estimación de la Velocidad Básica del Viento a partir de Información Climática Regional – Los datos climáticos regionales se pueden usar en lugar de las velocidades básicas de viento dadas en la figura B.6.4-1 solamente cuando la autoridad competente considere que se han cumplido las siguientes condiciones:

B.6.5.4.2.1 – Se han utilizado procedimientos estadísticos aprobados para el análisis de valores extremos en el tratamiento de los datos, y

B.6.5.4.2.2 – Se han tenido en cuenta la longitud de registros, el error de muestreo, el tiempo promedio, la altura del anemómetro, la calidad de los datos y la exposición del terreno.

B.6.5.4.3 – Limitaciones – Los tornados no se han considerado en los cálculos de la velocidad de viento básica.

B.6.5.4.4 – Factor de Dirección de Viento – El Factor de Dirección de Viento, K_d, se determinará con la tabla B.6.5-4. Este factor solo aplicará cuando se use conjuntamente con las combinaciones de carga especificadas en las secciones B.2.3 y B.2.4.

B.6.5.5 – FACTOR DE IMPORTANCIA – El factor de importancia, I, para el edificio u otra estructura debe determinarse de la tabla B.6.5-1. de acuerdo con los grupos de uso presentados en la sección A.2.5

B.6.5.6 – EXPOSICIÓN – Para cada dirección de viento considerada, la categoría de exposición a barlovento se determinará con base en la rugosidad del terreno que a su vez es determinada por la topografía natural, la vegetación y las estructuras construidas en éste.

B.6.5.6.1 – Direcciones de Viento y Sectores – Para cada dirección de viento seleccionada para la evaluación de cargas de viento, se debe determinar la exposición del edificio o la estructura para los dos sectores a barlovento que se extienden a 45^o a cada lado de la dirección de viento elegida. Las exposiciones en estos dos sectores se deben determinar de acuerdo con las secciones B.6.5.6.2 y B.6.5.6.3. La exposición que produzca las mayores cargas de viento se usará para representar el viento de esa dirección.

B.6.5.6.2 – Categorías de Rugosidad de Terreno – Escogiendo entre las categorías de este numeral, se determinará la rugosidad del terreno dentro de cada sector de 45^o para una distancia viento arriba como se define en la sección B.6.5.6.3. Esto se hace con el propósito de asignarle al terreno una categoría de exposición como se define en la sección B.6.5.6.3.

Rugosidad de Terreno B – Áreas urbanas y suburbanas, áreas boscosas u otros terrenos con numerosas obstrucciones del tamaño, iguales o mayores al de una vivienda unifamiliar y con poca separación entre ellas.

Rugosidad de Terreno C – Terreno abierto con pocas obstrucciones y con alturas inferiores a 9.0 m. Esta categoría incluye campos planos abiertos, praderas y todas las superficies acuáticas en zonas propensas a huracanes.

Rugosidad de Terreno D – Áreas planas y no obstruidas y superficies acuáticas por fuera de regiones propensas a huracanes. Esta categoría incluye pantanos, salinas y superficies de hielo.

B.6.5.6.3 – Categorías de Exposición

Exposición B – La categoría de exposición B aplica cuando la rugosidad del terreno, como se define en Rugosidad de Terreno B, prevalece por una distancia de al menos 800 m o 20 veces la altura del edificio, la que sea mayor, en la dirección al viento.

EXCEPCIÓN – Para edificios cuya altura media sea menor o igual a 9.0 m, la distancia viento arriba puede reducirse a 460 m.

Exposición C – La categoría de exposición C aplicará para todos los casos donde no apliquen las categorías B y D.

Exposición D – La categoría de exposición D aplica cuando la rugosidad del terreno, como se define en Rugosidad de Terreno D, prevalece por una distancia mayor a 1500 m o 20 veces la altura del edificio, la que sea mayor, en la dirección de barlovento. La categoría de exposición D se extenderá hacia las áreas viento abajo de las Rugosidades de Terreno B o C por una distancia de 200 m o 20 veces la altura de la edificación, la que sea mayor.

Para una edificación que se ubique en una zona de transición entre categorías, se usará la categoría que produzca mayores fuerzas de diseño.

EXCEPCIÓN - Se permite usar una categoría de exposición intermedia entre las categorías anteriores en una zona de transición, siempre y cuando esta se determine con un proceso analítico definido en la literatura reconocida.

B.6.5.6.4 – Categorías de Exposición para el SPRFV

B.6.5.6.4.1 – Edificios y Otras Estructuras – Las cargas de viento para el diseño del SPRFV determinadas de la fig. B.6.5-3 deberán basarse en las categorías de exposición definidas en la sección B.6.5.6.3., para cada dirección de viento considerada

B.6.5.6.4.2 – Edificios Bajos – Las cargas de viento para el diseño del SPRFV de edificios bajos se determinarán usando una presión por velocidad q_h basada en la categoría de exposición que produzca las mayores cargas de viento para cualquier dirección de viento donde se usen los coeficientes de presión externa GC_Pf dados en la fig. B.6.5-7.

B.6.5.6.5 – Categoría de Exposición para Componentes y Elementos de Revestimiento – Las presiones de diseño para componentes y elementos de revestimiento, en edificios y otras estructuras, deberán basarse en la exposición que de por resultado las mayores cargas de viento en cualquier dirección de viento.

B.6.5.6.6 – Coeficiente de Exposición de Presión por velocidad – Basado en la categoría de exposición determinada en la sección B.6.5.3, se define de la Tabla B.6.5-3 un coeficiente de exposición de presión por velocidad K_z o K_h, según aplique. Para una edificación que se ubique en una zona de transición entre categorías de exposición, es decir cerca a un cambio de rugosidad de terreno, se permitirá tomar valores intermedios de K_z o K_h, siempre y cuando se determinen por medio de un método racional de análisis definido en la literatura reconocida.

B.6.5.7 – EFECTOS TOPOGRÁFICOS

B.6.5.7.1 – Aumento de velocidad sobre Colinas o Escarpes – Se deben incluir en el diseño los efectos de aumento de velocidad del viento sobre colinas aisladas, o escarpes, que constituyan cambios abruptos en la topografía general. Los edificios, las condiciones del sitio y la localización deben cumplir todas las siguientes condiciones:

(a) Que la colina, o escarpe esté aislada y sin obstrucciones en barlovento, por otros accidentes topográficos de altura cercana a 100 veces su altura (100H) o 3 km, la que sea menor. La distancia se debe medir horizontalmente del punto desde el cual la altura H de la loma, colina o escarpe se mide.

(b) Que la colina, o escarpe sobresalga por encima del terreno viento arriba por un factor de 2 o más, dentro de un radio de 3 km.

(c) Que la estructura esté localizada en la mitad superior de la colina o cerca de la cresta del escarpe, como se muestra en la fig. B.6.5-1.

(d) Que H/L_h 2 0.2.

(e) H es mayor o igual a 4.5 m para la Exposición C y D y 18 m para la Exposición B.

B.6.5.7.2 – Factor Topográfico – El efecto de aumento de velocidad de viento se incluirá en el cálculo de cargas de viento de diseño usando el factor K _zt:

Donde K₁, K₂ y K₃ se dan en la Fig. B.6.5-1.

Si el sitio o la localización de la estructura no cumple las condiciones especificadas en la sección B.6.5.7.1, entonces K_zt ⁼ 1.0.

B.6.5.8 – FACTOR DE EFECTO RÁFAGA

B.6.5.8.1 – Estructuras Rígidas – Para estructuras rígidas como se definen en la sección B.6.2, el factor de efecto ráfaga se tomará como 0.85 o se calculará con la siguiente fórmula:

Donde  = la intensidad de turbulencia a la altura , donde  = la altura equivalente de la estructura definida como 0.6h, pero no menor a z_min para todas la alturas de edificios h. Para cada exposición z_min y c se listan en la tabla B.6.5-2; g_Q y g_v se tomaran como 3.4. La respuesta del entorno Q se define como:

Donde B y h se definen en la sección B.6.3; y  = longitud integral a escala de la turbulencia (para modelos a escala en túnel de viento).  está definido por:

Donde  y  son constantes definidas en la tabla B.6.5-2.

B.6.5.8.2 – Estructuras Flexibles o Dinámicamente Sensibles – Para estructuras flexibles o dinámicamente sensibles como se define en la sección B.6.2, el factor efecto ráfaga se calculará mediante la expresión:

g_Q y g_v se tomarán como 3.4 y gR se calculará con la siguiente ecuación:

R, el factor de respuesta de resonancia se calcula con la siguiente ecuación:

Donde el subíndice  en la ec. B.6-11a se tomará como h, B y L respectivamente donde h, B y L se definen en la sección B.6.3.

 = Frecuencia natural del edificio

 tomando

 tomando

 tomando

 = porcentaje de amortiguamiento critico

 = velocidad de viento promedia por hora a una altura  determinada con la ecuación:

Donde  y  son constantes listadas en la tabla B.6.5-2 y V es la velocidad básica del viento en m/s.

B.6.5.8.3 – Análisis Racional – En lugar de los procedimientos definidos en las secciones B.6.5.8.1 y B.6.5.8.2, se permite la determinación del factor efecto ráfaga por medio de cualquier método racional definido en literatura reconocida.

B.6.5.8.4 – Limitaciones – Donde aparezcan en tablas coeficientes de presión y factores de efecto ráfaga combinados ( GC_p, GC_pi, y GC_pf ), no se calculará el factor efecto ráfaga por separado.

B.6.5.9 – CLASIFICACIONES DE LOS CERRAMIENTOS

B.6.5.9.1 – General – Para efectos de la determinación de coeficientes de presión interna, todos los edificios se deben clasificar como cerrados, parcialmente cerrados o abiertos de acuerdo con la sección B.6.2.

B.6.5.9.2 – Aberturas – Se deben cuantificar las aberturas en el cerramiento del edificio para determinar la clasificación de cerramiento como se define en la sección B.6.5.9.1.

B.6.5.9.3 – Zonas propensas a huracanes – Los vidrios de edificios localizados en zonas propensas a huracanes, deberán protegerse con una cobertura resistente a impacto o ser vidrios resistentes a impactos de acuerdo con los requerimientos especificados en las normas ASTM E1886 y ASTM E1996 u otros métodos de ensayo aprobados y criterios de desempeño.

EXCEPCIONES:

(a) Podrán no estar protegidos los vidrios en edificios de categoría II, III o IV localizados a más de 18.0 m por encima del nivel del suelo y a más de 9.0 m sobre cubiertas con superficies de agregado localizados a 450 m al interior del edificio.

(b) Se permiten los vidrios sin protección en edificios de categoría I.

B.6.5.9.4 – Clasificaciones Múltiples – Si por definición un edificio cumple con los parámetros de edificio “abierto” y “parcialmente cerrado”, se clasificará como un edificio “abierto”. Un edificio que no cumpla con las definiciones de edificio “abierto” o “parcialmente cerrado” se clasificará como un edificio “cerrado”.

B.6.5.10 – PRESIÓN POR VELOCIDAD – La presión por velocidad, q_z, evaluada a la altura z se calculará con la siguiente expresión:

qz = 0.613KzKztKdV²l en (N/m²); V en m/s

(B.6.5-13)

Donde K_d es el factor de dirección de viento definido en la sección B.6.5.4.4, K_z es coeficiente de exposición de presión por velocidad definido en la sección B.6.5.6.6, K_zt es el factor topográfico definido en la sección B.6.5.7.2 y q_h es la presión por velocidad calculada usando la ecuación B.6.5-13 a la altura media de la cubierta, h.

El coeficiente numérico 0.613 se usará siempre que no haya suficientes registros climáticos para justificar la selección de otro valor.

B.6.5.11 – COEFICIENTES DE PRESIÓN Y FUERZA

B.6.5.11.1 – Coeficiente de Presión Interna – Los coeficientes de presión interna, GC_pi, se determinarán de la Figura B.6.5-2 basados en la clasificación de cerramientos determinada en la sección B.6.5.9.

B.6.5.11.1.1 – Factor de Reducción para edificios de gran volumen, R_i – Para un edificio parcialmente cerrado que contenga un solo espacio sin particiones, el coeficiente de presión interna, GC_pi, se multiplicará por el siguiente factor de reducción, R_i:

Donde:

A_og = área total de aberturas en el cerramiento del edificio (paredes y cubiertas, en m²)

V_i = volumen interno sin particiones, en m³

B.6.5.11.2 – Coeficientes de Presión Externa

B.6.5.11.2.1 – Sistemas Principales de Resistencia a Fuerzas de Viento – Los coeficientes de presión externa, C_p, para los Sistemas Principales de Resistencia de Fuerzas de Viento (SPRFV) se dan en las figs. B.6.5-3, B.6.5-4 y B.6.5-5. Las combinaciones entre coeficientes de presión externa y factores de efecto de ráfaga, GP_pf para edificios bajos se dan en la fig. B.6.5-7. Los coeficientes de presión y factores de efecto ráfaga de la Fig. B.6.5-7 no se deberán tomar por separado.

B.6.5.11.2.2 – Revestimiento y Componentes – Las combinaciones entre coeficientes de presión externa y los factores de efecto de ráfaga, GC_p, para elementos de revestimiento y componentes se dan en las figs. B.6.5-8A a B.6.5-14. Los coeficientes de presión y factores de efecto ráfaga de la fig. B.6.5-7 no se deberán tomar por separado.

B.6.5.11.3 – Coeficientes de Fuerza –En las figs. B.6.5-17 a B.6.5-19 se dan coeficientes de fuerza, C_f.

B.6.5.11.4 – Cornisas de cubiertas

B.6.5.11.4.1 – Sistemas Principales de Resistencia a Fuerzas de Viento – Los aleros a barlovento de las cubiertas se diseñarán con una presión positiva en la cara inferior, producto del coeficiente Cp = 0.8 y las presiones determinadas usando las figs. B.6.5-3 y B.6.5-5.

B.6.5.11.4.2 – Revestimiento y Componentes – Los aleros deben diseñarse para presiones determinadas a partir de los coeficientes de presión dados en las figs. B.5.6-8B, C y D.

B.6.5.11.5 – Parapetos

B.6.5.11.5.1 – Sistemas Principales de Resistencia a Fuerzas de Viento – Los coeficientes de presión para el efecto de parapetos en las cargas del SPRFV se dan en la sección B.6.5.12.2.4.

B.6.5.11.5.2 – Revestimiento y Componentes – Los coeficientes de presión para el diseño de elementos de revestimiento y componentes de parapetos se toman de las tablas de coeficientes de presión de cubiertas y paredes como se especifica en la sección B.6.5.12.4.4.

B.6.5.12 – FUERZAS DE VIENTO DE DISEÑO EN EDIFICIOS CERRADOS O PARCIALMENTE CERRADOS

B.6.5.12.1 – General

B.6.5.12.1.1 – Convención de Signos – Las presiones positivas actúan hacia la superficie en estudio y las presiones negativas actúan hacia afuera de la superficie en estudio.

B.6.5.12.1.2 – Condición de Carga Crítica – Los valores de presiones internas y externas se combinarán en forma algebraica para determinar el caso de carga mas crítico.

B.6.5.12.1.3 – Áreas Aferentes Mayores de 65 m² – Los elementos de revestimiento y componentes que tengan un área aferente mayor a 65 m² se podrán diseñar usando las especificaciones de los SPRFV.

B.6.5.12.2 – Sistemas Principales de Resistencia de Fuerzas de Viento

B.6.5.12.2.1 – Edificios Rígidos de Cualquier Altura – Las presiones de viento de diseño para el SPRFV de edificios se determinarán mediante la ecuación:

Donde:

q = q_z para paredes a barlovento evaluadas a una altura z por encima del terreno.

q = q_h para paredes a sotavento, paredes de costado y cubiertas, evaluados a una altura h.

q_i = q_h para paredes a barlovento, paredes de costado, paredes a sotavento y cubiertas de edificios cerrados y para la evaluación de presiones internas negativas en edificios parcialmente cerrados.

q_i = q_z para la evaluación de presiones internas positivas en edificios parcialmente cerrados, donde z es el nivel de la abertura más elevada del edificio que podría afectar la presión interna positiva. Para edificios ubicados regiones en las que se pueda dar el arrastre de fragmentos por el viento, los vidrios en los 20 m inferiores que no sean resistentes al impacto o que no estén protegidos con un elemento resistente al impacto, deberán tratarse como una abertura en el edificio de acuerdo con la sección B.6.5.9.3. Para la evaluación de la presión interna positiva, q_i se puede evaluar en forma conservadora a la altura h(q_i = q_h).

G = factor de efecto ráfaga de la sección B.6.5.8

C_P = coeficientes de presión externa de las Figs. B.6.5-3 o B.6.5-5.

GC_pi = coeficientes de presión interna de la Fig. B.6.5-2

q y q_i se evaluarán usando la exposición definida en la sección B.6.5.6.3. Las presiones se aplicarán simultáneamente en paredes a barlovento y sotavento y en cubiertas como se define en la Fig. B.6.5-3 y B.6.5-5.

B.6.5.12.2.2 – Edificios Bajos – Alternativamente, las presiones de viento de diseño para el SPRFV en edificios bajos se determinarán mediante la ecuación:

Donde:

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura media de la cubierta, h usando la exposición definida en la sección B.6.5.6.3

GC_pf = coeficientes de presión externa de la Fig. B.6.5-7

GC_pi = coeficientes de presión interna de la Fig. B.6.5-2

B.6.5.12.2.3 – Edificios Flexibles –Las presiones de viento de diseño para el Sistemas Principales de Resistencia de Fuerzas de Viento en edificios flexibles se determinarán con la ecuación:

Donde q, qi y q(GCpi) se definen en la sección 6.5.12.2.1 y Gf es igual al factor de efecto ráfaga como se define en la sección B.6.5.8.2.

B.6.5.12.2.4 – Parapetos – Las presiones de viento de diseño que toman en cuenta el efecto de parapetos en el SPRFV de edificios rígidos, bajos o flexibles con cubiertas planas, a dos aguas o a cuatro aguas, se determinarán con la ecuación:

Donde:

p_p = presión neta combinada en el parapeto producto de la combinación de las presiones netas en las superficies anterior y posterior del parapeto. Los signos positivo (y negativo) significan presiones netas actuando hacia el frente del parapeto (y hacia afuera del exterior del mismo).

q_p = presión por velocidad evaluada en la parte más alta del parapeto

GC_pn = Coeficiente de presión neta combinada
= +1.5 para parapeto a barlovento
= -1.0 para parapeto a sotavento

B.6.5.12.3 – Casos de Carga de Viento de Diseño – El SPRFV de edificios de cualquier altura, cuyas cargas de viento se hayan determinado bajo las especificaciones de las secciones B.6.5.12.2.1 y B.6.5.12.2.3, se deberán diseñar teniendo en cuenta los casos de carga definidos en la fig. B.6.5-6. La excentricidad e para estructuras rígidas se medirá desde el centro geométrico de la cara del edificio en cada eje (e_x,e_y). La excentricidad e para estructuras flexibles se determinará mediante la siguiente ecuación y se considerará para cada eje principal (e_x,e_y):

Donde:

e_Q = excentricidad e para estructuras rígidas según la fig. B.6.5-6
e_R = distancia entre el centro de cortante elástico y el centro de masa para cada piso
se definen de acuerdo con la sección B.6.5.8.

La excentricidad e será positiva o negativa, la que produzca el efecto de carga más severo.

EXCEPCIÓN – Los edificios de un piso de altura con h menor de 9.0 m, edificios de dos pisos o menos con pórticos de construcción liviana y edificios de dos pisos o menos diseñados con diafragmas flexibles, se pueden diseñar solamente con los casos de carga 1 y 3 de la fig. B.6.5-6.

B.6.5.12.4 – Elementos de Revestimiento y Componentes

B.6.5.12.4.1 – Edificios Bajos y Edificios con h < 18.0 m – Las presiones de viento de diseño para elementos de revestimiento y componentes de edificios bajos y edificios con , se determinarán con la expresión:

Donde:

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura media del edificio, h, usando la exposición definida en la sección B.6.5.6.3

(GC_p) = coeficientes de presión externa especificados en de las figs. B.6.5-8 a B.6.5-13

(GC_pi) = coeficiente de presión interna de la Fig. B.6.5-2

B.6.5.12.4.2 – Edificios con h > 18.0 m – Las presiones de viento de diseño para elementos de revestimiento y componentes de edificios con h > 18.0 m, se determinarán con la ecuación:

Donde:

q - q_z para muros a barlovento evaluada a una altura z por encima del terreno.

q - q_h para muros a sotavento, muros laterales y cubiertas, evaluada a una altura h.

q_i - q_h para muros a barlovento, muros laterales, muros a sotavento y cubiertas de edificios cerrados y para la evaluación de presiones internas negativas en edificios parcialmente cerrados.

q_i - q_z para la evaluación de presiones internas positivas en edificios parcialmente cerrados, donde z es el nivel de la abertura más alta que podría afectar la presión interna positiva del edificio. Para edificios ubicados en regiones en las que el viento pueda arrastrar fragmentos, los vidrios que no sean resistentes al impacto o que no estén protegidos con un elemento resistente al impacto, deberán tratarse como una abertura en el edificio de acuerdo con la sección B.6.5.9.3. Para la evaluación de la presión interna positiva, q_i se puede evaluar a la altura h(q_i - q_h).

(GC_p) = coeficiente de presión externa de la Fig. B.6.5-14.

(GC_pi) = coeficiente de presión interna de la Fig. B.6.5-2.

q y q_i se evaluaran usando la exposición definida en la sección B.6.5.6.3.

B.6.5.12.4.3 – Presiones de Viento de Diseño Alternativas para Elementos de Revestimiento y Componentes en Edificios con 18.0 m < h < 27 m – Como alternativa a los requerimientos de la sección B.6.5.12.4.2, el diseño de elementos de revestimiento y componentes de edificios con una altura media mayor a 18.0 y menor de 27 m, se podrán usar los valores de las figs. B.6.5-8 a B.6.5- 14, con la condición que la relación altura ancho sea 1 o menor de 1 (excepto en los casos permitidos por la Nota 6 de la fig. B.6.5-14), y si se usa la ecuación B.6.5-20.

B.6.5.12.4.4 – Parapetos –Las presiones de vientos de diseño sobre elementos de revestimiento y componentes de parapetos se diseñarán con la ecuación:

Donde:

q_p = presión por velocidad evaluada en la parte superior del parapeto

GC_p = coeficiente de presión externa de las figs. B.6.5-8 a B.6.5-14.

GC_pi = coeficiente de presión interna de la fig. B.6.5-2, basado en la porosidad del revestimiento del parapeto.

Se considerarán dos casos de carga. Caso de Carga A: consiste en aplicar la presión positiva sobre muros de la fig. B.6.5-8A o de la fig. B.6.5-14 a la superficie frontal del parapeto mientras se aplica la respectiva presión negativa de borde o de zona esquinera de las figs. B.6.5-8 a B.6.5-14 a la superficie posterior. Caso de Carga B: consiste en aplicar la presión positiva sobre muros de las figs. B.6.5-8A o la fig. B.6.5-14 a la superficie posterior del parapeto y la presión negativa sobre muros de las figs. B.6.5-8A o la Fig. B.6.5-14 a la superficie frontal del parapeto. Las zonas esquineras y bordes se tomarán de acuerdo con lo mostrado en las figs. B.6.5-8 a B.6.5-14. GC_p se determinará para el ángulo de cubierta apropiado y el área de viento efectiva de las figs. B.6-11 a B.6-17. Si se presentase presión interna, se deberán evaluar ambos casos de carga bajo presiones internas negativas y positivas.

B.6.5.13 – CARGAS DE VIENTO DE DISEÑO EN EDIFICIOS ABIERTOS CON CUBIERTAS A UNA, DOS Y AGUAS Y EN ARTESA

B.6.5.13.1 – General

B.6.5.13.1.1 – Convención de Signos – Las presiones positivas actúan hacia la superficie en estudio y las presiones negativas actúan hacia afuera de la superficie en estudio.

B.6.5.13.1.2 – Condición de Carga Crítica – Los coeficientes de presión neta C_N incluyen los aportes de las superficies superiores e inferiores. Se deben investigar todos los casos de carga mostrados para cada ángulo de cubierta.

B.6.5.13.2 – Sistemas Principales de Resistencia a Fuerzas de Viento –La presión de diseño neta para el SPRFV en cubiertas a una, dos aguas o cubiertas en artesa, se determinará por medio de la ecuación:

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura promedio del cubierta, h, usando la exposición, definida en la sección B.6.5.6.3, que resulte en las mayores cargas de viento para cualquier dirección de viento del sitio.

G = factor de efecto ráfaga de la sección B.6.5.8.

C_N = coeficiente de presión neta determinado de las figs. B.6.5-15A a B.6.5-15D.

Para cubiertas libres con un ángulo  menor o igual a 5^o, que contengan paneles de fascia, estos se considerarán como un parapeto invertido. El aporte de cargas al SPRFV por parte de la fascia, se determinará usando la sección B.6.5.12.2.4 con q_p igual a q_h.

B.6.5.13.3 – Elementos de Revestimiento y Componentes –La presión neta de diseño para elementos de revestimiento y los componentes de cubiertas a una o dos aguas o en artesa se determinará con la ecuación:

Donde:

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura promedio del cubierta, h, usando la exposición, definida en la sección B.6.5.6.3, que resulte en las mayores cargas de viento para cualquier dirección de viento del sitio.

G = factor de efecto ráfaga de la Sección B.6.5.8.

C_N = coeficiente de presión neta determinado de las figs. B.6.5-16A a B.6.5-16C.

B.6.5.14 – CARGAS DE VIENTO DE DISEÑO EN MUROS LIBRES Y VALLAS MACIZAS –La fuerza de viento de diseño para muros libres y vallas macizas se determinará con la ecuación:

Donde:

q_h = presión por velocidad evaluada a la altura h (definida en la fig. B.6.5-17), usando la exposición, definida en la sección B.6.5.6.4.1.

G = factor de efecto ráfaga de la sección B.6.5.8.

C_f = coeficiente de fuerza neta de la fig. B.6.5-17.

A_s = área bruta del muro libre y sólido o la valla sólida, en m².

B.6.5.15 – CARGAS DE VIENTO DE DISEÑO EN OTRAS ESTRUCTURAS –La fuerza de viento de diseño para otras estructuras se determinará con la expresión:

Donde:

q_z = presión por velocidad evaluada a la altura z del centroide del área A_f, usando la exposición, definida en la sección B.6.5.6.3.

G = factor de efecto ráfaga de la sección B.6.5.8.

C_f = coeficientes de fuerza de las Figs. B.6.5-18 a B.6.5-19.

A_f s = área proyectada normal al viento, excepto donde C_f se haya especificado para la superficie real, en m².

B.6.5.15.1 – Estructuras y Equipos sobre Cubiertas en Edificios con  m – La fuerza en estructuras y equipos sobre cubiertas, que tengan Af menor de (0.1Bh), localizados en edificios con  m, se determinará con la Ec. B.6-38, multiplicada por un factor de 1.9. Este factor se podrá reducir linealmente desde 1.9 hasta 1.0 a medida que el valor de Af se aumenta de (0.1Bh) a (Bh).

B.6.6 – MÉTODO 3 – PROCEDIMIENTO DE TÚNEL DE VIENTO

B.6.6.1 – ALCANCE – Los ensayos de túnel de viento deben ser usados donde sea requerido de acuerdo con la sección B.6.5.2. Estos ensayos deben permitirse en lugar de los Métodos 1 y 2 para cualquier edificio o estructura.

B.6.6.2 – CONDICIONES DE ENSAYOS – Los ensayos de túnel de viento que empleen fluidos diferentes al aire para determinar las cargas de diseño de viento para cualquier edificio u otra estructura, deben ser realizados de acuerdo con los requisitos de esta sección. Los ensayos para determinar las variaciones y el promedio de las fuerzas y presiones deben reunir las siguientes condiciones:

B.6.6.2.1 – La capa de borde para la atmosfera natural se ha modelado teniendo en cuenta la variación de la velocidad del viento con la altura.

B.6.6.2.2 – Las escalas relevantes de macro y micro-longitud de la componente longitudinal de la turbulencia atmosférica se modelan aproximadamente a la misma escala que se ha usado para modelar el edificio o la estructura.

B.6.6.2.3 – El edificio u otra estructura modelada y las estructuras y topografía de los alrededores son geométricamente similares a sus contrapartes de escala natural, excepto que, para edificios bajos que reúnen las condiciones de la sección B.6.5.1, los ensayos deben ser permitidos para los edificios escalados en una sola categoría de exposición como se define en la sección B.6.5.6.3.

B.6.6.2.4 – El área proyectada del edificio u otra estructura modelada y sus alrededores es menor que el 8% del área de la sección transversal de ensayo a menos que se haga una corrección por bloqueo.

B.6.6.2.5 – El gradiente de presión longitudinal en la sección de ensayo del túnel de viento debe ser considerado.

B.6.6.2.6 –Los efectos del número de Reynolds sobre las presiones y fuerzas se minimizan.

B.6.6.2.7 – Las características de respuesta de la instrumentación del túnel de viento son consistentes con las mediciones requeridas.

B.6.6.3 – RESPUESTA DINÁMICA – Los ensayos con el propósito de determinar la respuesta dinámica del edificio o de otra estructura deben estar de acuerdo con la sección B.6.6.2. El modelo estructural y el análisis respectivo deben tener en cuenta la distribución de masa, la rigidez y el amortiguamiento.

B.6.6.4 – LIMITACIONES

B.6.6.4.1 – Limitaciones en velocidades de viento –La variación de velocidades básicas de viento con la dirección no se deben permitir a menos que el análisis para velocidades de viento este de acuerdo a los requisitos de la sección B.6.5.4.2

REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE

NSR-10

TÍTULO C – CONCRETO
ESTRUCTURAL

TÍTULO C.

CONCRETO ESTRUCTURAL.

CAPÍTULO C.1.

REQUISITOS GENERALES.

C.1.1 – Alcance

C.1.1.1 – El Título C proporciona los requisitos mínimos para el diseño y la construcción de elementos de concreto estructural de cualquier estructura construida según los requisitos del NSR-10 del cual el Título C forma parte. El Título C también cubre la evaluación de resistencia de estructuras existentes.

Para el concreto estructural,  no debe ser inferior a 17 MPa. No se establece un valor máximo para  salvo que se encuentre restringido por alguna disposición específica del Título C.

C.1.1.2 – El Título C complementa el Reglamento NSR-10, y rige en todos los aspectos relativos al diseño y a la construcción de concreto estructural.

C.1.1.3 – El Título C rige en todo lo concerniente al diseño, construcción y propiedades de los materiales en todos los casos en que entre en conflicto con los requisitos contenidos en otras normas a las que se haga referencia en él.

C.1.1.4 – Los requisitos del Título C deben emplearse en el diseño de elementos de concreto estructural que sean parte de estructuras diseñadas en otro material estructural distinto del concreto estructural cubierto por otros Títulos de la NSR-10. Cuando en el Título de la NSR-10 correspondiente al material diferente de concreto estructural se requiera algo diferente a lo contenido en el Título C, regirá para esas estructuras lo requerido allí.

C.1.1.5 – Para estructuras especiales tales como arcos, tolvas y silos, tanques, estanques, estructuras resistentes a explosiones y chimeneas, las disposiciones del Título C regirán cuando sean aplicables. Véase también 22.1.3.

C.1.1.6 – El Título C controla el diseño estructural e instalación de las porciones de pilotes de concreto, pilas excavadas y cajones de cimentación que quedan enterrados en el suelo en el Capítulo C.15.

C.1.1.7 – El Título C no rige para el diseño y construcción de losas sobre el terreno, a menos que la losa transmita cargas verticales o fuerzas laterales provenientes de otras partes de la estructura al suelo.

C.1.1.8 – Para efectos de cumplir los requisitos del Título C del Reglamento NSR-10, se permite utilizar el documento “Requisitos esenciales para edificios de concreto reforzado” desarrollado por la Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica - AIS, el Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación - Icontec, y el American Concrete Institute - ACI, y publicado bajo la designación ACI IPS-1 en 2002 y por el ACI como ACI 314.1R actualizado recientemente.. El uso de este documento se limita a edificaciones de hasta cinco pisos y menos de 3000 m² de área como se indica en él y deben cumplirse todas las salvedades que se dan en el documento respecto al uso de procedimientos simplificados de diseño.

C.1.1.9 – Concreto sobre tableros permanentes de acero (steel form deck)

C.1.1.9.1 – El diseño y construcción de losas de concreto estructural, construidas sobre tableros permanentes de acero consideradas como no compuestas, está regido por el Título C.

C.1.1.9.2 – El Título C no rige para el diseño compuesto de losas de concreto estructural construidas sobre tableros permanentes de acero. El concreto usado en la construcción de tales losas debe estar regido por los Capítulos 1 a 6 del Título C, cuando sea aplicable. Las secciones de estas losas diseñadas como concreto reforzado deben estar regidas por el Título C.

C.1.1.10 – Disposiciones para resistencia sísmica

C.1.1.10.1 – La asignación de la capacidad de disipación de energía empleada en el diseño sísmico de una estructura está regulada por el Título A de la NSR-10.

La capacidad de disipación de energía en el rango inelástico durante la respuesta ante un sismo de las estructuras de concreto estructural diseñadas de acuerdo con los requisitos del Título C del Reglamento NSR-10, está definida de la siguiente manera:

(a) - Capacidad de disipación de energía mínima (DMI) - Cuando los elementos de concreto estructural se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos C.1 a C.19 de este Reglamento, además de los requisitos aplicables para este tipo de estructuras presentados en el Capítulo C.21.

(b) - Capacidad de disipación de energía moderada (DMO) - Cuando los elementos de concreto estructural se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos C.1 a C.19 y además cumplen los requisitos especiales que para estructuras con capacidad de disipación de energía moderada prescribe el Capítulo C.21 de este Reglamento.

(c) - Capacidad de disipación de energía especial (DES) - Cuando los elementos de concreto estructural se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos C.1 a C.19 y además cumplen los requisitos adicionales que para estructuras con capacidad de disipación de energía especial prescribe el Capítulo C.21 de este Reglamento.

C.1.1.10.2 – Todas las estructuras deben cumplir con los requisitos aplicables del Capítulo 21.

C.1.1.11 – El diseño y la construcción de tanques, piscinas y compartimentos estancos que sean parte del equipamento de edificaciones están cubiertos por el Capítulo C.23.

C.1.2 – Planos y especificaciones

C.1.2.1 – El contenido mínimo de los planos, memorias, estudios y especificaciones debe ajustarse a lo establecido en A.1.5 y en las Resoluciones emanadas de la “Comisión Asesora Permanente para el Régimen de Construcciones Sismo Resistentes” de acuerdo con lo que prescriben el Parágrafo 1 del Artículo 6 y el Artículo 42 de la Ley 400 de 1997.

Las copias de los planos de diseño, de los detalles típicos y de las especificaciones para toda construcción de concreto estructural deben llevar la firma (o sello registrado) de un de un profesional facultado para diseñar. Estos planos, detalles y especificaciones deben incluir:

(a) Nombre y fecha de publicación del Reglamento NSR y sus suplementos de acuerdo con los cuales está hecho el diseño;

(b) Carga viva y otras cargas utilizadas en el diseño;

(c) Resistencia especificada a la compresión del concreto a las edades o etapas de construcción establecidas, para las cuales se diseñó cada parte de la estructura;

(d) Resistencia especificada o tipo de acero del refuerzo;

(e) Dimensiones y localización de todos los elementos estructurales, refuerzo y anclajes;

(f) Precauciones por cambios dimensionales producidos por flujo plástico, retracción y variación de temperatura;

(g) Magnitud y localización de las fuerzas de preesforzado;

(h) Longitud de anclaje del refuerzo y localización y longitud de los empalmes por traslapo;

(i) Tipo y localización de los empalmes soldados y mecánicos del refuerzo;

(j) Ubicación y detallado de todas las juntas de contracción o expansión especificadas para concreto simple en el Capítulo 22;

(k) Resistencia mínima a compresión del concreto en el momento de postensar;

(l) Secuencia de tensionamiento de los tendones de postensado;

(m) Indicación de si una losa sobre el terreno se ha diseñado como diafragma estructural, véase la sección 21.12.3.4.

C.1.2.2 – Los cálculos correspondientes al diseño se deben presentar junto con los planos cuando así lo requiera la autoridad competente. Se puede hacer el análisis y diseño por medio de programas de computación siempre que se entreguen las suposiciones de diseño, los datos de entrada y los resultados generados por el programa. Se puede usar análisis de modelos para complementar los cálculos.

C.1.3 – Supervisión técnica

C.1.3.1 – Las construcciones de concreto deben ser inspeccionadas de acuerdo con el Título I de la NSR-10. Las construcciones de concreto deben ser inspeccionadas durante todas las etapas de la obra por, o bajo la supervisión de un profesional facultado para diseñar o por un supervisor técnico calificado, exceptuando los casos previstos por la Ley 400 de 1997, caso en el cual el control de calidad de los materiales empleados en la construcción será responsabilidad del constructor.

C.1.3.2 – El supervisor técnico debe exigir el cumplimiento de los planos y especificaciones de diseño. A menos que se especifique otra cosa en el Título I del Reglamento NSR-10, los registros de supervisión técnica deben incluir:

(a) Forma de entrega, colocación e informes de ensayos que documenten la cantidad, ubicación de la colocación, ensayos del concreto fresco, resistencia y otros ensayos para todas las clases de mezclas de concreto;

(b) Colocación y remoción de encofrados, cimbras y apuntalamientos;

(c) Colocación del refuerzo y anclajes;

(d) Mezclado, colocación y curado del concreto;

(e) Secuencia de montaje y conexión de elementos prefabricados;

(f) Tensionamiento de los tendones de preesforzado;

(g) Cualquier carga de construcción significativa aplicada sobre pisos, elementos o muros terminados;

(h) Avance general de la obra.

C.1.3.3 – Cuando la temperatura ambiente sea menor que 4 °C o mayor que 35 °C, debe llevarse un registro de las temperaturas del concreto y de la protección dada al concreto durante su colocación y curado.

C.1.3.4 – Los registros de supervisión técnica requeridos en 1.3.2 y 1.3.3 deben ser conservados por supervisor técnico durante plazo fijado por el Título I con posterioridad a la terminación del proyecto.

C.1.3.5 – Para pórticos especiales resistentes a momento de acuerdo con la designación del Capítulo C.21, debe hacerse una supervisión técnica continua de la colocación del refuerzo y del concreto, realizada por un inspector calificado. El inspector debe estar bajo la dirección del supervisor técnico.

C.1.4 – Aprobación de sistemas especiales de diseño o de construcción

Pueden emplearse en el concreto estructural sistemas alternos de diseño y construcción cuando se cumplan los requisitos establecidos en el Capítulo 2 del Título II de la Ley 400 de 1997.

C.1.5 – Obligatoriedad de las normas técnicas citadas en el Título C

C.1.5.1 - Las Normas Técnicas Colombianas NTC, citadas en el presente Título del Reglamento, hacen parte de él. Las normas NTC son promulgadas por el Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación ICONTEC, único organismo nacional de normalización reconocido por el gobierno de Colombia. (Véase A.1.6 y C.3.8).

C.1.5.2 - En aquellos casos en los cuales no exista una norma NTC se acepta la utilización de normas de la Sociedad Americana de Ensayo y Materiales (American Society for Testing and Materials - ASTM) o de otras instituciones, las cuales también hacen parte del Reglamento cuando no exista la correspondiente norma NTC.

C.1.5.3 - Al lado de las normas NTC se ha colocado entre paréntesis una norma de la ASTM o de otra institución. Esto se hace únicamente como referencia y la norma obligatoria siempre será la norma NTC. Esta norma de referencia corresponde a una norma ASTM, o de otra institución, que es compatible con los requisitos correspondientes del Reglamento, y no necesariamente corresponde a la norma de antecedente de la norma NTC. Las normas de antecedente de las normas NTC son las que se encuentran consignadas en el texto de la misma norma.

C.1.5.4 - Para poder utilizar en el Título C de la NSR-10 una norma diferente a las normas NTC relacionadas en C.3.8 o de la norma ASTM mencionada en el texto del Reglamento dentro del Título C cuando no existe la correspondiente norma NTC, es necesario obtener una autorización especial, como lo prescribe la Ley 400 de 1997, a través de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial.

C.1.6 - Sistema de unidades

C.1.6.1 - El presente Título del Reglamento está presentado en el sistema internacional de medidas (SI). En el Apéndice C-F se presenta la equivalencia entre el sistema SI, el sistema mks, y el sistema inglés de las ecuaciones no homogéneas del Título C del Reglamento.

CAPÍTULO C.2.

NOTACIÓN Y DEFINICIONES.

C.2.1 – Notación del Título C del Reglamento NSR-10

Los términos en esta lista se utilizan en el Título C del Reglamento NSR-10.

a = profundidad del bloque rectangular equivalente de esfuerzos tal como se define en C.10.2.7.1, mm, Capítulo C.10

a_v = luz de cortante, igual a la distancia del centro de una carga concentrada a (a) la cara del apoyo para elementos continuos o en voladizo, o (b) el centro del apoyo para elementos simplemente apoyados, mm, Capítulo C.11, Apéndice C-A

A_b = área de una barra o alambre individual, mm², Capítulos C.10, C.12

A_brg = área de apoyo de la cabeza de un perno o tornillo de anclaje, o barra corrugada con cabeza mm², Capítulo C.12, Apéndice C-D

A_c = área de la sección de concreto que resiste la transferencia de cortante, mm², Capítulos C.11, C.21

A_cf = mayor área transversal bruta perteneciente a las franjas de viga-losa que corresponden a los dos pórticos equivalentes ortogonales que se intersectan en una columna de una losa en dos direcciones, mm², Capítulo C.18

A_ch = área de la sección transversal de un elemento estructural, medida entre los bordes exteriores del refuerzo transversal, mm², Capítulos C.10, C.21

A_cp = área encerrada por el perímetro exterior de la sección transversal de concreto, mm², véase C.11.5.1, Capítulo C.11

A_cs = área de la sección de un puntal en el extremo en un modelo puntal-tensor, medida perpendicularmente al eje del puntal, mm², Apéndice C-A

A_ct = área de aquella parte de la sección transversal comprendida entre la cara en tracción por flexión y el centro de gravedad de la sección bruta, mm², Capítulo C.18

A_cv = área bruta de la sección de concreto limitada por el espesor del alma y la longitud de la sección en la dirección de la fuerza de cortante considerada, mm², Capítulo C.21

A_cw = área de la sección de concreto de un machón individual, segmento horizontal de muro, o viga de acople, que resiste cortante, mm², Capítulo C.21

A_f = área del acero de refuerzo en una ménsula o cartela que resiste el momento mayorado, mm², véase C.11.8, Capítulo C-11

A_g = área bruta de la sección de concreto, mm². Para una sección con vacíos,A_ges el área del concreto solo y no incluye el área de los vacíos, véase C.11.5.1, Capítulos C.9-11, C.14-16, C.21, C.22, Apéndices C-B, C-C

A_h = área total de refuerzo para cortante paralelo al refuerzo principal de tracción en una ménsula o cartela, mm², véase C.11.9, Capítulo C.11

A_j = área efectiva de la sección transversal dentro de un nudo medida en un plano paralelo al plano del refuerzo que genera cortante en el nudo, mm², véase C.21.7.4.1, Capítulo C.21

 = área total del refuerzo longitudinal para resistir torsión, mm², Capítulo C.11

 = área mínima de refuerzo longitudinal para resistir torsión, mm², véase C.11.5.5.3, Capítulo C.11

A_n = área de refuerzo en una ménsula o cartela que resiste la fuerza de tracción N_uc, mm², véase C.11.8, Capítulo C.11

A_nz = área de una cara de una zona de nodo o de una sección a través de una zona de nodo, mm², Apéndice C-A

A_Nc = área de falla proyectada del concreto en un anclaje solo o en un grupo de anclajes, utilizada para calcular la resistencia a tracción, mm², véase C-D.5.2.1, Apéndice C-D

A_Nco = área de falla proyectada del concreto en un anclaje solo, utilizada para calcular la resistencia a tracción cuando no se encuentra limitada por la distancia al borde o el espaciamiento, mm², véase C-D.5.2.1, Apéndice C-D

A_o = área bruta encerrada por la trayectoria del flujo de cortante, mm², Capítulo C.11

A_oh = área encerrada por el eje del refuerzo transversal cerrado más externo dispuesto para resistir la torsión, mm², Capítulo C.11

A_ps = área de acero preesforzado en la zona de tracción por flexión, mm², Capítulo C.18, Apéndice C-B

A_s = área de refuerzo longitudinal no preesforzado a tracción, mm², Capítulos C.10-12, C.14, C.15, C.18, Apéndice C-B

 = área del refuerzo a compresión, mm², Apéndice C-A

A_sc = área de refuerzo principal a tracción en una ménsula o cartela, mm², véase C.11.8.3.5, Capítulo C.11

A_se,N = área efectiva de la sección transversal del anclaje en tracción, mm², Apéndice C-D

A_se,V = área efectiva de la sección transversal del anclaje en cortante, mm², Apéndice C-D

A_sh = área total de refuerzo transversal (incluyendo ganchos suplementarios) colocado dentro del espaciamiento s y perpendicular a la dimensiónb_c, mm², Capítulo C.21

A_si = área total del refuerzo superficial con un espaciamiento s_i colocado en la fila i que atraviesa un puntal, formando un ángulo «i con el eje del puntal, mm², Apéndice C-A

A_s,min = área mínima de refuerzo de flexión, mm², véase C.10.5, Capítulo C.10

A_st = área total de refuerzo longitudinal no preesforzado (barras o perfiles de acero), mm², Capítulos C.10, C.21

A_sx = área del perfil o tubo estructural de acero en una sección compuesta, mm², Capítulo C.10

A_t = área de una rama de un estribo cerrado que resiste la torsión con un espaciamientos, mm², Capítulo C.11

A_tp = área de acero preesforzado en un tensor, mm², Apéndice C-A

A_tr = área total de todo el refuerzo transversal dentro de un espaciamiento s que cruza el plano potencial de hendimiento a través del refuerzo que está siendo desarrollado, mm², Capítulo C.12

A_ts = área de refuerzo no preesforzado en un tensor, mm², Apéndice C-A

A_v = área de refuerzo de cortante con un espaciamiento s, mm², Capítulos C.11, C.17

A_Vc = área proyectada de falla del concreto de un anclaje solo o de un grupo de anclajes, utilizada para calcular la resistencia al cortante, mm², véase C-D.6.2.1, Apéndice C-D

A_Vco = área proyectada de falla del concreto de un anclaje solo, utilizada para calcular la resistencia a cortante, cuando no se encuentra limitada por la influencia de una esquina, del espaciamiento, o del espesor del elemento, mm², véase C-D.6.2.1, Apéndice C-D

A_vd = área total de refuerzo en cada grupo de barras diagonales en una viga de acoplamiento con refuerzo en diagonal, mm², Capítulo C.21

A_vf = área de refuerzo de cortante por fricción, mm², Capítulos C.11, C.21

A_vh = área del refuerzo de cortante paralelo al refuerzo de tracción por flexión con un espaciamiento s₂, mm², Capítulo C.11

A_v,min= área mínima de refuerzo para cortante con un espaciamientos, mm², véase C.11.4.6.3 y C.11.4.6.4, Capítulo C.11

A₁ = área cargada, mm², Capítulos C.10, C.22

A₂ = el área de la base inferior del tronco mayor de la pirámide, cono o cuña ahusada, contenida en su totalidad dentro del apoyo y que tenga por base superior el área cargada y pendientes laterales de 1 vertical por 2 horizontal, mm², Capítulos C.10, C.22

b = ancho de la cara en compresión del elemento, mm, Capítulo C.10, Apéndice C-B

b_c = dimensión transversal del núcleo del elemento medida entre los bordes externos del refuerzo transversal con área A_sh, mm, Capítulo C.21

b_o = perímetro de la sección crítica para cortante en losas y zapatas, mm, véase C.11.11.1.2, Capítulos C.11, C.22

b_s = ancho de un puntal, mm, Apéndice C-A

b_t = ancho de la parte de la sección transversal que contiene los estribos cerrados que resisten la torsión, mm, Capítulo C.11

b_v = ancho de la sección transversal en la superficie de contacto que se investiga por cortante horizontal, mm, Capítulo C.17

b_w = ancho del alma o diámetro de la sección circular, mm, Capítulos C-10-12, C.21, C.22, Apéndice C-B

b₁ = dimensión de la sección crítica b_o medida en la dirección de la luz para la cual se determinan los momentos, mm, Capítulo C.13

b₂ = dimensión de la sección crítica b_o medida en dirección perpendicular a b₁, mm, Capítulo C.13

B_n = resistencia nominal al aplastamiento, N, Capítulo C.22

B_u = carga mayorada de aplastamiento, N, Capítulo C.22

c = distancia medida desde la fibra extrema en compresión al eje neutro, mm, Capítulos C.9, C.10, C.14, C.21

c_ac = distancia crítica al borde requerida para desarrollar la resistencia básica del concreto al arrancamiento de un anclaje post instalado en concreto no fisurado sin refuerzo suplementario para controlar el hendimiento, mm, véase C-D.8.6, Apéndice C-D

c_a,máx = máxima distancia medida desde el centro del fuste de un anclaje al borde del concreto, mm, Apéndice C-D

c_a,mín = mínima distancia medida desde el centro del fuste de un anclaje al borde del concreto, mm, Apéndice C-D

c_a1 = distancia medida desde el centro del fuste de un anclaje hasta el borde del concreto en una dirección, mm. Si se aplica cortante al anclaje,

c_a1 se mide en la dirección de la fuerza cortante aplicada. Si se aplica tracción al anclaje, c_a1 es la mínima distancia al borde, Apéndice C-D

c_a2 = distancia desde el centro del fuste de un anclaje hasta el borde del concreto en dirección perpendicular a c_a1, mm, Apéndice C-D

c_b = la menor de: (a) la distancia medida del centro de una barra o alambre a la superficie más cercana del concreto, o (b) la mitad de la separación centro a centro de las barras o alambres que se desarrollan, mm, Capítulo C.12

c_c = recubrimiento libre del refuerzo, mm, véase C.10.6.4, Capítulo C.10

c_t = distancia desde la cara interior de la columna al borde de la losa, medida paralelamente a c₁, pero sin exceder c₁, mm, Capítulo C.21

c₁ = dimensión de una columna rectangular o rectangular equivalente, de un capitel o de una ménsula, medida en la dirección de la luz para la cual se determinan los momentos, mm, Capítulos C.11, C.13, C.21

c₂ = dimensión de una columna rectangular o rectangular equivalente, de un capitel o de una ménsula, medida en la dirección perpendicular a c₁, mm, Capítulo C.13

C = constante de la sección transversal para definir propiedades a la torsión de losas y vigas, véase C.13.6.4.2, Capítulo C.13

C_a,j = coeficiente para los momentos en la dirección corta de losas en dos direcciones diseñadas según C.13.9. Capítulo C.13.

C_b,j = coeficiente para los momentos en la dirección larga de losas en dos direcciones diseñadas según C.13.9. Capítulo C.13.

C_m = factor que relaciona el diagrama real de momentos con un diagrama equivalente de momento uniforme, Capítulo C.10

d = distancia desde la fibra extrema en compresión hasta el centroide del refuerzo longitudinal en tracción, mm, Capítulos C.7, C.9-12, C.14, C.17, C.18, C.21, Apéndices C-B, C-C

d' = distancia desde la fibra extrema en compresión al centroide del refuerzo longitudinal en compresión, mm, Capítulos C.9, C.18, Apéndice C-C

d_a = diámetro exterior de un anclaje o diámetro del fuste del perno con cabeza, del tornillo con cabeza, o del perno con forma de gancho, mm, véase C-D.8.4, Apéndice C-D.

= valor que se sustituye por d_a cuando se emplea un anclaje sobre dimensionado, mm, véase C-D.8.4, Apéndice C-D

d_b = diámetro nominal de una barra, alambre o torón de preesforzado, mm, Capítulos C.7, C.12, C.21

d_p = distancia desde la fibra extrema en compresión al centroide del acero preesforzado, mm, Capítulos C.11, C.18, Apéndice C-B

d_pile = diámetro del pilote medido en la base de la zapata, mm, Capítulo C.15

d_t = distancia desde la fibra extrema en compresión al centroide de la fila extrema de acero longitudinal en tracción, mm, Capítulos C.9, C.10, Apéndice C-C

D = cargas muertas, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulos C.8, C.9, C.20, C.21, Apéndice C-C

e = base de los logaritmos neperianos, Capítulo C.18

e_h = distancia desde la superficie interna del fuste de un perno en forma de J o de L hasta la parte externa de la punta del perno en forma de J o L, mm, Apéndice C-D

 = distancia entre la resultante de tracción en un grupo de anclajes cargados en tracción y el centroide del grupo de anclajes cargados en tracción, mm; eN es siempre positiva, Apéndice C-D

 = distancia entre la carga resultante de cortante en un grupo de anclajes solicitados en cortante en la misma dirección y el centroide del grupo de anclajes cargados a cortante en la misma dirección, mm, eV es siempre positiva, Apéndice C-D

E = efectos de carga producidos por el sismo o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulos C.9, C.21, Apéndice C-C

E_c = módulo de elasticidad del concreto, MPa, véase C.8.5.1, Capítulos C.8-10, .14, C.19

E_cb = módulo de elasticidad del concreto de la viga, MPa, Capítulo C.13

E_cs = módulo de elasticidad del concreto de la losa, MPa, Capítulo C.13

EI = rigidez a la flexión de un elemento en compresión, N-mm², véase C.10.10.6, Capítulo C.10

E_p = módulo de elasticidad del acero de preesfuerzo, MPa, véase C.8.5.3, Capítulo C.8

E_s = módulo de elasticidad del refuerzo y del acero estructural, MPa, véase C.8.5.2, Capítulos C.8, C.10, C.14

 = resistencia especificada a la compresión del concreto, MPa, Capítulos C.4, C.5, C.8-12, C.14, C.18, C.19, C.21, C.22, Apéndices C-A-D

 = raíz cuadrada de la resistencia especificada a la compresión del concreto, MPa, Capítulos C.8, C.9, C.11, C.12, C.18, C.19, C.21, C.22, Apéndice C-D

f_ce = resistencia efectiva a la compresión del concreto en un puntal o zona de nodo, MPa, Capítulo C.15, Apéndice C-A

 = resistencia especificada a la compresión del concreto al momento del preesforzado inicial, MPa, Capítulos C.7, C.18

 = raíz cuadrada de la resistencia especificada a la compresión del concreto en el momento del preesforzado inicial, MPa, Capítulo C.18

 = resistencia promedio a la compresión requerida del concreto, empleada como base para la dosificación del concreto, MPa, Capítulo C.5

f_ct = resistencia promedio a la tracción por hendimiento del concreto liviano, MPa, Capítulos C.5, C.9, C.11, C.12, C.22

f_d = esfuerzo debido a la carga muerta no mayorada en la fibra extrema de una sección en la cual el esfuerzo de tracción es producido por cargas externas, MPa, Capítulo C.11

f_dc = esfuerzo de descompresión; esfuerzo en el acero de preesforzado cuando el esfuerzo en el concreto localizado al mismo nivel que el centroide del acero de preesfuerzo es igual a cero, MPa, Capítulo C.18

f_pc = esfuerzo de compresión en el concreto (después de que han ocurrido todas las pérdidas de preesforzado) en el centroide de la sección transversal que resiste las cargas aplicadas externamente, o en la unión del alma y el ala cuando el centroide está localizado dentro del ala, MPa. (En un elemento compuesto, f_pc es el esfuerzo de compresión resultante en el centroide de la sección compuesta, o en la unión del alma y el ala cuando el centroide se encuentra dentro del ala, debido tanto al preesforzado como a los momentos resistidos por el elemento prefabricado actuando individualmente), Capítulo C.11

f_pe = esfuerzo de compresión en el concreto debido únicamente a las fuerzas efectivas del preesforzado (después de que han ocurrido todas las pérdidas de preesforzado) en la fibra extrema de una sección en la cual los esfuerzos de tracción han sido producidos por la cargas aplicadas externamente, MPa, Capítulo C.11

f_ps = esfuerzo en el acero de preesfuerzo en el estado de resistencia nominal a la flexión, MPa, Capítulos C.12, C.18

f_pu = resistencia especificada a la tracción del acero de preesforzado, MPa, Capítulos C.11, C.18

f_py = resistencia especificada a la fluencia del acero de preesforzado, MPa, Capítulo C.18

f_r = módulo de ruptura del concreto, MPa, véase C.9.5.2.3, Capítulos C.9, C.14, C.18, Apéndice C-B

f_s = esfuerzo en el refuerzo calculado para las cargas de servicio, MPa, Capítulos C.10, C.18

 = esfuerzo en el refuerzo a compresión bajo cargas mayoradas, MPa, Apéndice C-A

f_se = esfuerzo efectivo en el acero de preesfuerzo (después de que han ocurrido todas la pérdidas de preesforzado), MPa, Capítulos C.12, C.18, Apéndice C-A

f_t = esfuerzo en la fibra extrema por tracción en la zona de tracción precomprimida, calculado para las cargas de servicio usando las propiedades de la sección bruta, MPa, véase C.18.3.3, Capítulo C.18

f_uta = resistencia especificada a la tracción del acero del anclaje, MPa, Apéndice C-D

f_y = resistencia especificada a la fluencia del refuerzo, MPa, Capítulos C.3, C.7, C.9-12, C.14, C.17-19, C.21, Apéndices C-A-C

f_ya = resistencia especificada a la fluencia en el acero del anclaje, MPa, Apéndice C-D

f_yt = resistencia especificada a la fluencia f_ydel refuerzo transversal, MPa, Capítulos C.10-12, C.21

F = cargas debidas al peso y presión de fluidos con densidades bien definidas y alturas máximas controlables, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9, Apéndice C-C

F_n = resistencia nominal de un puntal, tensor o zona de nodo, N, Apéndice C-A

F_nn = resistencia nominal de una cara de una zona de nodo, N, Apéndice C-A

F_ns = resistencia nominal de un puntal, N, Apéndice C-A

F_nt = resistencia nominal de un tensor, N, Apéndice C-A

F_u = fuerza mayorada que actúa en un puntal, tensor, área de apoyo o zona de nodo en un modelo puntal tensor, N, Apéndice C-A

G = cargas por granizo, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9

h = espesor total o altura de un elemento, mm, Capítulos C.9-12, C.14, C.17, C.18, C.20-22, Apéndices C-A, C-C

h_a = espesor de un elemento en el que se coloca un anclaje, medido paralelamente al eje del anclaje, mm, Apéndice C-D

h_ef = profundidad efectiva de embebido del anclaje, mm, véase C-D.8.5, Apéndice C-D

h_v = altura de la sección transversal de una cabeza de cortante, mm, Capítulo C.11

h_w = altura total de un muro medida desde la base hasta la parte superior o altura del segmento de muro considerado, mm, Capítulos C.11, C.21

h_x = espaciamiento máximo horizontal, medido centro a centro, entre ganchos suplementarios o ramas de estribos cerrados de confinamiento en todas las caras de la columna, mm, Capítulo C.21

H = cargas debidas al peso y empuje del suelo, del agua en el suelo, u otros materiales, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9, Apéndice C-C

I = momento de inercia de la sección con respecto al eje que pasa por el centroide, mm⁴, Capítulos C.10, C.11

l_b = momento de inercia de la sección bruta de una viga con respecto al eje que pasa por el centroide, mm⁴, véase C.13.6.1.6, Capítulo C.13

l_cr = momento de inercia de la sección fisurada transformada a concreto, mm⁴, Capítulo C.9

I_e = momento de inercia efectivo para el cálculo de las deflexiones, mm⁴, véase C.9.5.2.3, Capítulo C.9

I_g = momento de inercia de la sección bruta del elemento con respecto al eje que pasa por el centroide, sin tener en cuenta el refuerzo, mm⁴, Capítulos C.9, C.10, C.14

I_s = Momento de inercia de la sección bruta de una losa con respecto al eje que pasa por el centroide definido para el cálculo de  y, mm⁴, Capítulo C.13

I_se = momento de inercia del refuerzo con respecto al eje que pasa por el centroide de la sección transversal del elemento, mm⁴, Capítulo C.10

I_sx = momento de inercia de un perfil o tubo de acero estructural, con respecto al eje que pasa por el centroide de la sección transversal del elemento compuesto, mm⁴, Capítulo C.10

k = factor de longitud efectiva para elementos en compresión, Capítulos C.10, C.14

k_c = coeficiente para la resistencia básica al arrancamiento del concreto en tracción, Apéndice C-D

k_cp = coeficiente para la resistencia al desprendimiento por cabeceo del anclaje, Apéndice C-D

K = coeficiente de fricción por desviación accidental, por metro de tendón de preesforzado, Capítulo C.18

K_tr = índice de refuerzo transversal, véase C.12.2.3, Capítulo C.12

 = luz de la viga o losa en una dirección; proyección libre del voladizo, mm, véase C.8.9, Capítulo C.9

 = longitud de anclaje adicional más allá del centro del apoyo o punto de inflexión, mm, Capítulo C.12

 = longitud del elemento en compresión en un pórtico, medida centro a centro de los nudos del pórtico, mm, Capítulo C.10, C.14, C.22

 = longitud de desarrollo en tracción para barras corrugadas, alambres corrugados, refuerzo electrosoldado de alambre liso o corrugado, o torones de preesfuerzo, mm, Capítulos C.7, C.12, C.19, C.21

 = longitud de desarrollo de las barras corrugadas y alambres corrugados en compresión, mm, Capítulo C.12

 = longitud de desarrollo en tracción de barras corrugadas o alambres corrugados con un gancho estándar, medida desde la sección crítica hasta el extremo exterior del gancho (longitud recta embebida en el concreto entre la sección crítica y el inicio del gancho [punto de tangencia] más el radio interno del doblez y un diámetro de barra), mm, véanse C.12.5 y C.21.7.5, Capítulo C.12, C.21

 = longitud de desarrollo en tracción de barras corrugadas con cabeza, medida desde la sección crítica hasta la cara de apoyo de la cabeza, mm, véase C.12.6, Capítulo C.12

= longitud de apoyo de la carga de un anclaje para cortante, mm, véase C-D.6.2.2, Apéndice C-D

 = luz libre medida entre caras de los apoyos, mm, Capítulos C.8-11, C.13, C.16, C.18, C.21

 = luz libre en la dirección corta medida entre caras de los apoyos para diseño de losas en dos direcciones según C.13.9, mm, Capítulo C.13

 = luz libre en la dirección larga medida entre caras de los apoyos para diseño de losas en dos direcciones según C.13.9, mm, Capítulo C.13

 = longitud, medida desde la cara del nudo a lo largo del eje del elemento estructural, dentro de la cual debe colocarse refuerzo transversal especial, mm, Capítulo C.21

 = distancia desde el extremo del gato de un elemento de acero de preesfuerzo al punto bajo consideración, m, véase C.18.6.2, Capítulo C.18

 = luz del elemento sometido a la prueba de carga, tomada como la luz menor en sistemas de losas en dos direcciones, mm. La luz es la menor entre: (a) la distancia entre los centros de los apoyos, y (b) la distancia libre entre los apoyos más el espesor h del elemento. La luz de un voladizo debe tomarse como el doble de la distancia entre la cara del apoyo y el extremo del voladizo, mm, Capítulo C.20

 = longitud sin soporte lateral de un elemento en compresión, mm, véase C.10.10.1.1, Capítulo C.10

 = longitud del brazo de la cabeza de cortante medida desde el centroide de la carga concentrada o reacción, mm, Capítulo C.11

 = longitud del muro completo o longitud del segmento de muro considerado en dirección de la fuerza de cortante, mm, Capítulos C.11, C.14, C.21

 = luz en la dirección en que se determinan los momentos, medida centro a centro de los apoyos, mm, Capítulo C.13

 = luz medida en la dirección perpendicular a ¿1, medida centro a centro de los apoyos, mm, véanse C.13.6.2.3 y C.13.6.2.4, Capítulo C.13

L = cargas vivas, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulos C.8, C.9, C.20, C.21, Apéndice CC

L_e = cargas por empozamiento de agua, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9

L_r = cargas vivas de cubierta, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9

M_a = momento máximo debido a cargas de servicio presente en el elemento en la etapa para la que se calcula la deflexión, N^mm, Capítulos C.9, C.14

M_as = momento mayorado en la dirección de la luz corta utilizado en el diseño de losas en dos direcciones según C.13.9. N-mm, Capítulos C.13

M_bs = momento mayorado en la dirección de la luz larga utilizado en el diseño de losas en dos direcciones según C.13.9. N-mm, Capítulos C.13

M_c = momento mayorado amplificado por los efectos de curvatura del elemento para usarse en el diseño de un elemento en compresión, N-mm, véase C.10.10.6, Capítulo C.10

M_cr = momento de fisuración, N-mm, véase C.9.5.2.3, Capítulos C.9, C.14

M_cre = momento que produce fisuración por flexión en la sección debido a cargas aplicadas externamente, N-mm, Capítulo C.11

M_m = momento mayorado modificado para tener en cuenta el efecto de compresión axial, N-mm, véase C.11.2.2.2, Capítulo C.11

M_max = máximo momento mayorado en la sección debido a las cargas aplicadas externamente, N-mm, Capítulo C.11

M_n = resistencia nominal a flexión en la sección, N^mm, Capítulos C.11, C.12, C.14, C.18, C.21, C.22

M_nb = resistencia nominal a flexión de la viga, incluyendo el efecto de la losa cuando está en tracción, que llega a un nudo, N^mm, véase C.21.6.2.2, Capítulo C.21

M_nc = resistencia nominal a flexión de la columna que llega a un nudo, calculada para la carga axial mayorada, consistente con la dirección de las fuerzas laterales consideradas, que conduce a la menor resistencia a flexión, N-mm, véase C.21.6.2.2, Capítulo C.21

M_o = momento estático total mayorado, N^mm, Capítulo C.13

M_p = momento plástico resistente requerido en la sección transversal de una cabeza de cortante, N^mm, Capítulo C.11

M_pr = resistencia probable a la flexión de los elementos, con o sin carga axial, determinada usando las propiedades de los elementos en las caras de los nudos suponiendo un esfuerzo en tracción para las barras longitudinales de al menos 1.25f_y y un factor de reducción de la resistencia $ de 1.0, N-mm, Capítulo C.21

M_s = momento mayorado debido a cargas que producen un desplazamiento lateral apreciable, N^mm, Capítulo C.10

M_siab = fracción del momento mayorado de la losa que es equilibrada por el momento en el apoyo, N-mm, Capítulo C.21

M_u = momento mayorado en la sección, N-mm, Capítulos C.10, C.11, C.13, C.14, C.21, C.22

M_ua = momento a media altura del muro debido a las cargas mayoradas laterales y verticales excéntricas, sin incluir los efectos  N.mm, Capítulo C.14

M_v = resistencia a momento contribuida por la cabeza de cortante, N-mm, Capítulo C.11

M₁ = el menor momento mayorado de uno de los extremos de un elemento en compresión, debe tomarse como positivo si el elemento presenta curvatura simple y negativo si tiene curvatura doble, N^mm, Capítulo C.10

M_1ns= momento mayorado en el extremo del elemento en compresión en el cual actúa M₁, y que se debe a cargas que no causan un desplazamiento lateral apreciable, calculado por medio de un análisis estructural elástico de primer orden, Nwm, Capítulo C.10

M_1s = momento mayorado en el extremo del elemento en compresión en el cual actúa M₁, y que se debe a cargas que causan un desplazamiento lateral apreciable, calculado por medio de un análisis estructural elástico de primer orden, N-mm, Capítulo C.10

M₂ = el mayor momento mayorado en los extremos de un elemento en compresión. Si existe carga transversal entre los apoyos, M₂ debe tomarse como el mayor momento que ocurre en el elemento. El valor M₂ es siempre positivo, N^mm, Capítulo C.10

M_{2 min} = valor mínimo de M₂, N-mm, Capítulo C.10

M_2ns = momento mayorado en el extremo del elemento en compresión en el cual actúa M₂, debido a cargas que no causan un desplazamiento lateral apreciable, calculado por medio de un análisis estructural elástico de primer orden, N-mm, Capítulo C.10

M_2s = momento mayorado en el extremo del elemento en compresión en el cual actúa M₂, debido cargas que causan un desplazamiento lateral apreciable, calculado por medio de un análisis estructural elástico de primer orden, N-mm, Capítulo C.10

n = número de unidades, tales como ensayos de resistencia, barras, alambres, dispositivos de anclaje para torones individuales, anclajes, o brazos de una cabeza de cortante, Capítulos C.5, C.11, C.12, C.18, Apéndice C-D

N_b = resistencia básica al arrancamiento del concreto en tracción de un solo anclaje en concreto fisurado, N, véase C-D.5.2.2, Apéndice C-D

N_c = fuerza de tracción en el concreto debida a la carga muerta más la carga viva no mayoradas, N, Capítulo C.18

N_cb = resistencia nominal al arrancamiento del concreto en tracción de un solo anclaje, N, véase C-D.5.2.1, Apéndice C-D

N_cbg = resistencia nominal al arrancamiento del concreto en tracción de un grupo de anclajes, N, véase C-D.5.2.1, Apéndice C-D

N_n = resistencia nominal en tracción, N, Apéndice C-D

N_p = resistencia a la extracción por deslizamiento por tracción de un solo anclaje en concreto fisurado, N, véanse C-D.5.3.4 y C-D.5.3.5, Apéndice C-D

N_pn = resistencia nominal a la extracción por deslizamiento por tracción de un solo anclaje, N, véase C-D.5.3.1, Apéndice C-D

N_sa = resistencia nominal de un solo anclaje o de un grupo de anclajes en tracción determinado por la resistencia del acero, N, véanse C-D.5.1.1 y C-D.5.1.2, Apéndice C-D

N_sb = resistencia al desprendimiento lateral de un solo anclaje, N, Apéndice C-D

N_sbg = resistencia al desprendimiento lateral de un grupo de anclajes, N, Apéndice C-D

N_u = carga axial mayorada normal a la sección transversal, que ocurre simultáneamente con V_u o T_u; debe tomarse como positiva para compresión y como negativa para tracción, N, Capítulo C.11

N_ua = fuerza mayorada de tracción aplicada a un anclaje o grupo de anclajes, N, Apéndice C-D

N_uc = fuerza horizontal de tracción mayorada que actúa simultáneamente con V_uen la parte superior de una ménsula o cartela, para ser tomada como positiva para la tracción, N, Capítulo C.11

p_cp = perímetro exterior de la sección transversal de concreto, mm, véase C.11.5.1, Capítulo C.11

p_h = perímetro del eje del refuerzo transversal cerrado más externo dispuesto para torsión, mm, Capítulo C.11

P_b = resistencia axial nominal en condiciones de deformación unitaria balanceada, N, véase C.10.3.2, Capítulos C.9, C.10, Apéndices C-B, C-C

P_c = carga crítica a pandeo, N. véase C.10.10.6, Capítulo C.10

P_n = resistencia axial nominal de la sección transversal, N, Capítulos C.9, C.10, C.14, C.22, Apéndices C-B, C-C

P_n,max = máximo valor permitido de P_n, N, véase C.10.3.6, Capítulo C.10

P_o = resistencia axial nominal para una excentricidad igual a cero, N, Capítulo C.10

P_pj = fuerza de preesforzado en el extremo del gato, N, Capítulo C.18

P_pu = fuerza mayorada de preesforzado en el dispositivo de anclaje, N, Capítulo C.18

P_px = fuerza de preesforzado evaluada a una distancia del extremo del gato, N, Capítulo C.18

P_s = carga axial no mayorada en la sección de diseño (media altura), incluyendo los efectos de peso propio, N, Capítulo C.14

P_u = fuerza axial mayorada; debe tomarse como positiva para compresión y negativa para tracción, N, Capítulos C.10, C.14, C.21, C.22

q_Du = carga muerta mayorada por unidad de área, Capítulo C.13

q_Lu = carga viva mayorada por unidad de área, Capítulo C.13

q_u = carga mayorada por unidad de área, Capítulo C.13

Q = índice de estabilidad de un piso, véase C.10.10.5.2, Capítulo C.10

r = radio de giro de la sección transversal de un elemento en compresión, mm, Capítulo C.10

s = espaciamiento medido centro a centro de unidades tales como refuerzo longitudinal, refuerzo transversal, tendones de preesfuerzo, alambres, o anclajes, mm, Capítulos C.10-12, C.17-21, Apéndice C-D

s_i = espaciamiento centro a centro del refuerzo en la fila i adyacente a la superficie de un elemento, mm, Apéndice C-A

S_o = espaciamiento centro a centro del refuerzo transversal dentro de una longitud , mm, Capítulo C.21

s_s = desviación estándar de la muestra, MPa, Capítulo C.5, Apéndice C-D

s₂ = espaciamiento centro a centro del refuerzo longitudinal de cortante o torsión, mm, Capítulo C.11

S_e = momento, fuerza cortante o carga axial en la conexión correspondiente al desarrollo de la resistencia probable en los lugares seleccionados para que ocurra fluencia, basados en el mecanismo dominante de la deformación inelástica lateral, considerando tanto los efectos de carga por gravedad como por sismo, Capítulo C.21

S_d  = coeficiente de durabilidad ambiental, Capítulo C.23

S_m = módulo elástico de la sección, mm³, Capítulo C.22

S_n = resistencia nominal a la flexión, al cortante o a la carga axial de la conexión, Capítulo C.21

S_y = resistencia a la fluencia de la conexión, basada en f_y, para fuerza axial, momento o cortante, Capítulo C.21

t = espesor de la pared de una sección con vacíos, mm, Capítulo C.11

T = efectos acumulados de variación de temperatura, flujo plástico, retracción, asentamiento diferencial, y retracción del concreto de retracción compensada, Capítulo C.9, Apéndice C-C

T_n = resistencia nominal a torsión, N-mm, Capítulo C.11

T_u = torsión mayorada en la sección, N^mm, Capítulo C.11

U = resistencia requerida para resistir las cargas mayoradas o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9, Apéndice C-C

v_n = esfuerzo resistente nominal de cortante, MPa, véase C.11.11.6.2, Capítulos C.11, C.21

V_b = resistencia básica al arrancamiento por cortante de un solo anclaje en concreto fisurado, N, véanse C- D.6.2.2 y C-D.6.2.3, apéndice C-D

V_c = resistencia nominal al cortante proporcionada por el concreto, N, Capítulos C.8, C.11, C.13, C.21

V_cb = resistencia nominal al arrancamiento del concreto por cortante de un solo anclaje, N, véase C-D.6.2.1, Apéndice C-D

V_cbg = resistencia nominal al arrancamiento del concreto al cortante de un grupo de anclajes, N, véase C-D.6.2.1, Apéndice C-D

V_ci = resistencia nominal al cortante proporcionada por el concreto cuando se produce la fisuración diagonal como resultado de la combinación de cortante y momento, N, Capítulo C.11

V_cp = resistencia nominal al desprendimiento del concreto por cabeceo de un anclaje solo, N, véase C-D.6.3.1, Apéndice C-D

V_cpg = resistencia nominal al desprendimiento del concreto por cabeceo de un grupo de anclajes, N, véase C- D.6.3.1, Apéndice C-D

V_cw = resistencia nominal a cortante proporcionada por el concreto cuando se produce la fisuración diagonal como resultado de esfuerzos principales altos de tracción en el alma, N, Capítulo C.11

V_d = fuerza cortante en la sección debido a la carga muerta no mayorada, N, Capítulo C.11

V_e = fuerza cortante de diseño correspondiente al desarrollo de la resistencia probable a momento del elemento, N, véanse C.21.5.4.1 y C.21.6.5.1, Capítulo C.21

V_i = fuerza cortante mayorada en la sección, debido a cargas aplicadas externamente que se presentan simultáneamente con M_máx, N, Capítulo C.11

V_n = resistencia nominal a cortante, N, Capítulos C.8, C.10, C.11, C.21, C.22, Apéndice C-D

V_nh = resistencia nominal a cortante horizontal, N, Capítulo C.17

V_p = componente vertical de la fuerza efectiva de preesforzado en una sección, N, Capítulo C.11

V_s = resistencia nominal a cortante proporcionada por el refuerzo de cortante, N, Capítulo C.11

V_sa = resistencia nominal a cortante de un solo anclaje o de un grupo de anclajes determinada por la resistencia del acero, N, véanse C-D.6.1.1 y C-D.6.1.2, Apéndice C-D

V_u = fuerza cortante mayorada en la sección, N, Capítulos C.11-13, C.17, C.21, C.22

V_ua = fuerza cortante mayorada aplicada a un anclaje solo o aun grupo de anclajes, N, Apéndice C-D.

V_ug = fuerza cortante mayorada en la sección crítica de la losa por comportamiento en dos direcciones debido a las cargas gravitacionales, N, véase C.21.13.6

V_us = cortante horizontal mayorado en un piso, N, Capítulo C.10

w_c = densidad (peso unitario) del concreto de peso normal o densidad de equilibrio del concreto liviano, kg/m³, Capítulos C.8 y C.9

w_u = carga mayorada por unidad de longitud de viga, o losa en una dirección, Capítulo C.8

W = carga por viento, o momentos y fuerzas internas correspondientes, Capítulo C.9, Apéndice C-C

x = menor dimensión de la parte rectangular de una sección transversal, mm, Capítulo C.13 y = mayor dimensión de la parte rectangular de una sección transversal, mm, Capítulo C.13

y_t = distancia desde el eje que pasa por el centroide de la sección bruta a la fibra extrema en tracción, sin considerar el refuerzo, mm, Capítulos C.9, C.11

 = ángulo que define la orientación del refuerzo, Capítulos C.11, C.21, Apéndice C-A

 = coeficiente que define la contribución relativa de la resistencia del concreto a la resistencia nominal a cortante del muro, véase C.21.9.4.1, Capítulo C.21

 = relación entre la rigidez a flexión de una sección de viga y la rigidez a flexión de una franja de losa limitada lateralmente por los ejes centrales de los paneles adyacentes (si los hay) a cada lado de la viga, véase C.13.6.1.6, Capítulos C.9, C.13

 = valor promedio de  para todas las vigas en los bordes de un panel, Capítulo C.9

 =  en la dirección de , Capítulo C.13

 =  en la dirección de , Capítulo C.13

 = ángulo entre el eje de un puntal y las barras en la fila i del refuerzo que atraviesa ese puntal, Apéndice C-A

= cambio angular total de la trayectoria del tendón desde el extremo del gato hasta cualquier punto bajo consideración, radianes, Capítulo C.18

 = constante usada para calcular V_c en losas y zapatas, Capítulo C.11

 = relación de rigidez a la flexión entre el brazo de una cabeza de cortante y la sección de losa compuesta que lo rodea, véase C.11.11.4.5, Capítulo C.11

 = relación de la dimensión larga a corta: de las luces libres para losas en dos direcciones, véanse C.9.5.3.3 y C.22.5.4; de los lados de una columna, del área de carga concentrada o de reacción, véase C.11.11.2.1; o de los lados de una zapata, véase C.15.4.4.2, Capítulos C.9, C.11, C.15, C.22

 = relación entre el área del refuerzo suspendido en una sección y el área total del refuerzo en tracción de la sección, Capítulo C.12

 = relación utilizada para calcular la reducción de rigidez de las columnas debido a las cargas axiales permanentes, véase C.10.10.6.2, Capítulo C.10

 = relación utilizada para calcular la reducción de rigidez de las columnas debido a las cargas laterales permanentes, véase C.10.10.4.2, Capítulo C.10

 = factor para calcular el efecto del anclaje de los tirantes en la resistencia efectiva a la compresión de una zona de nodo, Apéndice C-A

 = factor usado para calcular V_c en losas preesforzadas, Capítulo C.11

= factor para tener en cuenta el efecto del refuerzo de confinamiento y la fisuración en la resistencia efectiva a la compresión del concreto en un puntal, Apéndice C-A

 = relación entre la rigidez a torsión de la sección de la viga de borde y la rigidez a flexión de una franja de losa cuyo ancho es igual a la longitud de la luz de la viga medida centro a centro de los apoyos, véase C.13.6.4.2, Capítulo C.13

 = factor que relaciona la profundidad de bloque rectangular equivalente de esfuerzos de compresión con la profundidad del eje neutro, véase C.10.2.7.3, Capítulos C.10, C.18, Apéndice C-B

 = factor utilizado para determinar el momento no balanceado transmitido por flexión en las conexiones losa-columna, véase C.13.5.3.2, Capítulos C.11, C.13, C.21

 = factor por tipo de acero de preesforzado, véase C.18.7.2, Capítulo C.18.

 = factor utilizado para determinar la porción del refuerzo que se debe localizar en la banda central de una zapata, véase C.15.4.4.2, Capítulo C.15

 = factor que se utiliza para determinar el momento no balanceado transmitido por excentricidad del cortante en las conexiones losa columna, véase C.11.11.7.1, Capítulo C.11

 = factor de amplificación de momento para tener en cuenta los efectos de la curvatura entre los extremos del elemento en compresión, Capítulo C.10

 = factor de amplificación del momento en pórticos no arriostrados contra desplazamiento lateral, para tener en cuenta el desplazamiento lateral causado por las cargas gravitacionales y laterales, Capítulo C.10

 = desplazamiento de diseño, mm, Capítulo C.21

 = deflexión fuera del plano, calculada a media altura del muro, correspondiente al momento de fisuración, M_m, mm, Capítulo C.14

 = aumento en el esfuerzo en los aceros de preesforzado debido a las cargas mayoradas, MPa, Apéndice C-A

 = esfuerzo en el acero de preesforzado bajo cargas de servicio menos el esfuerzo de descompresión, MPa, Capítulo C.18

 = deflexión fuera del plano calculada a media altura del muro correspondiente a la capacidad nominal a flexión, M_n, mm, Capítulo C.14

 = desplazamiento lateral relativo (deriva) medido entre la parte superior e inferior de un piso debida a las fuerzas laterales, calculado por medio de un análisis estructural elástico de primer orden utilizando valores de rigidez que cumplan con C.10.10.5.2, mm, Capítulo C.10

 = diferencia entre las deflexiones inicial y final (después de la remoción de la carga) en una prueba de carga o  la repetición de la prueba de carga, mm, Capítulo C.20

 = máxima deflexión fuera del plano calculada en o cerca de la media altura del muro debido a las cargas de servicio, mm, Capítulo C.14

 = deflexión calculada a media altura del muro debida a las cargas mayoradas, mm, Capítulo C.14

 = deflexión máxima medida durante la primera prueba de carga, mm, véase C.20.5.2, Capítulo C.20

 = deflexión máxima medida durante la segunda prueba de carga, relativa a la posición de la estructura al iniciar la segunda prueba de carga, mm, véase C.20.5.2, Capítulo C.20

 = deformación unitaria neta de tracción en el acero longitudinal extremo en tracción, en el estado de resistencia nominal, excluyendo las deformaciones unitarias causadas por preesfuerzo efectivo, flujo plástico, retracción de fraguado, y variación de temperatura, Capítulos C.8-10, Apéndice C-C

 = ángulo entre el eje de un puntal, diagonal de compresión, o campo de compresión y la cuerda de tracción de un elemento, Capítulo C.11, Apéndice C-A

 = factor de modificación que tiene en cuenta las propiedades mecánicas reducidas del concreto de peso liviano, relativa a los concretos de peso normal de igual resistencia a la compresión, véase C.8.6.1, C.11.7.4.3, C.12.2.4(d), C.12.5.2, Capítulos C.9, C.11, C.12, C.19, C.21, C.22 y Apéndices C-A y C-D

 = factor para deflexiones adicionales debidas a efectos de largo plazo, véase C.9.5.2.5, Capítulo C.9

 = coeficiente de fricción, véase C.11.6.4.3, Capítulos 1 C.1, C.21

 = coeficiente de fricción por curvatura en postensado, Capítulo C.18

 = factor que depende del tiempo para cargas sostenidas, véase C.9.5.2.5, Capítulo C.9

 = cuantía del refuerzo A_s evaluada sobre el área bd, Capítulos C.10, C.11, C.13, C.21, Apéndice C-B

  = cuantía del refuerzo  evaluada sobre el área bd, Capítulo C.9, Apéndice C-B

 = cuantía de refuerzo A_s evaluada sobre el área bd que produce condiciones balanceadas de deformación unitaria, véase C.10.3.2, Capítulos C.10, C.13, C.14, Apéndice C-B

 = relación entre el área de refuerzo longitudinal distribuido al área bruta de concreto perpendicular a este refuerzo, Capítulos C.11, C.14, C.21

 = cuantía de refuerzo Aps evaluada sobre el área bdp, Capítulo C.18

 = relación entre el volumen de refuerzo en espiral y el volumen total del núcleo confinado por la espiral (medido hasta el diámetro exterior de la espiral), Capítulos C.10, C.21

 = cuantía del área de refuerzo transversal distribuido al área bruta de concreto de una sección perpendicular a este refuerzo, Capítulos C.11, C.14, C.21

 = relación entre el área de estribos y el área de la superficie de contacto, véase C.17.5.3.3, Capítulo C.17

 = cuantía del área de refuerzo A_s evaluada sobre el área b_wd, Capítulo C.11

 = factor de reducción de resistencia, véase C.9.3, Capítulos C.8-11, C.13, C.14, C.17-22, Apéndices C-A-D

 = factor de modificación para la resistencia a tracción de anclajes con base en presencia o ausencia de fisuras en el concreto, véase C-D.5.2.6, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a la extracción por deslizamiento con base en la presencia o ausencia de fisuras en el concreto, véase C-D.5.3.6, Apéndice C-D

 = factor de modificación para resistencia a cortante de anclajes con base en la presencia o ausencia de fisuras en el concreto y la presencia o ausencia de refuerzo suplementario, véase C-D.6.2.7 para anclajes sometidos a cortante, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a tracción de anclajes postinstalados utilizados en concreto no fisurado y sin refuerzo suplementario, véase C-D.5.2.7, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la longitud de desarrollo con base en el revestimiento del refuerzo, véase C.12.2.4, Capítulo C.12

= factor de modificación para la resistencia a tracción de anclajes con base en la excentricidad de las cargas aplicadas, véase C-D.5.2.4, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a cortante de anclajes con base en la excentricidad de las cargas aplicadas, véase C-D.6.2.5, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a tracción de anclajes con base en la proximidad a los bordes del elementos de concreto, véase C-D.5.2.5, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a cortante de anclajes con base en la proximidad a los bordes del elementos de concreto, véase C-D.6.2.6, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la resistencia a cortante de anclajes colocados en elementos de concreto con , véase C-D.6.2.8, Apéndice C-D

 = factor de modificación para la longitud de desarrollo con base en el tamaño del refuerzo, véase C.12.2.4, Capítulo C.12

 = factor de modificación para la longitud de desarrollo con base en la localización del refuerzo, véase C.12.2.4, Capítulo C.12

 = factor de modificación para la longitud de desarrollo del alambre corrugado soldado en tracción, véase C.12.7, Capítulo C.12

= índice del refuerzo a tracción, véase C.18.7.2, Capítulo C.18, Apéndice C-B

 = índice del refuerzo a compresión, véase C.18.7.2, Capítulo C.18, Apéndice C-B

 = índice de acero de preesfuerzo, véase C-B.18.8.1, Apéndice C-B

 = índice de acero de preesfuerzo para secciones con alas, véase C-B.18.8.1, Apéndice C-B

 = índice de refuerzo a tracción para secciones con alas, véase C-B.18.8.1, Apéndice C-B

 = índice de refuerzo a compresión para secciones con alas, véase C-B.18.8.1, Apéndice C-B

C.2.2 – Definiciones

A continuación se definen los términos de uso general en el Título C del Reglamento NSR-10. Las definiciones especializadas aparecen en los capítulos correspondientes.

Ábaco (Drop panel) – Proyección debajo de la losa usada para reducir la cantidad de refuerzo negativo sobre una columna o el espesor mínimo requerido para una losa, y para aumentar la resistencia a cortante de la losa. Véase C.13.2.5 y C.13.3.7.

Acero de preesforzado (Prestressing steel) – Elemento de acero de alta resistencia como alambre, barra, torón, o un paquete (tendón) de estos elemento, utilizado para aplicar fuerzas de preesforzado al concreto.

Acero extremo en tracción (Extreme tension steel) – Refuerzo (preesforzado o no preesforzado) más alejado de la fibra extrema en compresión.

Aditivo (Admixture) – Material distinto del agua, de los agregados o del cemento hidráulico, utilizado como componente del concreto, y que se añade a éste antes o durante su mezclado a fin de modificar sus propiedades.

Agregado liviano (Lightweight aggregate) – Agregado que cumple con los requisitos de la NTC 4045 (ASTM C330) y con una densidad cuando está suelto y seco de 1120 kg/m³ o menos, determinado según la ASTM C29.

Agregado (Aggregate) – Material granular, como arena, grava, piedra triturada y escoria de hierro de alto horno, empleado con un medio cementante para formar concreto o mortero hidráulicos.

Alambre (Wire) - Elemento de acero que cumple las normas NTC 1907 (ASTM A496) y NTC 4002 (ASTM A82) utilizado como refuerzo, cuyo diámetro es menor del No, 2 (1/4") ó 6M (6 mm). Puede ser liso o corrugado. Su utilización está limitada:

(a) como componente de las mallas electrosoldadas,
(b) individualmente como refuerzo de retracción y temperatura de elementos cuyo espesor impide el uso de barras normales de refuerzo,

(c) individualmente como refuerzo de flexión en elementos que no formen parte del sistema de resistencia sísmica y cuyo espesor impide el uso de barras normales de refuerzo.

Alambre de preesfuerzo (Prestressing wire) - Elemento de acero que cumple la norma NTC 159 (ASTM A421) utilizado individualmente como acero de preesfuerzo.

Altura útil de la sección ( d ) (Effective depth of section) – La distancia medida desde la fibra extrema en compresión hasta el centroide del refuerzo longitudinal sometido a tracción.

Asentamiento (Settlement) - Hundimiento o descenso del nivel de una estructura debido a la compresión y deformación del suelo o roca de cimentación.

Asentamiento (Slump) (ensayo de) - Resultado del ensayo de manejabilidad de una mezcla de concreto.

Autoridad Competente (Building official) – El funcionario u otra autoridad competente, encargada de administrar y hacer cumplir este Reglamento NSR-10, o su representante debidamente autorizado.

Barras corrugadas con cabeza (Headed deformed bars) – Barras de refuerzo corrugadas con cabezas unidas a uno o a ambos extremos. La cabeza debe quedar unida al extremo de la barra usando soldadura o forja, roscado con filamentos compatibles internos en la cabeza y en el extremo de la barra, o bien con una tuerca separada atornillada que asegure la cabeza a la barra. El área neta de apoyo de una barra corrugada con cabeza es igual al área bruta de la cabeza menos la mayor entre el área de la barra y el área de cualquiera obstrucción.

Base de la estructura (Base of structure) – Nivel al cual se supone que los movimientos horizontales del suelo producidos por un sismo se imparten a la edificación. Este nivel no necesariamente coincide con el nivel del terreno. Véase el Capítulo C.21.

Capacidad de disipación de energía (Energy dissipation capacity o toughness) - Es la capacidad que tiene un sistema estructural, un elemento estructural, o una sección de un elemento estructural, de trabajar dentro del rango inelástico de respuesta sin perder su resistencia. Se cuantifica por medio de la energía de deformación que el sistema, elemento o sección es capaz de disipar en ciclos histeréticos consecutivos. Cuando hace referencia al sistema de resistencia sísmica de la edificación como un todo, se define por medio del coeficiente de capacidad de disipación de energía R. El grado de capacidad de disipación de energía se clasifica como especial (DES), moderado (DMO) y mínimo (DMI).

Carga de servicio (Service load) – La carga, especificada por el Título B del Reglamento NSR-10 (sin factores de carga).

Carga mayorada (Factored Load) – La carga, multiplicada por los factores de carga apropiados, que se utiliza para diseñar los elementos utilizando el método de diseño por resistencia del Reglamento NSR-10. Véanse C.8.1.1 y  C.9.2.

Carga muerta (Dead load) – Cargas muertas soportadas por un elemento, según se definen en el Título B del  Reglamento NSR-10 (sin factores de carga).

Carga viva (Live load) – Carga viva especificada en el Título B del Reglamento NSR-10 (sin factores de carga).

Cercha estructural (Structural truss) – Entramado de elementos de concreto reforzado sometido principalmente a fuerzas axiales.

Cimbra (Shores) - Estructura provisional de madera o elementos metálicos, de forma, dimensiones y seguridad adecuadas para la colocación del refuerzo y el concreto de un elemento estructural, y sostenerlos mientras el concreto adquiere la resistencia adecuada.

Cimentación (Foundation) - Conjunto de los elementos estructurales destinados a transmitir las cargas de una estructura al suelo o roca de apoyo.

Columna (Column) – Elemento con una relación entre altura y menor dimensión lateral mayor de 3 usado principalmente para resistir carga axial de compresión. Para un elemento de sección variable, la menor dimensión lateral es promedio de las dimensiones superior e inferior del lado menor.

Combinaciones de carga de diseño (Design load combination) – Combinación de cargas y fuerzas mayoradas dadas en C.9.2.

Concreto (Concrete) – Mezcla de cemento pórtland o cualquier otro cemento hidráulico, agregado fino, agregado grueso y agua, con o sin aditivos.

Concreto completamente liviano (All-lightweight concrete) – Concreto de peso liviano que contiene agregado fino y grueso de peso liviano, y que cumple con lo especificado en NTC 4045 (ASTM C330).

Concreto de peso normal (Normalweight concrete) – Concreto que contiene agregados que cumplen con lo especificado en NTC 174 (ASTM C33).

Concreto estructural (Structural concrete) – Todo concreto utilizado con propósitos estructurales incluyendo concreto simple y reforzado.

Concreto liviano (Lightweight concrete) – Concreto con agregado liviano que tiene una densidad de equilibrio, tal como la define NTC 4022 (ASTM C567), entre 1440 y 1840 kg/m³. El concreto liviano cubierto por el Título C del Reglamento NSR-10 corresponde a un concreto cuyos componentes cumplen de manera estricta lo requerido en este Título C. Los concretos livianos que no cumplan estos requisitos solo pueden emplearse con una autorización previas de la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial, de acuerdo con lo que la Ley 400 de 1997 prescribe para la aprobación de materiales que se salen del alcance del Reglamento NSR-10.

Concreto liviano de arena de peso normal (Sand-lightweight concrete) – Concreto liviano que contiene agregados finos de peso normal y que cumplen con lo especificado en la NTC 174 (ASTM C33) y agregados gruesos de peso liviano que cumplen con lo especificado en la NTC 4045 (ASTM C330).

Concreto prefabricado (Precast concrete) – Elemento de concreto estructural construido en un lugar diferente de su ubicación final en la estructura.

Concreto preesforzado (Prestressed concrete) – Concreto estructural al que se le han introducido esfuerzos internos con el fin de reducir los esfuerzos potenciales de tracción en el concreto causados por las cargas.

Concreto reforzado (Reinforced concrete) – Concreto estructural reforzado con no menos de la cantidad mínima de acero de preesforzado o refuerzo no preesforzado especificado en los Capítulos C.1 al C.21 y en los Apéndices C- A al C-C.

Concreto reforzado con fibras de acero (Steel fiber-reinforced concrete) – Concreto que contiene fibras de acero dispersas, orientadas aleatoriamente.

Concreto simple (Plain concrete) – Concreto estructural sin refuerzo o con menos refuerzo que el mínimo especificado para concreto reforzado.

Conexión (Connection) – Una zona que une dos o más elementos. En el Capítulo C.21, una conexión también se refiere a una zona que une elementos en que uno o más son prefabricados, y a la cual aplican las siguientes definiciones más específicas:

Conexión dúctil (Ductile connection) – Conexión en la cual se presenta fluencia como consecuencia de los desplazamientos de diseño para sismo.

Conexión fuerte (Strong connection) – Conexión que se mantiene elástica cuando los elementos que se conectan presentan fluencia como consecuencia de los desplazamientos de diseño para sismo.

Curado (Curing) - Proceso por medio del cual el concreto endurece y adquiere resistencia, una vez colocado en su posición final.

Deformación unitaria neta de tracción (Net tensile strain) – Deformación unitaria de tracción cuando se alcanza la resistencia nominal, excluidas las deformaciones unitarias debidas al preesforzado efectivo, flujo plástico, retracción y temperatura.

Densidad de equilibrio (Equilibrium density) – Densidad del concreto de peso liviano después de estar expuesto a una humedad relativa de 50 ± 5 por ciento y a una temperatura de 23 ± 2 °C por un período de tiempo suficiente para alcanzar una densidad constante (véase NTC 4022 [ASTM C567]).

Deriva de piso de diseño (Design story drift ratio) – Diferencia relativa del desplazamiento de diseño entre la parte superior e inferior de un piso, dividido por la altura del piso. Véase el Título A y el Capítulo C.21.

Descolgado para cortante (Shear cap) – Proyección bajo una losa usada para aumentar la resistencia a cortante de la losa. Véase C.13.2.6.

Desplazamiento de diseño (Design displacement) – Desplazamiento lateral total esperado para el sismo de diseño, según lo requerido por el Titulo A del Reglamento NSR-10. Véase Capítulo C.21.

Diafragma estructural (Structural diaphragm) – Elemento estructural, como una losa de piso o cubierta, que transmite fuerzas que actúan en el plano del diafragma hacia los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas. Véase el Capítulo C.21 para los requerimientos para estructuras resistentes a sismos.

Dispositivo básico de anclaje para un torón (Basic monostrand anchorage device) – Dispositivo de anclaje usado con cualquier torón individual o barra individual de 15 mm o menos de diámetro, que satisfaga C.18.21.1 y los requisitos para elementos de anclaje fabricados industrialmente del ACI 423.6.

Dispositivo básico de anclaje para varios torones (Basic multistrand anchorage device) – Dispositivo de anclaje usado con varios torones, barras o alambres, o con barras mayores a 15 mm de diámetro, que satisface C.18.21.1 y los requisitos para los esfuerzos de aplastamiento y la rigidez mínima de platina de la especificación para puentes de AASHTO, División I, Artículos C.9.21.7.2.2 al C.9.21.7.2.4

Dispositivo de anclaje (Anchorage device) – En postensado, el dispositivo usado para transferir la fuerza de postensado desde el acero de preesforzado al concreto.

Dispositivo especial de anclaje (Special anchorage device) – Dispositivo de anclaje que satisface C.18.15.1 y los ensayos de aceptación normalizados de AASHTO “Standard Specifications for Highway Bridges”, División II, Artículo C.10.3.2.3.

Documentos contractuales (Contract documents) – Documentos, incluyendo los planos y las especificaciones del proyecto, necesarios para la obra en cuestión.

Ducto de Postensado (Duct) – Ducto (liso o corrugado) para colocar el acero preesforzado que se requiere para aplicar el postensado. Las exigencias para los ductos de postensado se encuentran en C.18.17.

Elemento colector (Collector element) – Elemento que actúa en tracción o compresión axial para transmitir las fuerzas inducidas por el sismo entre un diafragma estructural y los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas. Véase el Capítulo C.21.

Elemento de borde (Boundary element) – Zonas a lo largo de los bordes de los muros y de los diafragmas estructurales, reforzados con refuerzo longitudinal y transversal. Los elementos de borde no requieren necesariamente de un incremento en el espesor del muro o del diafragma. Los bordes de las aberturas en los muros y diafragmas deben estar provistos de elementos de borde según lo requerido en C.21.9.6 ó C.21.11.7.5. Véase el Capítulo C.21.

Elemento de borde especial (Special boundary element) – Elemento de borde requerido en las secciones C.21.7.6.2 ó C.21.7.6.3.

Elementos compuestos de concreto sometidos a flexión (Composite concrete flexural members) – Elementos prefabricados de concreto o elementos construidos en obra sometidos a flexión, fabricados en etapas separadas, pero interconectados de tal manera que todos los elementos responden a las cargas como una unidad.

Encofrados y formaletas (Formwork) - Moldes con la forma y las dimensiones de los elementos estructurales, en los cuales se coloca el refuerzo y se vierte el concreto fresco.

Envoltura para tendones de preesfuerzo no adheridos (Sheating) – Material que encapsula el acero de preesforzado para impedir la adherencia del acero de preesforzado al concreto que lo rodea, para proporcionar protección contra la corrosión y para contener la envoltura inhibidora de la corrosión.

Esfuerzo (Stress) – Fuerza por unidad de área.

Estribo (Stirrup) – Refuerzo empleado para resistir esfuerzos de cortante y de torsión en un elemento estructural; por lo general consiste en barras, alambres o refuerzo electro soldado de alambre (liso o corrugado) ya sea sin dobleces o doblados en forma de L, de U o en formas rectangulares, y colocados perpendicularmente o en ángulo con respecto al refuerzo longitudinal. (En inglés el término “stirrup” se aplica normalmente al refuerzo transversal de elementos sometidos a flexión y el término “tie” a los que están en elementos sometidos a compresión.) Véase también “Estribo (Tie)”.

Estribo (Tie) – Barra o alambre doblados que abraza el refuerzo longitudinal. Es aceptable una barra o alambre continuo doblado en forma de círculo, rectángulo, u otra forma poligonal sin esquinas reentrantes. Véase también “Estribo (Stirrup)”.

Estribo cerrado de confinamiento (Hoop) – Es un estribo cerrado o un estribo enrollado en forma continua. Un estribo cerrado de confinamiento puede estar constituido por varios elementos cada uno de los cuales debe tener ganchos sísmicos en sus extremos. Un estribo enrollado continuo debe tener ganchos sísmicos en ambos extremos. Véase Capítulo C.21.

Factor de carga (Load factor) - También se denomina coeficiente de carga. Es un coeficiente que tiene en cuenta las desviaciones inevitables de las cargas reales con respecto a las cargas nominales y las incertidumbres que se tienen en el análisis estructural al transformar las cargas en efectos internos en los elementos, y por la probabilidad de que más de una carga extrema ocurra simultáneamente. Véase B.2.1.

Factor de reducción de resistencia (Strength reduction factor)  - También se denomina coeficiente de reducción de resistencia. Coeficiente que multiplica la resistencia nominal para convertirla en resistencia de diseño. Véase de B.2.1.

Fricción por curvatura (Curvature friction) – Fricción que resulta de los dobleces o la curvatura del trazado especificado de los tendones de preesforzado.

Fricción por desviación involuntaria (Wobble friction) – En concreto preesforzado, la fricción provocada por una desviación no intencional del ducto de preesforzado de su perfil especificado.

Fuerza del gato de tensionamiento (Jacking force) – En concreto preesforzado, la fuerza que temporalmente ejerce el dispositivo que se utiliza para tensionar el acero de preesforzado.

Fuerzas sísmicas (Seismic forces) - Son las fuerzas sísmicas prescritas en el Título A del Reglamento NSR-10.

Gancho estándar (Standard hook) - Doblez en el extremo de una barra de refuerzo que cumple los requisitos del Capítulo C.7.

Gancho sísmico (Seismic hook) – Gancho en el extremo de un estribo o gancho suplementario que tiene un doblez de más de 135 grados, excepto que en los estribos cerrados de confinamiento circulares deben tener un doblez no menor de 90 grados. Los ganchos sísmicos deben tener una extensión de 6d_b (pero no menor de 75 mm) que enganche el refuerzo longitudinal y se proyecte hacia el interior del estribo o estribo cerrado de confinamiento. Véase C.7.1.4 y el Capítulo C.21.

Gancho suplementario (Crosstie) – Barra de refuerzo continua utilizada como refuerzo transversal fabricado con barra de diámetro No, 3 (3/8") ó 10M (10 mm) o mayor, que tiene un gancho sísmico en sus extremos y se permite que en uno de sus extremos se utilice un gancho no menor de 90 grados con una extensión mínima de seis veces el diámetro en el otro extremo. Los ganchos deben abrazar las barras longitudinales periféricas. Los ganchos de 90 grados de dos ganchos suplementarios sucesivos, que abrazan las mismas barras longitudinales deben quedar con los extremos alternados. Los estribos suplementarios deben ser fabricados del mismo diámetro y resistencia a la fluencia de los estribos de confinamiento principales. Véanse los Capítulos C.7, C.21.

Junta de construcción (Construction joint) - Interrupción de la colocación del concreto, ya sea temporal, de construcción, o permanente.

Junta de contracción (Contraction joint) – Muesca moldeada, aserrada o labrada en una estructura de concreto para crear un plano de debilidad y regular la ubicación del agrietamiento resultante de las variaciones dimensionales de diferentes partes de la estructura.

Junta de expansión (Isolation joint) – Separación entre partes adyacentes de una estructura de concreto, usualmente un plano vertical, en una ubicación definida en el diseño de tal modo que interfiera al mínimo con el comportamiento de la estructura, y al mismo tiempo permita movimientos relativos en tres direcciones y evite la formación en otro lugar de fisuras en el concreto y a través de la cual se interrumpe parte o todo el refuerzo adherido.

Límite de la deformación unitaria controlada por compresión (Compression controlled strain limit) – Deformación unitaria neta en tracción bajo condiciones de deformación unitaria balanceada. Véase C.10.3.3.

Longitud embebida (Embedment length) – Longitud del refuerzo embebido en el concreto que se extiende más allá de una sección crítica.

Longitud de desarrollo con gancho estándar (Development length for a bar with a standard hook) - Es la distancia más corta entre la sección crítica donde la barra debe desarrollar su resistencia total, y una tangente a la cara exterior del gancho de 90° o de 180°.

Longitud de desarrollo (Development length) – Longitud embebida del refuerzo, incluyendo torones de preesforzado, en el concreto que se requiere para poder desarrollar la resistencia de diseño del refuerzo en una sección crítica. Véase C.9.3.3.

Longitud de transferencia (Transfer length) – Longitud embebida del torón de preesforzado en el concreto que se requiere para transferir el preesfuerzo efectivo al concreto.

Luz (Span length) – Véase C.8.9.

Materiales cementantes (Cementitious materials) – Materiales que se especifican en el Capítulo 3, que tienen propiedades cementantes por sí mismos al ser utilizados en el concreto, tales como el cemento pórtland, los cementos hidráulicos adicionados y los cementos expansivos, o dichos materiales combinados con cenizas volantes, otras puzolanas crudas o calcinadas, humo de sílice, y escoria granulada de alto horno o ambos.

Memoria de cálculos (Calculations) - Justificación técnica de las dimensiones, refuerzos y especificaciones de una estructura, tal como se presentan en los planos de construcción.

Módulo de elasticidad (Modulus of elasticity) – Relación entre el esfuerzo normal y la deformación unitaria correspondiente, para esfuerzos de tracción o compresión menores que el límite de proporcionalidad del material. Véase C.8.5.

Muro (Wall) – Elemento, generalmente vertical, empleado para encerrar o separar espacios.

Muro estructural (Structural wall) – Muro diseñado para resistir combinaciones de cortantes, momentos y fuerzas axiales. Un muro de cortante es un muro estructural. Un muro estructural diseñado como parte del sistema resistente ante fuerzas sísmicas se clasifica de la siguiente forma:

Muro estructural especial - DES (Special structural wall) – Un muro construido en sitio o prefabricado con capacidad especial de disipación de energía (DES) que cumple con los requisitos de C.21.1.3 hasta C.21.1.7, C.21.9 y C.21.10, como sea aplicable, además de los requisitos para los muros estructurales ordinarios de concreto reforzado con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) contenidos en los Capítulos C.1 al C.18.

Muro estructural intermedio - DMO (Intermediate structural wall) – Muro construido en sitio o prefabricado con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) que cumple con todos los requisitos aplicables de los Capítulos C.1 al C.18, además de lo especificado en C.21.4.

Muro estructural ordinario de concreto reforzado - DMI (Ordinary reinforced concrete structural wall) – Muro con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) que cumple con los requisitos de los Capítulos C.1 al C.18.

Muro estructural ordinario de concreto simple (Ordinary structural plain concrete wall) – Muro sin capacidad de disipación de energía que cumple con los requisitos del Capítulo C.22.

Nudo (Joint) – Parte de una estructura que es común a los elementos que se intersectan. El área efectiva de la sección transversal dentro de un nudo de un pórtico especial resistente a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES), A_j, para calcular la resistencia a cortante se encuentra definida en C.21.7.4.1. Véase el Capítulo C.21.

Obra (Work) – Toda la construcción o partes identificables separadamente que se debe construir de acuerdo con los documentos del contrato.

Pedestal (Pedestal) – Elemento que tiene una relación entre la altura y la menor dimensión lateral menor o igual a 3, usando principalmente para soportar cargas axiales en compresión. Para un elemento de sección variable, la menor dimensión lateral es el promedio de las dimensiones superiores e inferior del lado más pequeño.

Pernos con cabeza para refuerzo de cortante (Headed shear stud reinforcement) – Refuerzo que consiste en pernos con cabeza individuales o en grupo, con el anclaje proporcionado por una cabeza en cada extremo o por una base común consistente en una platina o un perfil de acero.

Pórtico resistente a momento (Moment frame) – Pórtico en el cual los elementos y los nudos resisten las fuerzas a través de flexión, cortante y fuerza axial. Los pórticos resistentes a momentos designados como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas se clasifican de la siguiente forma:

Pórtico especial resistente a momento - DES (Special moment frame) – Pórtico construido en sitio que cumple con los requisitos de capacidad de disipación de energía especial (DES) contenidos en C.21.1.3 a C.21.1.7 y C.21.5 a C.21.7, o un pórtico prefabricado de capacidad de disipación de energía especial (DES) que cumple con los requisitos de C.21.1.3 a C.21.1.7 y C.21.5. Además, se deben cumplir los requisitos para pórticos ordinarios resistentes a momentos con capacidad de disipación de energía mínima (DMI).

Pórtico intermedio resistente a momento (Intermediate moment frame) – Pórtico construido en sitio que cumple con los requisitos de capacidad de disipación de energía moderada (DMO) contenidos en C.21.3 y además con los requisitos para pórticos ordinarios resistentes a momentos con capacidad de disipación de energía mínima (DMI).

Pórtico ordinario resistente a momento (Ordinary moment frame) – Pórtico prefabricado o construido en sitio que cumple con los requisitos de los Capítulos C.1 al C.18 y además con los requisitos de capacidad de disipación de energía mínima (DMI), de la sección C.21.2.

Postensado (Post-tensioning) – Método de preesforzado en el cual el acero de preesforzado se tensiona después de que el concreto ha endurecido.

Preesforzado efectivo (Effective prestress) – Esfuerzo en el acero de preesforzado después de que han ocurrido todas las pérdidas.

Prefabricado (Precast concrete) - Elemento de concreto, con o sin refuerzo, que se construye en un lugar diferente al de su posición final dentro de la estructura.

Pretensado (Pretensioning) – Método en el cual el acero de preesforzado se tensiona antes de la colocación del concreto.

Profesional facultado para diseñar (Licensed design professional) – Un individuo que está facultado para ejercer el diseño estructural, como lo define la Ley 400 de 1997 y que es el responsable del diseño estructural.

Puntales (Shores) – Elementos de apoyo, verticales o inclinados, diseñados para soportar el peso del encofrado, del concreto y de las cargas de construcción sobre ellos.

Puntales de reapuntalamiento (Reshores) – Puntales colocados ajustadamente bajo una losa de concreto u otro elemento estructural después que la cimbra y puntales originales han sido retirados de un área significativa, permitiendo así que la nueva losa o elemento estructural se deforme y soporte su propio peso y las cargas de construcción existentes antes de la instalación de los puntales de reapuntalamiento.

Recubrimiento especificado de concreto (Specified concrete cover) – Distancia entre la superficie externa del refuerzo embebido y la superficie externa más cercana del concreto indicada en los planos de diseño o en las especificaciones del proyecto.

Refuerzo (Reinforcement) – Material que cumple con lo especificado en C.3.5, excluyendo el acero de preesforzado, a menos que se incluya en forma explícita..

Refuerzo corrugado (Deformed reinforcement) – Barras de refuerzo corrugado, mallas de barras, alambre corrugado, refuerzo electrosoldado de alambre, que cumplan con C.3.5.3.

Refuerzo electrosoldado de alambre (Welded wire reinforcement) – Elementos de refuerzo compuestos por alambres lisos o corrugados, que cumplen con NTC 4002 (ASTM A82) o NTC 1907 (ASTM A496), respectivamente, fabricados en forma de hojas o rollos de acuerdo con NTC 1925 (ASTM A185) o NTC 2310 (ASTM A497M), respectivamente.

Refuerzo en espiral (Spiral reinforcement) – Refuerzo continuo enrollado en forma de hélice cilíndrica.

Refuerzo liso (Plain reinforcement) – Refuerzo que no cumple con la definición de refuerzo corrugado. Véase C.3.5.4.

Refuerzo transversal (Transverse or lateral reinforcement) - El refuerzo destinado a resistir los efectos de los esfuerzos cortantes y de torsión. Incluye, igualmente, el destinado a impedir el pandeo del refuerzo principal en las columnas o en los elementos sometidos a fuerzas de compresión, y el que produce confinamiento.

Refuerzo de retracción y temperatura (Shrinkage and temperature reinforcement) - En losas el destinado a resistir los esfuerzos causados por variación de temperatura o por retracción de fraguado.

Región confinada (Confinement region) - Es aquella parte de los elementos de concreto reforzado confinada por refuerzo transversal de confinamiento que cumple los requisitos especiales dados en el Capítulo C.21.

Región de articulación plástica (Plastic hinge region) – Longitud del elemento de pórtico en la cual se busca que ocurra fluencia a flexión debida a los desplazamientos de diseño, extendiéndose a lo menos una distancia h desde la sección crítica donde se inicia la fluencia a flexión. Véase Capítulo C.21.

Resistencia a la fluencia (Yield strength) – Resistencia a la fluencia mínima especificada, o punto de fluencia del refuerzo. La resistencia a la fluencia o el punto de fluencia deben determinarse en tracción, de acuerdo con las normas ASTM aplicables, tal como se modifican en C.3.5 de este Título C del Reglamento NSR-10.

Resistencia a la tracción por hendimiento (fct) (Splitting tensile strength) – Resistencia a la tracción del concreto determinada de acuerdo con NTC 1907 (ASTM C496M), tal como se describe en la NTC 4045 (ASTM C330). Véase C.5.1.4.

Resistencia de diseño (Design strength) – Resistencia nominal multiplicada por un factor de reducción de resistencia . Véase C.9.3.

Resistencia especificada a la compresión del concreto  (Specified compressive strength of concrete) – Resistencia a la compresión del concreto empleada en el diseño y evaluada de acuerdo con las consideraciones del Capítulo 5, expresada en megapascales (MPa). Cuando la cantidad  esté bajo un signo radical, se quiere indicar sólo la raíz cuadrada del valor numérico, por lo que el resultado está en megapascales (MPa).

Resistencia nominal (Nominal strength) – Resistencia de un elemento o una sección transversal calculada con las disposiciones e hipótesis del método de diseño por resistencia de este Título C del Reglamento NSR-10, antes de aplicar cualquier factor de reducción de resistencia. Véase C.9.3.1.

Resistencia requerida (Required strength) – Resistencia que un elemento, o una sección transversal del mismo, debe tener para resistir las cargas mayoradas o los momentos y fuerzas internas correspondientes combinadas según lo estipulado en este Título C del Reglamento NSR-10. Véase C.9.1.1.

Sección controlada por compresión (Compression controlled section) – Sección transversal en la cual la deformación unitaria neta por tracción en el acero extremo en tracción, a la resistencia nominal, es menor o igual al límite de deformación unitaria controlada por compresión.

Sección controlada por tracción (Tension controlled section) – Sección transversal en la cual la deformación unitaria neta de tracción en el acero extremo en tracción, en el estado de resistencia nominal, es mayor o igual que 0.005.

Sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas (Seismic-force-resisting system) – Porción de la estructura que se diseña para resistir las fuerzas sísmicas de diseño exigidas por el Título A del Reglamento NSR-10 cumpliendo las disposiciones y combinaciones de carga aplicables.

Supervisor Técnico (Inspector) - Véase C.1.3.

Tendón (Tendon) – En aplicaciones de pretensado, el tendón es el acero preesforzado. En las aplicaciones de postensado, el tendón es el conjunto completo consistente en anclajes, acero preesforzado y envoltura para aplicaciones no adheridas o ductos inyectados con mortero para aplicaciones adheridas.

Tendón de preesfuerzo adherido (Bonded tendon) – Tendón en el que el acero de preesforzado está adherido al concreto ya sea directamente o con mortero de inyección.

Tendón de preesfuerzo no adherido (Unbonded tendon) – Tendón en el que se impide que el acero de preesforzado se adhiera al concreto y quedando libre para moverse con respecto al concreto. La fuerza de preesforzado se trasmite en forma permanente al concreto solamente en los extremos del tendón a través de los anclajes.

Torón (Strand) - Cable para concreto preesforzado compuesto por siete alambres de acero de alta resistencia trenzados, que cumple la norma NTC 2010 (ASTM A416).

Transferencia (Transfer) – Operación de transferir los esfuerzos del acero de preesforzado desde los gatos o del banco de tensionamiento al elemento de concreto.

Viga (Beam, girder) - Elemento estructural, horizontal o aproximadamente horizontal, cuya dimensión longitudinal es mayor que las otras dos y su solicitación principal es el momento flector, acompañado o no de cargas axiales, fuerzas cortantes y torsiones.

Vigueta, o nervadura (Joist) - Elemento estructural que forma parte de una losa nervada, el cual trabaja principalmente a flexión.

Zona de anclaje (Anchorage zone) – En elementos postensados, la porción del elemento a través de la cual la fuerza de preesforzado concentrada se transfiere al concreto y es distribuida de una manera más uniforme en toda la sección. Su extensión es igual a la longitud de la mayor dimensión de su sección transversal. En elementos de anclaje localizados lejos del extremo de un elemento, la zona de anclaje incluye la zona perturbada adelante y atrás del dispositivo de anclaje.

Zona de tracción precomprimida (Precompressed tensile zone) – Porción de un elemento preesforzado donde ocurriría tracción producida por flexión si la fuerza de preesfuerzo no estuviera presente, calculada usando las propiedades de la sección bruta, bajo carga muerta y viva no mayoradas.

CAPÍTULO C.3.

MATERIALES.

C.3.1 – Ensayos de materiales

C.3.1.1 – Para asegurarse que los materiales utilizados en la obra sean de la calidad especificada, deben realizarse los ensayos correspondientes sobre muestras representativas de los materiales de la construcción. Cuando se trate de edificaciones que deben someterse a Supervisión Técnica de acuerdo con la exigido por la Ley 400 de 1997 el Supervisor Técnico establecerá un programa de control de calidad de acuerdo con lo exigido en A.1.3.9, en el presente Título C, y en el Título I de la NSR-10. Cuando la edificación no requiere Supervisión Técnica debe cumplirse lo exigido en el Artículo 19 de la Ley 400 de 1997 siendo responsabilidad del constructor realizar y documentar los controles de calidad de los materiales que exige el Reglamento, los cuales para concreto estructural están contenidos en el presente Título C, además de los exigidos en el Titulo I del

Reglamento. (Véase A.1.3.9.6).

C.3.1.2 – Los ensayos de materiales y del concreto deben hacerse de acuerdo con las normas técnicas colombianas, NTC, promulgadas por el Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación ICONTEC indicadas en C.3.8. A falta de ellas deben seguirse las normas de la Sociedad Americana para Ensayos y Materiales (ASTM), de la Asociación Americana de Soldadura (AWS), de la Asociación Americana de Oficiales Estatales de Carreteras y Transporte (AASHTO), del Instituto del Postensado (PTI), del Instituto Americano del Concreto (ACI) mencionadas en el Título C este Reglamento NSR-10. En C.3.8 se listan las normas NTC, promulgadas por el ICONTEC, ASTM, AWS, AASHTO, PTI y ACI mencionadas en este Título C del Reglamento NSR-10, las cuales hacen parte del mismo. En CR.3.8 se enumeran las normas ASTM que se mencionan en el Título C del Reglamento. Debe consultarse C.1.5 respecto a la obligatoriedad de las normas técnicas mencionadas en el Título C del Reglamento NSR-10.

C.3.1.3 – El registro completo de los ensayos de materiales y del concreto debe estar siempre disponible para revisión durante el desarrollo de la obra y conservarse de acuerdo con lo prescrito en el Título I del Reglamento NSR- 10.

C.3.2 – Materiales cementantes

C.3.2.1 – Los materiales cementantes deben cumplir con las normas relevantes así:

(a) Cemento fabricado bajo las normas NTC 121 y NTC 321 y también se permite el uso de cementos fabricados bajo la norma ASTM C150.

(b) Cementos hidráulicos adicionados fabricados bajo la norma ASTM C595, pero se excluyen los Tipos IS (>70) ya que no pueden ser empleados como constituyentes cementantes principales en el concreto estructural.

(c) Cemento hidráulico expansivo fabricado bajo la norma NTC 4578 (ASTM C845).

(d) Cemento hidráulico fabricado bajo la norma ASTM C1157.

(e) Ceniza volante, puzolana natural y materiales calcinados que cumple la norma NTC 3493 (ASTM C618).

(f) Escoria granulada molida de alto horno que cumple la norma NTC 4018 (ASTM C989)

(g) Humo de sílice que cumple la norma NTC 4637 (ASTM C1240).

(h) Cemento blanco que cumple con la norma NTC 1362

(i) Se prohíbe el uso de los cementos denominados de mampostería en la fabricación de concreto.

C.3.2.2 – Los materiales cementantes empleados en la obra deben corresponder a los que se han tomado como base para la selección de la dosificación del concreto. Véase C.5.2.

C.3.3 – Agregados

C.3.3.1 – Los agregados para concreto deben cumplir con una de las siguientes normas:

(a) Agregado de peso normal: NTC 174 (ASTM C33),
(b) Agregado liviano: NTC 4045 (ASTM C330).

Se permite el uso de agregados que han demostrado a través de ensayos o por experiencias prácticas que producen concreto de resistencia y durabilidad adecuadas, siempre y cuando sean aprobados por el Supervisor Técnico.

C.3.3.2 – El tamaño máximo nominal del agregado grueso no debe ser superior a:

(a) 1/5 de la menor separación entre los lados del encofrado, ni a
(b) 1/3 de la altura de la losa, ni a
(c) 3/4 del espaciamiento mínimo libre entre las barras o alambres individuales de refuerzo, paquetes de barras, tendones individuales, paquetes de tendones o ductos.

Estas limitaciones se pueden omitir si a juicio del profesional facultado para diseñar la trabajabilidad y los métodos de compactación son tales que el concreto se puede colocar sin la formación de hormigueros, vacíos o segregación en la mezcla.

C.3.4 – Agua

C.3.4.1 – El agua empleada en el mezclado del concreto debe cumplir con las disposiciones de la norma NTC 3459 (BS3148) o de la norma ASTM C1602M cuando sean menos exigentes que los de la norma NTC 3459.

C.3.4.2 – El agua de mezclado para concreto preesforzado o para concreto que contenga elementos de aluminio embebidos, incluyendo la parte del agua de mezclado con la que contribuye la humedad libre de los agregados, no debe contener cantidades perjudiciales de iones de cloruros. Véase C.4.3.1.

C.3.5 – Acero de refuerzo

C.3.5.1 – El refuerzo debe ser corrugado. El refuerzo liso solo puede utilizarse en estribos, espirales o tendones, y refuerzo de repartición y temperatura. Además, se pueden utilizar cuando el Título C del Reglamento NSR-10 así lo permita: refuerzo consistente en pernos con cabeza para refuerzo de cortante, perfiles de acero estructural o en tubos, o elementos tubulares de acero. Las fibras de acero deformadas dispersas se permiten solamente para resistir cortante bajo las condiciones indicadas en C.11.4.6.1(f).

C.3.5.2 – La soldadura de barras de refuerzo debe realizarse de acuerdo con la norma NTC 4040 (AWS D1.4). La ubicación y tipo de los empalmes soldados y otras soldaduras requeridas en las barras de refuerzo deben estar indicados en los planos de diseño o en las especificaciones del proyecto. Las normas NTC para barras de refuerzo, excepto NTC 2289 (ASTM A706M), deben ser complementadas para requerir un informe de las propiedades necesarias del material para cumplir con los requisitos de NTC 4040 (AWS D1.4).

C.3.5.3 – Refuerzo corrugado

C.3.5.3.1 – Las barras de refuerzo corrugado deben ser de acero de baja aleación que cumplan con la norma NTC 2289 (ASTM A706M). Se permite el uso de barras de acero inoxidable fabricadas bajo la norma ASTM A955M siempre y cuando cumplan a su vez los requisitos de NTC 2289 (ASTM A706M). Además deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos:

(a) La resistencia a la fluencia debe corresponder a la determinada por ensayos sobre barras de tamaño completo. Los esfuerzos obtenidos por medio del ensayo de tracción deben calcularse utilizando el área nominal de la barra tal como se indica en las Tablas C.3.5.3-1 y C.3.5.3-2.

(b) No se permite el uso de acero corrugado de refuerzo fabricado bajo las norma NTC 245, ni ningún otro tipo de acero que haya sido trabajado en frío o trefilado, a menos que esté explícitamente permitido por la norma bajo la cual se fabrica cualquiera de los materiales permitidos por el Reglamento NSR-10.

TABLA C.3.5.3-1

DIMENSIONES NOMINALES DE LAS BARRAS DE REFUERZO
(Diámetros basados en milímetros)

Nota: La M indica que son diámetros nominales en mm.

TABLA C.3.5.3-2

DIMENSIONES NOMINALES DE LAS BARRAS DE REFUERZO
(Diámetros basados en octavos de pulgada)

Nota: El No. de la barra indica el número de octavos de pulgada del diámetro de referencia

C.3.5.3.2 – Las barras corrugadas deben cumplir con una de las normas NTC o ASTM enumeradas en C.3.5.3.1, excepto que para barras con f_y mayor que 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe tomarse como el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento. Véase C.9.4.

C.3.5.3.3 – Se permite usar las barras de refuerzo que cumplen con ASTM A1035M como refuerzo transversal en C.21.6.4 o refuerzo en espiral en C.10.9.3.

C.3.5.3.4 – Las parrillas de refuerzo para concreto deben ajustarse a NTC 2043 (ASTM A184M). Las barras de refuerzo, utilizadas en las parrillas de refuerzo, deben cumplir con NTC 2289 (ASTM A706M).

C.3.5.3.5 – El alambre corrugado para refuerzo del concreto debe cumplir con NTC 1907 (ASTM A496M), excepto que el alambre no debe ser menor que el tamaño MD25 (5.6 mm de diámetro) ni mayor que el tamaño MD200 (16 mm de diámetro), a menos que lo permita C.3.5.3.7. Para el alambre con f_y mayor de 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe ser el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento. No se permite el uso de alambres individuales, corrugados o lisos, como refuerzo en forma de estribos ni como refuerzo longitudinal en elementos que formen parte del sistema de resistencia sísmica.

C.3.5.3.6 – El alambre del refuerzo electrosoldado liso debe cumplir con NTC 1925 (ASTM A185M), excepto que para alambre con f_y mayor que 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe ser el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento. Las intersecciones soldadas no deben estar espaciadas en más de 300 mm en el sentido del esfuerzo calculado, excepto para refuerzo de alambre electrosoldado utilizado como estribos de acuerdo con C.12.13.2.

C.3.5.3.7 – El refuerzo electrosoldado de alambre corrugado deben cumplir con NTC 2310 (ASTM A497M), excepto que para alambres con f_y mayor que 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe ser el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento. Las intersecciones soldadas no deben estar espaciadas a más de 400 mm, en el sentido del esfuerzo calculado, excepto para refuerzos de alambre electrosoldado utilizados como estribos de acuerdo con C.12.13.2. El alambre corrugado con diámetro mayor que MD200 (16 mm de diámetro) se permite cuando se utiliza en refuerzo electrosoldado que cumpla con NTC 2310 (ASTM A497M), pero debe tratarse como alambre liso para efectos de desarrollo y diseño de empalmes.

C.3.5.3.8 – Las barras de refuerzo galvanizadas deben cumplir con NTC 4013 (ASTM A767M). Las barras de refuerzo con recubrimiento epóxico deben cumplir con NTC 4004 (ASTM A775M) o con ASTM A934M. Las barras que se vayan a galvanizar o a recubrir con epóxico deben cumplir con la norma NTC 2289 (ASTM A706M).

C.3.5.3.9 – Los alambres y el refuerzo electrosoldado de alambre recubiertos con epóxico deben cumplir con ASTM A884M. Los alambres que se vayan a recubrir con epóxico deben cumplir con C.3.5.3.4 y el refuerzo electrosoldado de alambre que se vaya a recubrir con epóxico debe cumplir con C.3.5.3.5 ó C.3.5.3.6.

C.3.5.3.10 – El alambre de acero inoxidable corrugado y el refuerzo electrosoldado de alambre de acero inoxidable liso y corrugado para refuerzo del concreto debe cumplir con la ASTM A1022M, excepto que el alambre corrugado no debe ser menor del tamaño MD25 (5.6 mm de diámetro) ni mayor que el tamaño MD200 (16 mm de diámetro), y ka resistencia a la fluencia de alambre con f_y mayor de 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe tomarse como el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento. El alambre corrugado mayor que el tamaño MD200 (16 mm de diámetro) se permite cuando se utiliza en refuerzo electrosoldado de alambre que cumpla con ASTM A1022M, pero debe tratarse como alambre liso para efectos de desarrollo y diseño de empalmes. Las intersecciones soldadas en la dirección del esfuerzo calculado no deben estar espaciadas en más de 300 mm para el alambre electrosoldado liso o de 400 mm para el alambre electrosoldado corrugado, excepto para refuerzo de alambre electrosoldado utilizado como estribos de acuerdo con C.12.13.2.

C.3.5.4 – Refuerzo liso

C.3.5.4.1 – El refuerzo liso solo se permite en estribos, refuerzo de retracción y temperatura o refuerzo en espiral y no puede utilizarse como refuerzo longitudinal a flexión, excepto cuando conforma mallas electrosoldadas y deben cumplir con la norma NTC 161 (ASTM A615M) o con los requisitos para refuerzo corrugado especificados en C.3.5.3.1.

C.3.5.4.2 – Los alambres lisos para refuerzo en espiral deben cumplir con NTC 4002 (ASTM A82M), excepto que para alambres con f_y superior a 420 MPa, la resistencia a la fluencia debe tomarse como el esfuerzo correspondiente a una deformación unitaria de 0.35 por ciento.

C.3.5.5 – Pernos con cabeza para refuerzo de cortante

C.3.5.5.1 – Los pernos con cabeza y sus ensamblajes deben cumplir con ASTM A1044M.

C.3.5.6– Acero de preesfuerzo

C.3.5.6.1 – El acero preesforzado debe cumplir con una de las normas siguientes:

(a) Alambre: NTC 159 (ASTM A421M).

(b) Alambre de baja relajación: NTC 159 (ASTM A421M).

(c) Torón: NTC 2010 (ASTM A416M).

(d) Barras de alta resistencia: NTC 2142 (ASTM A722M).

C.3.5.6.2 – Los alambres, los torones y las barras que no figuran específicamente en las normas NTC 159 (ASTM A421M), NTC 2010 (ASTM A416M), o NTC 2142 (ASTM A722M), se pueden usar, siempre que se demuestre que cumplen con los requisitos mínimos de estas normas, y que no tienen propiedades que los hagan menos satisfactorios que los de las normas NTC 159 (ASTM A421M), NTC 2010 (ASTM A416M), o NTC 2142 (ASTM A722M).

C.3.5.7 – Acero estructural, tubos de acero o tuberías

C.3.5.7.1 – El acero estructural utilizado junto con barras de refuerzo en elementos compuestos sometidos a compresión que cumpla con los requisitos de C.10.13.7 o C.10.13.8, debe ajustarse a una de las siguientes normas:

(a) Acero al carbón; NTC 1920 (ASTM A36M).

(b) Acero de alta resistencia de baja aleación: NTC 1950 (ASTM A242M).

(c) Acero de alta resistencia de baja aleación al Columbio-Vanadio: NTC 1985 (ASTM A572M).

(d) Acero alta resistencia de baja aleación de 345 MPa NTC 2012 (ASTM A588M).

(e) Perfiles estructurales: ASTM A992M.

C.3.5.7.2 – Los tubos de acero o tuberías para elementos compuestos sometidos a compresión, que estén formados por un tubo de acero relleno de concreto, que cumpla con los requisitos de C.10.13.6, deben cumplir con una de las siguientes normas:

(a) Acero negro, por inmersión en caliente, recubiertos de cinc, Grado B de NTC 3470 (ASTM A53M).

(b) Formados en frío, soldados, sin costura: NTC 4526 (ASTM A500M).

(c) Formados en caliente, soldados, sin costura: NTC 2374 (ASTM A501).

C.3.5.8 – El acero usado en el refuerzo para concreto compuesto por fibras dispersas de acero debe ser corrugado y cumplir con NTC 5214 (ASTM A820M). Las fibras de acero deben tener una relación de longitud a diámetro no menor a 50 y no mayor a 100.

C.3.5.9 – Las barras corrugadas con cabeza deben cumplir con la norma ASTM A970M, y las obstrucciones o interrupciones del corrugado de la barra, si lo hay, no debe ser mayor de 2d_b medido desde la cara de apoyo de la cabeza.

C.3.5.10 – Evaluación y aceptación del acero de refuerzo

C.3.5.10.1 – Deben tomarse y ensayarse muestras representativas de los aceros de refuerzo utilizados en la obra, con la frecuencia y alcance indicados en el Título I del Reglamento NSR-10. Los ensayos deben realizarse de acuerdo con lo especificado en la norma NTC, de las enumeradas en C.3.8, correspondiente al tipo de acero.

C.3.5.10.2 – Los ensayos deben demostrar, inequívocamente, que el acero utilizado cumple la norma técnica NTC correspondiente y el laboratorio que realice los ensayos debe certificar la conformidad con ella. Copia de estos certificados de conformidad deben remitirse al Supervisor Técnico y al ingeniero diseñador estructural.

C.3.5.10.3 – El certificado de conformidad expedido por el laboratorio debe contener como mínimo lo siguiente:

(a) nombre y dirección de la obra

(b) fecha de recepción de las muestras y fecha de realización de los ensayos,

(c) fabricante y norma NTC bajo la cual se fabricó el material y bajo la cual se realizaron los ensayos,

(d) peso por unidad de longitud de la barra, alambre, malla o torón de refuerzo, y su conformidad con las variaciones permitidas, y su diámetro nominal,

(e) características del corrugado, cuando se trate de acero corrugado,

(f) resultados del ensayo de tracción, los cuales deben incluir: la resistencia a la fluencia y la resistencia última, evaluadas utilizando el área nominal de la barra, alambre, malla o torón de refuerzo indicada en la norma NTC correspondiente, y el porcentaje de alargamiento obtenido del ensayo,

(g) resultado del ensayo de doblamiento,

(h) composición química cuando ésta se solicita.

(i) conformidad con la norma de fabricación y

(j) nombre y firma de director del laboratorio.

C.3.6 – Aditivos

C.3.6.1 – Los aditivos para reducción de agua y modificación del tiempo de fraguado deben cumplir con la norma NTC 1299 (ASTM C494M). Los aditivos para producir concreto fluido deben cumplir la norma NTC 4023 (ASTM C1017M).

C.3.6.2 – Los aditivos incorporadores de aire deben cumplir con la norma NTC 3502 (ASTM C260).

C.3.6.3 – Los aditivos que se usen en el concreto y que no cumplan con C.3.6.1 y C.3.6.2 deben someterse a la aprobación previa del Supervisor Técnico.

C.3.6.4 – El cloruro de calcio o los aditivos que contengan cloruros que no provengan de impurezas de los componentes del aditivo, no deben emplearse en concreto preesforzado, en concreto que contenga aluminio embebido o en concreto construido en encofrados permanentes de acero galvanizado. Véanse C.4.3.1 y C.6.3.2.

C.3.6.5 – Los aditivos usados en el concreto que contengan cemento expansivo que cumpla con la norma NTC 4578 (ASTM C845), deben ser compatibles con el cemento y no producir efectos nocivos.

C.3.7 – Almacenamiento de materiales

C.3.7.1 – El material cementante y los agregados deben almacenarse de tal manera que se prevenga su deterioro o la introducción de materia extraña.

C.3.7.2 – Cualquier material que se haya deteriorado o contaminado no debe utilizarse en el concreto.

C.3.8 – Normas citadas

C.3.8.1 – Las normas NTC del Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación, ICONTEC que se mencionan en este Título C del Reglamento NSR-10 se relacionan a continuación con su designación de serie y se consideran parte del Reglamento NSR-10, como si estuvieran totalmente reproducidas aquí (véase A.1.6 y C.1.5):

Normas NTC promulgadas por el ICONTEC:

NTC 1 - Ensayo de doblamiento para productos metálicos. (ASTM A370)

NTC 2 - Ensayo de tracción para productos de acero. (ASTM A370)

NTC 30 - Cemento Portland - Clasificación y nomenclatura.

NTC 121 - Cemento Portland - Especificaciones físicas y mecánicas (ASTM C150).

NTC 159 - Alambres de acero, sin recubrimiento, liberados de esfuerzos, para concreto preesforzado. (ASTM A421)

NTC 161 - Barras lisas de acero al carbono para concreto armado. (Nota: C.3.5.5 impone limitaciones a la utilización de este tipo de acero de refuerzo). (ASTM A615)

NTC 174 - Especificaciones de los agregados para concreto. (ASTM C33)

NTC 220 - Método para determinar la resistencia a la compresión de morteros de cemento hidráulico usando cubos de 50 mm de lado. (ASTM C109)

NTC 245 - Barras de acero al carbono trabajadas en frío para concreto reforzado armado. (Nota: C.3.5.3 prohíbe el uso de este tipo de acero).

NTC 248 - Barras corrugadas de acero al carbono para concreto reforzado armado. (Nota: C.3.5.3 prohíbe el uso de este tipo de acero como acero corrugado). (ASTM A615)

NTC 321 - Cemento Portland - Especificaciones químicas.

NTC 396 - Método de ensayo para determinar el asentamiento del concreto. (ASTM C143)

NTC 423 - Barras de acero al carbono, terminadas en frío de calidad estándar. (ASTM A108)

NTC 454 - Hormigón fresco, toma de muestras. (ASTM C172)

NTC 504 - Refrentado de especímenes cilíndricos de concreto. (ASTM C617)

NTC 550 - Elaboración y curado de especímenes de concreto en obra. (ASTM C31)

NTC 673 - Ensayo de resistencia a la compresión de cilindros de concreto. (ASTM C39)

NTC 722 - Ensayo de tracción indirecta de cilindros de concreto. (ASTM C496)

NTC 1032 - Método de ensayo para la determinación del contenido de aire en el concreto fresco. método de presión. (ASTM 231)

NTC 1299 - Aditivos químicos para el concreto. (ASTM C494)
NTC 1377 - Elaboración y curado de especímenes de concreto para ensayo laboratorio. (ASTM C192)

NTC 1907 - Alambre de acero para concreto armado. (ASTM A496)

NTC 1920 - Acero estructural. (ASTM A36)

NTC 1925 - Mallas soldadas fabricadas con alambre liso de acero para concreto reforzado. (ASTM A185)

NTC 1950 - Acero estructural de baja aleación y alta resistencia. (ASTM A242)

NTC 1985 - Acero de calidad estructural de alta resistencia y baja aleación al Columbio (Nionio). (ASTM A 572)

NTC 2010 - Cordones de acero de siete alambres, sin recubrimiento, para concreto preesforzado. (ASTM A416)

NTC 2012 - Acero estructural de baja aleación y alta resistencia con punto de fluencia mínimo de 345 MPa, en espesores hasta 100 mm. (ASTM A588)

NTC 2240 - Agregados usados en morteros de mampostería. (ASTM C144)

NTC 2043 - Mallas fabricadas con barras corrugadas de acero para hormigon reforzado. (ASTM A184)

NTC 2142 - Barras de acero de alta resistencia, sin revestimiento, para concreto pretensado. (ASTM A722)

NTC 2289 - Barras y rollos corrugados de acero de baja aleación y/o termotratados para concreto reforzado en construcciones de diseño sismo resistente. (ASTM A706)

NTC 2310 - Mallas soldadas fabricadas con alambre corrugado para refuerzo de concreto. (ASTM A497)

NTC 2374 - Tubos redondos, rectangulares y cuadrados de acero al carbono con o sin costura, formados en caliente para propósitos estructurales. (ASTM A501)

NTC 3318 - Concreto premezclado. (ASTM C94)

NTC 3330 - Método de ensayo para determinar el cambio longitudinal de morteros de cemento hidráulico expuestos a una solución de sulfatos. (ASTM C1012)

NTC 3353 - Definiciones y métodos para los ensayos mecánicos de productos de acero. (ASTM A370)

NTC 3459 - Agua para la elaboración de concreto. (BS 3148)

NTC 3470 - Tubos de acero soldados o sin costura recubiertos de cinc por inmersión en caliente, o pavonados. (ASTM A53)

NTC 3493 - Cenizas volantes y puzolanas naturales, calcinadas o crudas, utilizadas como aditivos minerales en el concreto de cemento Portland. (ASTM C618)

NTC 3502 - Aditivos incorporadores de aire para concreto. (ASTM C260)

NTC 3658 - Método de la obtención y ensayo de núcleos extraídos y vigas de concreto aserradas. (ASTM C42)

NTC 4002 - Siderurgia. Alambre liso de acero para refuerzo de concreto. (ASTM A82)

NTC 4004 - Barras de acero de refuerzo con recubrimiento epóxico para refuerzo de concreto. (ASTM A775)

NTC 4013 - Barras de acero recubiertas con cinc (galvanizadas) para refuerzo de concreto. (ASTM A767)

NTC 4018 - Escoria de alto horno, granulada y molida, para ser uso en concreto y morteros. (ASTM C989)

NTC 4022 - Masa unitaria de concreto liviano estructural. (ASTM C567)

NTC 4023 - Especificaciones para aditivos químicos usados en la producción de concreto fluido. (ASTM C1017)

NTC 4025 - Método de ensayo para determinar el módulo de elasticidad estático y la relación de Poisson en concreto a compresión. (ASTM C469)

NTC 4027 - Concreto hecho por bachada volumétrica y mezclado continuo. (ASTM C685)

NTC 4034 - Elementos de fijación. Especificación para tornillos y pernos de acero al carbono, con 60 000 psi de resistencia a la tensión. (ASTM A307)

NTC 4040 - Procedimientos de soldadura aplicables al acero para refuerzo de concreto. (ANSI/AWS D1.4)

NTC 4045 - Agregados livianos para concreto estructural. (ASTM C330)

NTC 4049 - Método para determinar los cloruros solubles en agua presentes en el concreto. (ASTM C1218)

NTC 4526 - Mallas electrosoldadas de acero, fabricadas con alambre corrugado, para refuerzo de concreto. (ASTM A500)

NTC 4578 - Cemento hidráulico expansivo. (ASTM C845)

NTC 4637 - Especificaciones para el uso de microsílica como adición en mortero y concreto de cemento hidráulico. (ASTM 1240)

NTC 5214 - Fibras de acero para refuerzo de concreto. (ASTM A820)

NTC 5541 - Concretos reforzados con fibra. (ASTM C1116)

En el momento de la adopción del Reglamento NSR-10, para las siguientes normas ASTM mencionadas en el Reglamento dentro del Título C no existía una norma NTC correspondiente y por lo tanto las siguientes normas ASTM se consideran parte del Reglamento NSR-10:

ASTM C150-05 - Standard Specification for Portland Cement

ASTM A421/A421M-05 - Standard Specification for Uncoated Stress-Relieved Steel Wire for Prestressed Concrete

ASTM A884/A884M-06 - Standard Specification for Epoxy-Coated Steel Wire and Welded Wire Reinforcement

ASTM A934/A934M-07 - Standard Specification for Epoxy-Coated Prefabricated Steel Reinforcing Bars

ASTM A955/A955M-07a - Standard Specification for Deformed and Plain Stainless-Steel Bars for Concrete Reinforcement

ASTM A970/A970M-06 - Standard Specification for Headed Steel Bars for Concrete Reinforcement

ASTM A992/A992M-06a - Standard Specification for Structural Steel Shapes

ASTM A1022/A1022M-07 - Standard Specification for Deformed and Plain Stainless-Steel Wire and Welded Wire for Concrete Reinforcement

ASTM A1035/A1035M-07 - Standard Specification for Deformed and Plain Low-Carbon, Chromium, Steel Bars for Concrete Reinforcement

ASTM A1044/A1044M-05 - Standard Specification for Steel Stud Assemblies for Shear Reinforcement of Concrete

ASTM C29/C29M-97 - Standard Test Method for Bulk Density (“Unit Weight”) and Voids in Aggregates

ASTM C595-07 Standard - Specification for Blended Hydraulic Cements

ASTM C1157-03 - Standard Performance Specification for Hydraulic Cement

ASTM C1602/C1602M-06 - Standard Specification for Mixing Water Used in the Production of Hydraulic Cement Concrete

ASTM C1609/C1609M-06 - Standard Test Method for Flexural Performance of Fiber-Reinforced Concrete (Using Beam With Third-Point Loading)

C.3.8.2 – Se declara que la norma NTC 4040 (Structural Welding Code–Reinforcing Steel AWS D1.4/D1.4M:2005) forma parte de este Reglamento NSR-10, como si estuviera totalmente reproducida aquí.

C.3.8.3 – Se declara que “Specification for Unbonded Single Strand Tendons (ACI 423.7-07)” es parte de este Reglamento NSR-10 como si estuviera completamente reproducido aquí.

C.3.8.4 – Se declara que los artículos C.9.21.7.2 y C.9.21.7.3 de la División I y el artículo C.10.3.2.3 de la División II de AASHTO “Standard Specification for Highway Bridges” (AASHTO 17^a Edición, 2002) forman parte de este Reglamento NSR-10 como si estuvieran completamente reproducidos aquí, para los fines citados en C.18.15.1.

C.3.8.5 – Se declara que “Qualification of Post-Installed Mechanical Anchors in Concrete (ACI 355.2-07)” es parte de este Reglamento NSR-10 como si estuviera completamente reproducido aquí, para los fines citados en el Apéndice C-D.

C.3.8.6 – Se declara que “Structural Welding Code - Steel (AWS D 1.1/D.1.1M:2006)” del American Welding Society es parte de este Reglamento NSR-10 como si estuviera completamente reproducido aquí.

C.3.8.7 – Se declara que “Acceptance Criteria for Moment Frames Based on Structural Testing (ACI 374.1-05)” es parte de este Reglamento NSR-10 como si estuviera completamente reproducido aquí.

C.3.8.8 – Se declara que “Acceptance Criteria for Special Unbonded Post-Tensioned Precast Structural Walls Based on Validation Testing (ACI ITG 5.1-07)” es parte de este Reglamento NSR-10 como si estuviera completamente reproducido aquí.

Notas

CAPÍTULO C.4.

REQUISITOS DE DURABILIDAD.

CAPÍTULO C.4 – REQUISITOS DE DURABILIDAD

C.4.1 – Generalidades

C.4.1.1 – El valor de f' debe ser el mayor de los valores requeridos: (a) por C.1.1.1, (b) para durabilidad en el Capítulo C.4, y (c) para los requisitos de resistencia estructural; y debe ser aplicado en la dosificación de la mezcla de C.5.3 y para la evaluación y aceptación del concreto de C.5.6. Las mezclas de concreto deben ser dosificadas para cumplir con la relación máxima agua-material cementante (a/mc) y otros requisitos basados en la clase de exposición asignada al elemento estructural de concreto. Todos los materiales cementantes especificados en C.3.2.1 y las combinaciones de estos materiales deben estar incluidos en los cálculos de la relación a/mc de la mezcla de concreto.

C.4.1.2 – Los límites máximos de la relación a/mc del Capítulo C.4 no se aplican al concreto de peso liviano.

C.4.2 – Categorías y clases de exposición

C.4.2.1 – El profesional facultado para diseñar debe asignar las clases de exposición de acuerdo con la severidad de la exposición anticipada de los elementos de concreto estructural para cada categoría de exposición según la tabla C.4.2.1.

TABLA C.4.2.1 – CATEGORIAS Y CLASES DE EXPOSICIÓN

C.4.3 – Requisitos para mezclas de concreto

C.4.3.1 – Con base en las clases de exposición asignadas en la tabla C.4.2.1, las mezclas de concreto deben cumplir con los requisitos más restrictivos de la tabla C.4.3.1

TABLA C.4.3.1 – REQUISITOS PARA EL CONCRETO SEGÚN LA CLASE DE EXPOSICIÓN

*Se pueden permitir combinaciones alternativas de materiales cementantes diferentes a los mencionados en la tabla C.4.3.1 siempre que sean ensayados para comprobar la resistencia a los sulfatos y deben cumplirse los criterios de C.4.5.1.

Para exposición al agua marina, se permiten otros tipos de cemento pórtland con contenidos de hasta 10 por ciento de aluminato tricálcico (C3A) si la relación a/mc no excede 0.40.

Se permiten otros tipos de cemento como el tipo III o tipo I en exposiciones clase S1 o S2 si el contenido de C3A es menor al 8 ó 5 por ciento, respectivamente.

^§La cantidad de la fuente específica de puzolana o escoria que se debe usar no debe ser inferior a la cantidad que haya sido determinada por experiencia en mejorar la resistencia a sulfatos cuando se usa en concretos que contienen cemento tipo V. De manera alternativa, la cantidad de la fuente específica de puzolana o escoria que se debe usar no debe ser menor a la cantidad ensayada según la NTC 3330 (ASTM C1012) y debe cumplir con los requisitos de C.4.5.1.

!!El contenido de iones cloruro solubles en agua provenientes de los ingredientes incluyendo el agua, agregados, materiales cementantes y aditivos de la mezclas de concreto, deben ser determinados según los requisitos de la NTC 4049 (ASTM C1218M), a edades que van de 28 a 42 días

Se deben cumplir los requisitos de C.7.7.5 véase C.18.16 para tendones de preesfuerzo no adheridos

^±Para concreto liviano véase C.4.1.2

Tamaño máximo nominal del agregado* (mm)	Contenido de aire, porcentaje
Exposición Clase F1		Exposición Clases F2 y F3
9.5	7.5
12.5	5.5	7
19.0	6
25.0	4.5	6
37.5	4.5	5.5
50*	4	5
75*	3.5	4.5

Véase NTC 174 (ASTM C33) para las tolerancias por mayor tamaño para diversas designaciones de tamaño máximo
nominal.

Estos contenidos de aire se aplican a la mezcla total. Al ensayar estos concretos, sin embargo, se retiran las partículas de agregado mayores de 40 mm sacándolas mediante tamizado, y se determina el contenido de aire en la fracción tamizada. (la tolerancia en el contenido de aire incorporado se aplica a este valor). El contenido de aire de la mezcla total se calcula a partir del valor determinado en la fracción cribada que pasa el tamiz de 40 mm., indicado en la NTC 1032 (ASTM C231).

C.4.4.2 – La cantidad de puzolanas, incluida la ceniza volante, humo de sílice y escoria en el concreto para exposición clase F3 no debe exceder los límites establecidos en la tabla C.4.4.2

TABLA C.4.4.2 – REQUISITOS PARA CONCRETO SOMETIDO A CLASE DE EXPOSICIÓN F3

Materiales cementantes	Porcentaje máximo sobre el total de materiales cementantes en peso*
Cenizas volantes u otras puzolanas que cumplen NTC 3493 (ASTM C618)	25
Escoria que cumple NTC 4018 (ASTM C989)	50
Humo de sílice que cumple NTC 4637 (ASTM C1240)	10
Total de cenizas volantes u otras puzolanas, escoria y humo de sílice	501
Total de cenizas volantes u otras puzolanas y humo de sílice	351

* El total de materiales cementantes también incluye cementos ASTM C150, ASTM C595, NTC 4578 (ASTM C845) y ASTM C1157. Los porcentajes máximos anteriores incluyen:

(a) Cenizas volantes u otras puzolanas presentes en cementos adicionados tipo IP, según ASTM C595 o ASTM C1157

(b) Escoria usada en la fabricación de cementos adicionados Tipo IS, según ASTM C595 ó ASTM C1157.

(c) Humo de sílice, según NTC 4637 (ASTM C1240), presente en cementos adicionados.

 Las cenizas volantes u otras puzolanas y el humo sílice no deben constituir más del 25 y 10 por ciento, respectivamente, del peso total de materiales cementantes.

C.4.5 – Materiales cementantes alternativos para exposición a sulfatos

C.4.5.1 – Se permite usar combinaciones alternativas para los materiales cementantes mencionados en la tabla C.4.3.1 cuando se lleven a cabo ensayos de resistencia a los sulfatos y se cumplan los criterios de la tabla C.4.5.1.

TABLA C.4.5.1 – REQUISITOS PARA ESTABLECER LA CONVENIENCIA DE LAS COMBINACIONES DE
MATERIALES CEMENTANTES EXPUESTOS A SULFATOS SOLUBLES EN AGUA

* El límite de expansión a los 12 meses sólo se aplica cuando el límite a los 6 meses no es alcanzado

CAPÍTULO C.5.

CALIDAD DEL CONCRETO, MEZCLADO Y COLOCACIÓN.

C.5.1 – Generalidades

C.5.1.1 – El concreto debe dosificarse para que proporcione una resistencia promedio a la compresión, f'_cr, según se establece en C.5.3.2, y debe satisfacer los criterios de durabilidad del Capítulo C.4. El concreto debe producirse de manera que se minimice la frecuencia de resultados de resistencia inferiores a f'_c, como se establece en C.5.6.3.3. Para concreto diseñado y construido de acuerdo con el Reglamento NSR-10, f'_c no puede ser inferior a 17 MPa.

C.5.1.2 – Los requisitos para f'_c deben basarse en ensayos de cilindros, hechos y ensayados como se establece en C.5.6.3.

C.5.1.3 – A menos que se especifique lo contrario f'_c debe basarse en ensayos a los 28 días. Si el ensayo no es a los 28 días, la edad de ensayo para obtener f'_c debe indicarse en los planos o especificaciones de diseño.

C.5.1.4 – Cuando los criterios de diseño de C.8.6.1, C.12.2.4(d) y C.22.5.6.1 indiquen el empleo de un valor de resistencia a la tracción por hendimiento del concreto, deben realizarse ensayos de laboratorio de acuerdo con NTC 4045 (ASTM C330) para establecer un valor de f'_c correspondiente a f'_c.

C.5.1.5 – Los ensayos de resistencia a la tracción por hendimiento no deben emplearse como base para la aceptación del concreto en obra.

C.5.1.6 – El concreto reforzado con fibra de acero debe cumplir con NTC 5541 (ASTM C1116). El f'_c mínimo para el concreto reforzado con fibra de acero debe cumplir con C.5.1.1.

C.5.2 – Dosificación del concreto

C.5.2.1 – La dosificación de los materiales para el concreto debe establecerse para lograr:

(a) Trabajabilidad y consistencia que permitan colocar fácilmente el concreto dentro del encofrado y alrededor del refuerzo bajo las condiciones de colocación que vayan a emplearse, sin segregación ni exudación excesiva.

(b) Resistencia a exposiciones especiales, según lo requerido en el Capítulo C.4.

(c) Conformidad con los requisitos del ensayo de resistencia de C.5.6.

C.5.2.2 – Cuando se empleen materiales diferentes para distintas partes de la obra propuesta, debe evaluarse cada una de las combinaciones.

C.5.2.3 – La dosificación del concreto debe establecerse de acuerdo con C.5.3, o alternativamente con C.5.4, y debe cumplir con los requisitos correspondientes del Capítulo C.4.

C.5.3 – Dosificación basada en la experiencia en obra o en mezclas de prueba o ambas

C.5.3.1 – Desviación estándar de la muestra

C.5.3.1.1 – Cuando una planta de concreto tiene registros de ensayos de menos de 12 meses de antigüedad, debe establecerse una desviación estándar s_s, de la muestra. Los registros de ensayos a partir de los cuales se calculas_s deben cumplir las siguientes condiciones:

(a) Representar materiales, procedimientos de control de calidad y condiciones similares a las esperadas, y las variaciones de los materiales y de las proporciones dentro de la muestra no deben haber sido más restrictivas que las de la obra propuesta.

(b) Representar un concreto producido para que cumpla con una resistencia o resistencias a la compresión especificadas, dentro de 7 MPa de f'_c.

(c) Consistir al menos de 30 ensayos consecutivos, o de dos grupos de ensayos consecutivos totalizando al menos 30 ensayos como se define en C.5.6.2.4, excepto por lo especificado en C.5.3.1.2.

C.5.3.1.2 – Cuando la instalación productora de concreto no tenga registros de ensayos que se ajusten a los requisitos de C.5.3.1.1(c), pero sí tenga un registros de ensayos de menos de 12 meses de antigüedad, basados en 15 a 29 ensayos consecutivos, se debe establecer la desviación estándar de la muestra s_s como el producto de la desviación estándar de la muestra calculada y el factor de modificación de la tabla C.5.3.1.2. Para que sean aceptables, los registros de ensayos deben ajustarse a los requisitos (a) y (b) de C.5.3.1.1, y deben representar un solo registro de ensayos consecutivos que abarque un período no menor de 45 días calendario consecutivos.

TABLA C.5.3.1.2 – FACTOR DE MODIFICACIÓN PARA LA DESVIACIÓN ESTÁNDAR DE LA MUESTRA CUANDO SE DISPONE DE MENOS DE 30 ENSAYOS

Tolerancia en d		Tolerancia en el recubrimiento especificado del concreto
d < 200 mm	± 10 mm	-10 mm
d > 200 mm	± 13 mm	-13 mm

* Interpolar para un número de ensayos intermedios.

 Desviación estándar de la muestra modificada, s_s, para usar en la

determinación de la resistencia promedio requerida f'_cr. de C.5.3.2.1.

C.5.3.2 – Resistencia promedio requerida

C.5.3.2.1 – La resistencia promedio a la compresión requerida, f'., usada como base para la dosificación del concreto debe ser determinada según la tabla C.5.3.2.1, empleando la desviación estándar, s_s, calculada de acuerdo con C.5.3.1.1 o con C.5.3.1.2.

TABLA C.5.3.2.1 – RESISTENCIA PROMEDIO A LA COMPRESIÓN REQUERIDA CUANDO HAY DATOS DISPONIBLES PARA ESTABLECER UNA DESVIACIÓN ESTÁNDAR DE LA MUESTRA

C.5.3.2.2 – Cuando una instalación productora de concreto no tenga registros de ensayos de resistencia en obra para el cálculo de s_s que se ajuste a los requisitos de C.5.3.1.1 o de C.5.3.1.2, f'_cr debe determinarse de la tabla C.5.3.2.2, y la documentación relativa a la resistencia promedio debe cumplir con los requisitos de C.5.3.3.

TABLA C.5.3.2.2 – RESISTENCIA PROMEDIO A LA COMPRESIÓN REQUERIDA CUANDO NO HAY DATOS DISPONIBLES PARA ESTABLECER UNA DESVIACIÓN ESTÁNDAR DE LA MUESTRA

C.5.3.3 – Documentación de la resistencia promedio a la compresión

La documentación que justifique que la dosificación propuesta para el concreto produzca una resistencia promedio a la compresión igual o mayor que la resistencia promedio a la compresión requerida, f'_cr, (véase C.5.3.2), debe consistir en un registro de ensayos de resistencia en obra, en varios registros de ensayos de resistencia, o en mezclas de prueba.

C.5.3.3.1 – Cuando de acuerdo con C.5.3.1.1 ó C.5.3.1.2 se empleen registros de ensayos para demostrar que las dosificaciones propuestas para el concreto producirán f'_cr (véase C.5.3.2), dichos registros deben representar materiales y condiciones similares a las esperadas. Los cambios en los materiales, condiciones y dosificaciones dentro de los registros de ensayos no deben ser más restrictivos que los de la obra propuesta. Con el propósito de documentar la resistencia promedio potencial, pueden aceptarse registros de ensayos que consistan en menos de 30, pero no menos de 10 ensayos consecutivos siempre que abarquen un período no menor de 45 días. La dosificación requerida para el concreto puede establecerse por interpolación entre las resistencias y las dosificaciones de dos o más registros de ensayo, siempre y cuando cumpla con los otros requisitos de esta sección.

C.5.3.3.2 – Cuando no se dispone de un registro aceptable de resultados de ensayos en obra, se permite que la dosificación del concreto se establezca con mezclas de prueba que cumplan con los siguientes requisitos:

(a) Los materiales deben ser los propuestos para la obra.

(b) Las mezclas de prueba deben tener un rango de dosificaciones que produzcan una gama de resistencias a compresión que abarquen f'_cr y que cumplan con los requisitos de durabilidad del Capítulo C.4.

(b) Las mezclas de prueba deben tener un asentamiento dentro del rango especificado para la obra propuesta; y para concreto con aire incorporado, el contenido de aire debe estar dentro de la tolerancia especificada para la obra propuesta.

(c) Para cada mezcla de prueba deben fabricarse y curarse al menos dos probetas cilíndricas de 150 por 300 mm o tres probetas de 100 por 200 mm de acuerdo con la NTC 1377 (ASTM C192M). Las probetas deben ensayarse a los 28 días o a la edad de ensayo establecida para f'_cr.

(d) Los resultados de los ensayos de resistencia a la compresión de las muestras de prueba, a la edad de ensayo establecida, deben ser usadas para establecer la composición de la mezcla de concreto propuesta para la obra. La mezcla de concreto propuesta debe alcanzar una resistencia promedio a la compresión como lo exige C.5.3.2 y cumplir con los criterios de durabilidad aplicables del Capítulo C.4.

C.5.4 – Dosificación cuando no se cuenta con experiencia en obra o mezclas de prueba

C.5.4.1 – Si los datos requeridos por C.5.3 no están disponibles, la dosificación del concreto debe basarse en otras experiencias o información con la aprobación del profesional facultado para diseñar. La resistencia promedio de compresión requerida f'_c. del concreto producido con materiales similares a aquellos propuestos para su uso debe ser al menos 8.3 MPa mayor que f'_c. Esta alternativa no debe ser usada si f'_c es mayor a 35 MPa.

C.5.4.2 – El concreto dosificado de acuerdo con esta sección debe ajustarse a los requisitos de durabilidad del Capítulo C.4 y a los criterios para ensayos de resistencia a compresión de C.5.6

C.5.5 – Reducción de la resistencia promedio a la compresión

En la medida que se disponga de más datos durante la construcción, se permite reducir la cantidad por la cual la resistencia promedio requerida, f'_cr, debe exceder f'_c, siempre que:

(a) Se disponga de 30 o más ensayos y el promedio de los resultados de los ensayos exceda el requerido por C.5.3.2.1, empleando una desviación estándar de la muestra calculada de acuerdo con la C.5.3.1.1, o

(b) Se disponga de 15 a 29 ensayos y el promedio de los resultados de los ensayos exceda al requerido por C.5.3.2.1, utilizando una desviación estándar de la muestra calculada de acuerdo con C.5.3.1.2, y

(c) Se cumpla con los requisitos de exposición especial del Capítulo C.4.

C.5.6 – Evaluación y aceptación del concreto

C.5.6.1 – El concreto debe ensayarse de acuerdo con los requisitos de C.5.6.2 a C.5.6.5. Los ensayos de concreto fresco realizados en la obra, la preparación de probetas que requieran de un curado bajo condiciones de obra, la preparación de probetas que se vayan a ensayar en laboratorio y el registro de temperaturas del concreto fresco mientras se preparan las probetas de resistencia debe ser realizado por técnicos calificados en ensayos de campo. Todos los ensayos de laboratorio deben ser realizados por técnicos de laboratorio calificados.

C.5.6.2 – Frecuencia de los ensayos

C.5.6.2.1 – Las muestras (véase C.5.6.2.4) para los ensayos de resistencia de cada clase de concreto colocado cada día deben tomarse no menos de una vez al día, ni menos de una vez por cada 40 m³ de concreto, ni menos de una vez por cada 200 m² de superficie de losas o muros. De igual manera, como mínimo, debe tomarse una muestra por cada 50 tandas de mezclado de cada clase de concreto.

C.5.6.2.2 – Cuando en un proyecto dado el volumen total de concreto sea tal que la frecuencia de ensayos requerida por C.5.6.2.1 proporcione menos de cinco ensayos de resistencia para cada clase dada de concreto, los ensayos deben hacerse por lo menos en cinco tandas de mezclado seleccionadas al azar, o en cada tanda cuando se empleen menos de cinco.

C.5.6.2.3 – Cuando la cantidad total de una clase dada de concreto sea menor que 10 m³, no se requieren ensayos de resistencia cuando la evidencia de que la resistencia es satisfactoria sea aprobada por el Supervisor Técnico.

C.5.6.2.4 – Un ensayo de resistencia debe ser el promedio de las resistencias de al menos dos probetas de 150 por 300 mm o de al menos tres probetas de 100 por 200 mm, preparadas de la misma muestra de concreto y ensayadas a 28 días o a la edad de ensayo establecida para la determinación de f'_c.

C.5.6.3 – Probetas curadas en forma estándar

C.5.6.3.1 – Las muestras para ensayos de resistencia deben tomarse de acuerdo con NTC 454 (ASTM C172).

C.5.6.3.2 – Los cilindros para los ensayos de resistencia deben ser fabricados y curados en laboratorio de acuerdo con NTC 550 (ASTM C31M), y deben ensayarse de acuerdo con NTC 673 (ASTM C39M). Los cilindros deben ser de 100 por 200 mm o de 150 por 300 mm.

C.5.6.3.3 – El nivel de resistencia de una clase determinada de concreto se considera satisfactorio si cumple con los dos requisitos siguientes:

(a) Cada promedio aritmético de tres ensayos de resistencia consecutivos (véase C.5.6.2.4) es igual o superior a f'_c.

(b) Ningún resultado del ensayo de resistencia (véase C.5.6.2.4) es menor que f'_c por más de 3.5 MPa cuando f'_c es 35 MPa o menor; o por más de 010f'_c cuando f'_c es mayor a 35 MPa.

C.5.6.3.4 – Cuando no se cumpla con cualquiera de los dos requisitos de C.5.6.3.3, deben tomarse las medidas necesarias para incrementar el promedio de los resultados de los siguientes ensayos de resistencia. Cuando no se satisfagan los requisitos de C.5.6.3.3(b) debe cumplirse lo requerido por C.5.6.5.

C.5.6.4 – Probetas curadas en obra

C.5.6.4.1 – Si lo requiere la autoridad competente, deben realizarse ensayos de resistencia de cilindros curados en condiciones de obra.

C.5.6.4.2 – Los cilindros curados en obra deben curarse en condiciones de obra de acuerdo con NTC 550 (ASTM C31M).

C.5.6.4.3 – Los cilindros de ensayo curados en obra deben fabricarse al mismo tiempo y usando el mismo material empleado en la confección de los cilindros de ensayo curados en laboratorio.

C.5.6.4.4 – Los procedimientos para proteger y curar el concreto deben mejorarse cuando la resistencia de cilindros curados en la obra, a la edad de ensayo establecida para determinar f'_c, sea inferior al 85 por ciento de la resistencia de cilindros compañeros curados en laboratorio. La limitación del 85 por ciento no se aplica cuando la resistencia de aquellos que fueron curados en la obra exceda a f'_c en más de 3.5 MPa.

C.5.6.5 – Investigación de los resultados de ensayos con baja resistencia

C.5.6.5.1 – Si cualquier ensayo de resistencia (véase C.5.6.2.4) de cilindros curados en el laboratorio es menor que f'_c por más de los valores dados en C.5.6.3.3(b), o si los ensayos de cilindros curados en la obra indican deficiencia de protección y de curado (véase C.5.6.4.4), deben tomarse medidas para asegurar que no se pone en peligro la capacidad de carga y la durabilidad de la estructura.

C.5.6.5.2 – Si se confirma la posibilidad que el concreto sea de baja resistencia y los cálculos indican que la capacidad de soportar las cargas se redujo significativamente, deben permitirse ensayos de núcleos extraídos de la zona en cuestión de acuerdo con NTC 3658 (ASTM C42M). En esos casos deben tomarse tres núcleos por cada resultado del ensayo de resistencia (véase C.5.6.2.4) que sea menor que los valores señalados en C.5.6.3.3 (b).

C.5.6.5.3 – Los núcleos deben ser extraídos, la humedad debe preservarse colocando los núcleos dentro de recipientes o bolsas herméticas, deben ser transportados al laboratorio y ensayarse de acuerdo con la NTC 3658 (ASTM C42). Los núcleos deben ser ensayados no antes de 48 horas y no más tarde de los 7 días de extraídos, a menos que el profesional facultado para diseñar apruebe algo diferente. Quien especifique los ensayos mencionado en la NTC 3658 (ASTM C42M) debe ser un profesional facultado para diseñar.

C.5.6.5.4 – El concreto de la zona representada por los núcleos se considera estructuralmente adecuado si el promedio de tres núcleos es por lo menos igual al 85 por ciento de f'_c, y ningún núcleo tiene una resistencia menor del 75 por ciento de f'_c. Cuando los núcleos den valores erráticos, se debe permitir extraer núcleos adicionales de la misma zona.

C.5.6.5.5 – Si los criterios de 5.6.5.4 no se cumplen, y si la seguridad estructural permanece en duda, la autoridad competente está facultada para ordenar pruebas de carga de acuerdo con el Capítulo C.20 para la parte dudosa de la estructura, o para tomar otras medidas según las circunstancias.

C.5.6.6 – Concreto reforzado con fibra de acero

C.5.6.6.1 – La aceptación de concreto reforzado con fibra de acero utilizado en vigas de acuerdo con C.11.4.6.1(f) se debe determinar por medio de ensayos realizados de acuerdo con ASTM C1609. Además, el procedimiento de ensayo de la resistencia debe cumplir C.5.6.1.

C.5.6.6.2 – El concreto reforzado con fibra de acero se considera aceptable para resistencia a cortante si cumple con las condiciones (a), (b), y (c):

(a) La masa de las fibras de acero corrugadas por metro cúbico de concreto es mayor o igual a 60 kg.

(b) La resistencia residual obtenida en el ensayo a flexión realizado de acuerdo con ASTM C1609 cuando se llega a una deflexión en el centro de la luz igual a 1/300 de la luz, es mayor o igual al 90 por ciento de la resistencia del primer pico de resistencia obtenido en el ensayo a flexión o del 90 por ciento de la resistencia correspondiente a f_f obtenido por medio de la ecuación (C.9-10), la que sea mayor; y

(c) La resistencia residual obtenida en el ensayo a flexión realizado de acuerdo con ASTM C1609 cuando se llega a una deflexión en el centro de la luz igual a 1/150 de la luz es mayor o igual al 75 por ciento de la resistencia del primer pico de resistencia obtenido en el ensayo a flexión o del 75 por ciento de la resistencia correspondiente a f'c obtenido por medio de la ecuación (C.9-10), la que sea mayor.

C.5.7 – Preparación del equipo y del lugar de colocación

C.5.7.1 – La preparación previa a la colocación del concreto debe incluir lo siguiente:

(a) Todo equipo de mezclado y transporte del concreto debe estar limpio;

(b) Deben retirarse todos los escombros y el hielo de los espacios que serán ocupados por el concreto;

(c) El encofrado debe estar recubierto con un desmoldante adecuado.

(d) Las unidades de albañilería de relleno en contacto con el concreto deben estar adecuadamente humedecidas;

(e) El refuerzo debe estar completamente libre de hielo o de otros recubrimientos perjudiciales;

(f) El agua libre debe ser retirada del lugar de colocación del concreto antes de depositarlo, a menos que se vaya a emplear un tubo para colocación bajo agua (tremie) o que lo permita la autoridad competente;

(g) La superficie del concreto endurecido debe estar libre de lechada y de otros materiales perjudiciales o deleznables antes de colocar concreto adicional sobre ella.

C.5.8 – Mezclado

C.5.8.1 – Todo concreto debe mezclarse hasta que se logre una distribución uniforme de los materiales y la mezcladora debe descargarse completamente antes de que se vuelva a cargar.

C.5.8.2 – El concreto premezclado debe mezclarse y entregarse de acuerdo con los requisitos de NTC 3318 (ASTM C94M) o NTC 4027 (ASTM C685M).

C.5.8.3 – El concreto mezclado en obra se debe mezclar de acuerdo con (a) a (e):

(a) El mezclado debe hacerse en una mezcladora de un tipo aprobado;

(b) La mezcladora debe hacerse girar a la velocidad recomendada por el fabricante;

(c) El mezclado debe prolongarse por lo menos durante 90 segundos después de que todos los materiales estén dentro del tambor, a menos que se demuestre que un tiempo menor es satisfactorio mediante ensayos de uniformidad de mezclado, NTC 3318 (ASTM C94M).

(d) El manejo, la dosificación y el mezclado de los materiales deben cumplir con las disposiciones aplicables de NTC 3318 (ASTM C94M).

(e) Debe llevarse un registro detallado para identificar:

(1) Número de tandas de mezclado producidas;

(2) Dosificación del concreto producido;

(3) Localización aproximada de depósito final en la estructura;

(4) Hora y fecha del mezclado y de su colocación;

C.5.9 – Transporte

C.5.9.1 – El concreto debe transportarse desde la mezcladora al sitio final de colocación empleando métodos que eviten la segregación o la pérdida de material.

C.5.9.2 – El equipo de transporte debe ser capaz de proporcionar un abastecimiento de concreto en el sitio de colocación sin segregación de los componentes, y sin interrupciones que pudieran causar pérdidas de plasticidad entre capas sucesivas de colocación.

C.5.10 – Colocación

C.5.10.1 – El concreto debe depositarse lo más cerca posible de su ubicación final para evitar la segregación debida a su manipulación o desplazamiento.

C.5.10.2 – La colocación debe efectuarse a una velocidad tal que el concreto conserve su estado plástico en todo momento y fluya fácilmente dentro de los espacios entre el refuerzo.

C.5.10.3 – No debe colocarse en la estructura concreto que haya endurecido parcialmente, o que se haya contaminado con materiales extraños.

C.5.10.4 – No debe utilizarse concreto al que después de preparado se le adiciones agua, ni que haya sido mezclado después de su fraguado inicial, a menos sea aprobado por el profesional facultado para diseñar.

C.5.10.5 – Una vez iniciada la colocación del concreto, ésta debe efectuarse en una operación continua hasta que se termine el llenado del panel o sección, definida por sus límites o juntas predeterminadas, excepto en lo permitido o prohibido por C.6.4.

C.5.10.6 – La superficie superior de las capas colocadas entre encofrados verticales por lo general debe estar a nivel.

C.5.10.7 – Cuando se requieran juntas de construcción, éstas deben hacerse de acuerdo con C.6.4.

C.5.10.8 – Todo concreto debe compactarse cuidadosamente por medios adecuados durante la colocación, y debe acomodarse por completo alrededor del refuerzo y de la instalaciones embebidas, y en las esquinas del encofrado.

C.5.11 – Curado

C.5.11.1 – A menos que el curado se realice de acuerdo con C.5.11.3, el concreto debe mantenerse a una temperatura por encima de 10° C y en condiciones de humedad por lo menos durante los primeros 7 días después de la colocación (excepto para concreto de alta resistencia inicial).

C.5.11.2 – El concreto de alta resistencia inicial debe mantenerse por encima de 10° C y en condiciones de humedad por lo menos los 3 primeros días, excepto cuando se cure de acuerdo con C.5.11.3.

C.5.11.3 – Curado acelerado

C.5.11.3.1 – El curado con vapor a alta presión, vapor a presión atmosférica, calor y humedad, u otro proceso aceptado, puede emplearse para acelerar el desarrollo de resistencia y reducir el tiempo de curado.

C.5.11.3.2 – El curado acelerado debe proporcionar una resistencia a la compresión del concreto, en la etapa de carga considerada, por lo menos igual a la resistencia de diseño requerida en dicha etapa de carga.

C.5.11.3.3 – El procedimiento de curado debe ser tal que produzca un concreto con una durabilidad equivalente al menos a la que se obtiene usando los métodos de curado indicados en C.5.11.1 ó C.5.11.2.

C.5.11.4 – Cuando lo requiera el profesional facultado para diseñar, deben realizarse ensayos complementarios de resistencia, de acuerdo con C.5.6.4, para asegurar que el curado sea satisfactorio.

C.5.12 – Requisitos para clima frío

C.5.12.1 – Debe disponerse de un equipo adecuado con el fin de calentar los materiales para la fabricación del concreto y protegerlo contra temperaturas de congelamiento o cercanas a ella.

C.5.12.2 – Todos los materiales componentes del concreto y todo el acero de refuerzo, el encofrado, los rellenos y el suelo con el que habrá de estar en contacto el concreto deben estar libres de escarcha.

C.5.12.3 – No deben utilizarse materiales congelados o que contengan hielo.

C.5.13 – Requisitos para clima cálido

En clima cálido debe darse adecuada atención a los materiales componentes, a los métodos de producción, al manejo, a la colocación, a la protección y al curado a fin de evitar temperaturas excesivas en el concreto o la evaporación del agua, lo cual podría afectar la resistencia requerida o el funcionamiento del elemento o de la estructura.

CAPÍTULO C.6.

CIMBRAS Y ENCOFRADOS, EMBEBIDOS Y JUNTAS DE CONSTRUCCIÓN.

C.6.1 – Diseño de cimbras y encofrados

C.6.1.1 – El objeto de las cimbras y encofrados es obtener una estructura que cumpla con la forma, los niveles y las dimensiones de los elementos según lo indicado en los planos de diseño y en las especificaciones.

C.6.1.2 – Las cimbras y encofrados deben ser esencialmente y suficientemente herméticos para impedir la fuga del mortero.

C.6.1.3 – Las cimbras y encofrados deben estar adecuadamente arriostrados o amarrados entre si, de tal manera que conserven su posición y forma.

C.6.1.4 – Las cimbras y encofrados y sus apoyos deben diseñarse de tal manera que no dañen la estructura previamente construida.

C.6.1.5 – El diseño de las cimbras y encofrados debe tener en cuenta los siguientes factores:

(a) Velocidad y método de colocación del concreto;

(b) Cargas de construcción, incluyendo cargas verticales, horizontales y de impacto;

(c) Requisitos especiales de las cimbras y encofrados para la construcción de cáscaras, losas plegadas, domos, concreto arquitectónico u otros tipos de elementos similares;

C.6.1.6 – Las cimbras y encofrados para elementos de concreto preesforzado deben estar diseñadas y construidas de tal manera que permitan desplazamientos del elemento sin causar daños durante la aplicación de la fuerza de preesforzado.

C.6.2 – Descimbrado, puntales y reapuntalamiento

C.6.2.1 – Descimbrado

La cimbra debe retirarse de tal manera que no se afecte negativamente la seguridad o funcionamiento de la estructura. El concreto expuesto por el descimbrado debe tener suficiente resistencia para no ser dañado por las operaciones de descimbrado.

C.6.2.2 – Retiro de puntales y reapuntalamiento

Los requisitos de C.6.2.2.1 a C.6.2.2.3 se deben cumplir en la construcción de vigas y losas excepto cuando se construyan sobre el terreno.

C.6.2.2.1 – Con anterioridad al inicio de la construcción, el constructor debe definir un procedimiento y una programación para la remoción de los apuntalamientos y para la instalación de los reapuntalamientos, y para calcular las cargas transferidas a la estructura durante el proceso.

(a) El análisis estructural y los datos sobre resistencia del concreto empleados en la planificación e implementación del descimbrado y retiro de apuntalamientos deben ser entregados por el constructor a la autoridad competente cuando ésta lo requiera;

(b) Solamente cuando la estructura, en su estado de avance, en conjunto con las cimbras y apuntalamiento aun existentes tengan suficiente resistencia para soportar de manera segura su propio peso y las cargas colocadas sobre ella, pueden apoyarse cargas de construcción sobre la estructura o descimbrar cualquier porción de ella.

(c) La demostración de que la resistencia es adecuada debe basarse en un análisis estructural que tenga en cuenta las cargas propuestas, la resistencia del sistema de encofrado y cimbra, y la resistencia del concreto. La resistencia del concreto debe estar basada en ensayos de probetas curadas en obra o, cuando lo apruebe la autoridad competente, en otros procedimientos para evaluar la resistencia del concreto.

C.6.2.2.2 – No se pueden soportar en la estructura sin cimbra cargas de construcción que excedan la suma de las cargas muertas más vivas utilizadas en el diseño, a menos que por medio de un análisis estructural se demuestre que existe resistencia suficiente para sostener estas cargas adicionales.

C.6.2.2.3 – Las cimbras para elementos de concreto preesforzado no deben ser removidas hasta que se haya aplicado suficiente preesfuerzo para permitir que el elemento soporte su propio peso y las cargas de construcción previstas.

C.6.3 – Embebidos en el concreto

C.6.3.1 – Se permite, previa aprobación del profesional facultado para diseñar, embeber cualquier material que no sea perjudicial para el concreto y que esté dentro de las limitaciones de 6.3, siempre y cuando se considere que ellos no reemplazan estructuralmente al concreto desplazado, excepto en lo previsto en 6.3.6.

C.6.3.2 – Todo tipo de embebido de aluminio en el concreto estructural debe ser protegido en su superficie o recubierto para evitar la reacción concreto-aluminio, o la acción electrolítica entre el aluminio y el acero.

C.6.3.3 – Los ductos, tuberías e insertos que pasen a través de losas, muros o vigas, no deben debilitar significativamente la resistencia de la estructura.

C.6.3.4 – Los ductos y tuberías, junto con sus conexiones, embebidas en una columna, no deben ocupar más del 4 por ciento del área de la sección transversal que se empleó para calcular su resistencia, o de la requerida para la protección contra el fuego.

C.6.3.5 – Excepto cuando los planos de los ductos y tuberías hayan sido aprobados por el profesional facultado para diseñar, las tuberías y ductos embebidos en una losa, muro o viga (diferentes de los que sólo pasan a través de estos elementos) deben satisfacer C.6.3.5.1 a C.6.3.5.3.

C.6.3.5.1 – No deben tener dimensiones exteriores mayores que 1/3 del espesor total de la losa, muro o viga, donde estén embebidos.

C.6.3.5.2 – No deben estar espaciados a menos de 3 veces su diámetro o ancho medido de centro a centro.

C.6.3.5.3 – No deben afectar significativamente la resistencia del elemento.

C.6.3.6 – Se puede considerar que los ductos, tuberías e insertos sustituyen estructuralmente en compresión al concreto desplazado si cumplen con C.6.3.6.1 a C.6.3.6.3.

C.6.3.6.1 – No estén expuestos a la corrosión o a otra causa de deterioro.

C.6.3.6.2 – Sean de acero o hierro sin revestimiento o galvanizado, de espesor no menor que el del tubo de acero calibre estándar número 40.

C.6.3.6.3 – Tengan un diámetro interior nominal no superior a 50 mm y estén separados no menos de 3 diámetros medido de centro a centro.

C.6.3.7 – Las tuberías y sus conexiones deben diseñarse para resistir los efectos del fluido, la presión y la temperatura a las cuales van a estar sometidas.

C.6.3.8 – Ningún líquido, gas o vapor, excepto el agua cuya temperatura y presión no excedan de 32° C ni 0.35 MPa, respectivamente, debe colocarse en las tuberías hasta que el concreto haya alcanzado su resistencia de diseño.

C.6.3.9 – En losas macizas, las tuberías deben colocarse entre las capas de refuerzo superior e inferior, a menos que se requiera para irradiar calor o fundir nieve.

C.6.3.10 –El recubrimiento de concreto para las tuberías, conductos, y sus conexiones no debe ser menor de 40 mm en superficies de concreto expuestas a la intemperie o en contacto con el suelo, ni menos de 20 mm en aquellas que no estén directamente en contacto con el suelo o expuestas a la intemperie.

C.6.3.11 – Debe colocarse refuerzo en dirección normal a la tubería, con un área no menor de 0.002 veces el área de la sección de concreto.

C.6.3.12 – Las tuberías y ductos deben fabricarse e instalarse de tal forma que no requiera cortar, doblar o desplazar el refuerzo de su posición apropiada.

C.6.4 – Juntas de construcción

C.6.4.1 – La superficie de las juntas de construcción del concreto deben limpiarse y debe estar libre de lechada.

C.6.4.2 – Inmediatamente antes de iniciar una nueva etapa de colocación de concreto, deben mojarse todas las juntas de construcción y debe eliminarse el agua apozada.

C.6.4.3 – Las juntas de construcción deben hacerse y ubicarse de manera que no perjudiquen la resistencia de la estructura. Deben tomarse medidas para la transferencia apropiada de cortante y de otras fuerzas a través de las juntas de construcción. Véase C.11.6.9.

C.6.4.4 – Las juntas de construcción en entrepisos deben estar localizadas dentro del tercio central del vano de las losas, vigas y vigas principales.

C.6.4.5 – Las juntas de construcción en las vigas principales deben desplazarse a una distancia mínima de dos veces el ancho de las vigas que las intersecten.

C.6.4.6 – Las vigas, vigas principales, o losas apoyadas sobre columnas o muros no deben construirse hasta que el concreto del apoyo vertical haya endurecido hasta el punto que haya dejado de ser plástico.

C.6.4.7 – Las vigas, vigas principales, capiteles de columnas, descolgados para cortante y ábacos, deben construirse monolíticamente como parte del sistema de losas, a menos que en los planos o especificaciones se indique de otro modo.

CAPÍTULO C.7.

DETALLES DEL REFUERZO.

C.7.1 – Ganchos estándar

El término "gancho estándar" se emplea en el Título C del Reglamento NSR-10 con uno de los siguientes significados:

C.7.1.1 – Doblez de 180° más una extensión de 4db, pero no menor de 65 mm en el extremo libre de la barra.

C.7.1.2 – Doblez de 90° más una extensión de 12db en el extremo libre de la barra.

C.7.1.3 – Para estribos y ganchos de estribo

(a) Barra No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm) y menores, doblez de 90° más 6d_b de extensión en el extremo libre de la barra, ó

(b) Barra No. 6 (3/4") ó 20M (20 mm), No. 7 (7/8") ó 22M (22 mm), y No. 8 (1") ó 25M (25 mm), doblez de 90° más extensión de 12d_b en el extremo libre de la barra, ó

(c) Barra No. 8 (1") ó 25M (25 mm) y menor, doblez de 135° más extensión de 6d_b en el extremo libre de la barra.

C.7.1.4 – En los estribos de confinamiento requeridos en el Capítulo C.21 en estructuras de capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES), para construcción sismo resistente, deben emplearse ganchos sísmicos con un doblez de 135° o más, con una extensión de 6d_b pero no menor de 75 mm, que abraza el refuerzo longitudinal del elemento y se proyecta hacia el interior de la sección del elemento. En los ganchos suplementarios el doblez en los extremos debe ser un gancho sísmico de 135°, o más, con una extensión de 6d_b, pero no menor de 75 mm, y se permite que en uno de los extremos se utilice un gancho de 90°, o más, con una extensión de 6d_b. Los ganchos sísmicos están definidos en C.2.2

C.7.2 – Diámetros mínimos de doblado

C.7.2.1 – El diámetro de doblado, medido en la cara interior de la barra, excepto para estribos de diámetros No. 3 (3/8") ó 10M (10 mm) a No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm), no debe ser menor que los valores de la tabla C.7.2.

C.7.2.2 – El diámetro interior de doblado para estribos no debe ser menor que 4d_b para barras No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm) y menores. Para barras mayores que No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm), el diámetro de doblado debe cumplir con lo estipulado en la tabla C.7.2.

C.7.2.3 – El diámetro interior de doblado en refuerzo electrosoldado de alambre (corrugado o liso) para estribos no debe ser menor que 4d_b para alambre corrugado mayor de MD40 (7.1 mm de diámetro), y 2d_b para los demás diámetros de alambre. Ningún doblez con diámetro interior menor de 8d_b debe estar a menos de 4d_b de la intersección soldada más cercana.

TABLA C.7.2 – DIÁMETROS MÍNIMOS DE DOBLADO

Diámetro de las barras	Diámetro mínimo de doblado
No. 3 (3/8”) ó 10M (10 mm) a No. 8 (1”) ó 25M (25 mm)	6db
No. 9 (1-1/8”) ó 30M (30 mm), No. 10 (1-1/4”) ó 32M (32 mm) y No. 11 (1-3/8”) ó 36M (36 mm)	8db
No. 14 (1-3/4”) ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4”) ó 55M (55 mm)	10db

C.7.3 – Doblado

C.7.3.1 – Todo refuerzo debe doblarse en frío, a menos que el profesional facultado para diseñar permita otra cosa.

C.7.3.2 – Ningún refuerzo parcialmente embebido en el concreto puede doblarse en la obra, excepto cuando así se indique en los planos de diseño o lo permita el profesional facultado para diseñar.

C.7.4 – Condiciones de la superficie del refuerzo

C.7.4.1 – En el momento que es colocado el concreto, el refuerzo debe estar libre de barro, aceite u otros recubrimientos no metálicos que reduzcan la adherencia. Se permiten los recubrimientos epóxicos de barras que cumplan con las normas citadas en C.3.5.3.8 y C.3.5.3.9.

C.7.4.2 – El refuerzo, excepto el acero de preesforzado, con óxido, escamas o una combinación de ambos, debe considerarse satisfactorio si las dimensiones mínimas (incluyendo la altura de los resaltes del corrugado) y el peso de una muestra limpiada utilizando un cepillo de alambre de acero, cumple con las especificaciones NTC (o ASTM en su defecto) aplicables indicadas en C.3.5.

C.7.4.3 – El acero de preesforzado debe estar limpio y libre de óxido excesivo, aceite, mugre, escamas y picaduras. Es admisible una oxidación ligera.

C.7.5 – Colocación del refuerzo

C.7.5.1 – El refuerzo, incluyendo los tendones y los ductos de preesforzado, debe colocarse con precisión y estar adecuadamente asegurado antes de colocar el concreto, y debe fijarse para evitar su desplazamiento dentro de las tolerancias aceptables dadas en C.7.5.2.

C.7.5.2 – A menos que el profesional facultado para diseñar especifique otra cosa, el refuerzo, incluyendo los tendones y ductos de preesforzado, debe colocarse en las posiciones especificadas dentro de las tolerancias indicadas en C.7.5.2.1 y C.7.5.2.2.

C.7.5.2.1 – La tolerancia para d y para el recubrimiento de concreto en elementos sometidos a flexión, muros y elementos sometidos a compresión debe ser la siguiente:

Tolerancia en d		Tolerancia en el recubrimiento especificado del concreto
d < 200 mm	± 10 mm	-10 mm
d > 200 mm	± 13 mm	-13 mm

excepto que la tolerancia para la distancia libre al fondo de las cimbras debe ser menos 6 mm. Además, la tolerancia para el recubrimiento tampoco debe exceder menos 1/3 del recubrimiento de concreto especificado en los planos de diseño y especificaciones del proyecto.

C.7.5.2.2 – La tolerancia para la ubicación longitudinal de los dobleces y extremos del refuerzo debe ser de ±50 mm, excepto en los extremos discontinuos de las ménsulas o cartelas donde la tolerancia debe ser ±13 mm y en los extremos discontinuos de otros elementos donde la tolerancia debe ser ±25 mm. La tolerancia para el recubrimiento de concreto de C.7.5.2.1 también se aplica a los extremos discontinuos de los elementos.

C.7.5.3 – El refuerzo electrosoldado de alambre (fabricado con alambre cuyo tamaño no sea superior a MW30 o MD30 ó 6.2 mm de diámetro) utilizada en losas con vanos menores de 3 m se puede doblar desde un punto situado cerca de la cara superior sobre el apoyo, hasta otro punto localizado cerca de la cara inferior en el centro del vano, siempre y cuando este refuerzo sea continuo sobre el apoyo o esté debidamente anclado en él.

C.7.5.4 – No se permite soldar las barras que se intersecten con el fin de sujetar el refuerzo, a menos que lo autorice el profesional facultado para diseñar.

C.7.6 – Límites del espaciamiento del refuerzo

C.7.6.1 – La distancia libre mínima entre barras paralelas de una capa debe ser d_b, pero no menor de 25 mm. Véase también C.3.3.2.

C.7.6.2 – Cuando el refuerzo paralelo se coloque en dos o más capas, las barras de las capas superiores deben colocarse exactamente sobre las de las capas inferiores, con una distancia libre entre capas no menor de 25 mm.

C.7.6.3 – En elementos a compresión reforzados con espirales o estribos, la distancia libre entre barras longitudinales no debe ser menor de 1.5d_b, ni de 40 mm. Véase también C.3.3.2.

C.7.6.4 – La limitación de distancia libre entre barras también se debe aplicar a la distancia libre entre un empalme por traslapo y los empalmes o barras adyacentes.

C.7.6.5 – En muros y losas, exceptuando las losas nervadas, la separación del refuerzo principal por flexión no debe ser mayor de 3 veces el espesor del muro o de la losa, ni de 450 mm, excepto que en secciones críticas de losas en dos direcciones no debe exceder 2 veces el espesor de la losa (véase el Capítulo C.13). Cuando se trate de refuerzo de temperatura en losas la separación máxima no debe exceder 5 veces el espesor de la losa ni 450 mm (véase C.7.12).

C.7.6.6 – Paquetes de barras

C.7.6.6.1 – Los grupos de barras paralelas dispuestas en un paquete para trabajar como una unidad, deben limitarse a 4 barras para cada paquete.

C.7.6.6.2 – Los paquetes de barras deben estar colocados dentro de estribos.

C.7.6.6.3 – En vigas las barras mayores a No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm) no deben agruparse en paquetes.

C.7.6.6.4 – En elementos sometidos a flexión, cada una de las barras de un paquete que termina dentro del vano debe terminarse en lugares diferentes separados al menos 40d_b.

C.7.6.6.5 – Cuando las limitaciones de espaciamiento y los requisitos de recubrimiento del concreto se basan en el diámetro de las barras d_b, un paquete de barras debe considerarse como una sola barra de diámetro equivalente al que se deduzca del área total de las barras del paquete.

C.7.6.7 – Tendones y ductos

C.7.6.7.1 – El espaciamiento entre el extremo y el centro de los tendones de pretensado a cada lado de un elemento no debe ser menor que 4d_b para torones o 5d_b para alambres, excepto que si la resistencia del concreto a la compresión especificada al momento del preesforzado inicial, f¿, es de 28 MPa o más, el espaciamiento mínimo, medido centro a centro, de los torones debe ser 45 mm para torones de 12.7 mm de diámetro nominal o menores, y de 50 mm para torones de 15.2 mm de diámetro nominal. Véase también C.3.3.2. Se permite un espaciamiento más cercano o agrupar tendones en el sector central del vano.

C.7.6.7.2 – Se permite agrupar los ductos de postensado si se demuestra que el concreto puede colocarse satisfactoriamente, y se toman medidas para evitar que el acero de preesforzado rompa la separación entre ductos de postensado al tensionarlo.

C.7.7 – Protección de concreto para el refuerzo

C.7.7.1 – Concreto construido en sitio (no preesforzado)

A menos que en C.7.7.6 ó C.7.7.8 se exija un recubrimiento mayor de concreto, el recubrimiento especificado para el refuerzo no debe ser menor que lo siguiente:

Recubrimiento de concreto, mm

(a)  Concreto colocado contra el suelo y expuesto permanentemente a él 75

(b) Concreto expuesto a suelo o a la intemperie:

Barras No. 6 (3/4") ó 20M (20 mm) a No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm) 50

Barras No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm), alambre MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro) y menores 40

(c) Concreto no expuesto a la intemperie ni en contacto con el suelo:

Losas, muros, viguetas:

Barras No. 14 (1-3/4") ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm) 40

Barras No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm) y menores 20

Vigas, columnas:

Armadura principal, estribos, espirales 40

Cáscaras y placas plegadas:

Barra No. 6 (3/4") ó 20M (20 mm) y mayores 20

Barras No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm), alambres MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro) y menores 13

C.7.7.2 – Concreto construido en sitio (preesforzado)

A menos que en C.7.7.6 ó C.7.7.8 se exija un recubrimiento mayor de concreto, el recubrimiento especificado para el refuerzo preesforzado y no preesforzado, ductos y accesorios de los extremos, no debe ser menor que lo siguiente:

Recubrimiento de concreto, mm

(a) Concreto colocado contra el suelo y expuesto permanentemente a él 75

(b) Concreto expuesto a suelo o a la intemperie:

Paneles de muros, losas, viguetas 25

Otros elementos 40

(c) Concreto no expuesto a la intemperie ni en contacto con el suelo:

Losas, muros, viguetas 20

Vigas, columnas:

Refuerzo principal 40

Estribos y espirales 25

Cáscaras y losas plegadas:

Barra No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm), alambre MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro), y menores 10

Otros refuerzos  d_b

pero no menos de 20

C.7.7.3 – Concreto prefabricado (fabricado bajo condiciones de control de planta)

A menos que en C.7.7.6 ó C.7.7.8 se exija un recubrimiento mayor de concreto, el recubrimiento especificado para el refuerzo preesforzado y no preesforzado, ductos y accesorios de los extremos, no debe ser menor que lo siguiente:

Recubrimiento de concreto, mm (a) Concreto expuesto al suelo o a la intemperie:

Paneles de muros:

Barras No. 14 (1-3/4") ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm), tendones de preesforzado mayores de 40 mm de diámetro 40

Barras No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm) y menores, tendones de preesforzado de 40 mm

de diámetro y menores, alambres MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro) y menores  20

Otros elementos:

Barras No. 14 (1-3/4") ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm),
tendones de preesforzado mayores de 40 mm de diámetro  50

Barras No. 6 (3/4") ó 20M (20 mm) al No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm), tendones de preesforzado mayores de 16 mm de diámetro hasta 40 mm de diámetro  40
Barras No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm) y menores, tendones de preesforzado de 16 mm de diámetro y menores, alambre MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro) y menores  30

(b) Concreto no expuesto a la acción de la intemperie ni en contacto con el suelo:

Losas, muros, viguetas:

Barras No. 14 (1-3/4") ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm), tendones de preesforzado mayores a 40 mm de diámetro  30

Tendones de preesforzado de 40 mm de diámetro y menores  20

Barras No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm) y menores, alambre MW200 ó
MD200 (16 mm de diámetro) y menores  16

Vigas, columnas:

Refuerzo principal  d_b

pero no menor de 16 mm y no mayor de 40 mm

Estribos, espirales .10

Cáscaras, y losas plegadas:

Tendones de preesforzado  20

Barras No. 6 (3/4") ó 20M (20 mm) y mayores  16
Barras No. 5 (5/8") ó 16M (16 mm) y menores, Alambre MW200 ó

MD200 (16 mm de diámetro) y menores  10

C.7.7.4 – Paquetes de barras

El recubrimiento de concreto mínimo especificado para los paquetes de barras no debe ser menor que el diámetro equivalente del paquete, pero no necesita ser mayor de 50 mm; excepto para concreto construido contra el suelo y permanentemente expuesto a él, caso en el cual el recubrimiento de concreto especificado no debe ser menor que 75

mm.
C.7.7.5 – Pernos con cabeza para refuerzo de cortante

Para los pernos con cabeza para refuerzo de cortante, el recubrimiento especificado de concreto para las cabezas y la base común no debe ser menor que el requerido para el refuerzo en el tipo de elemento en el que se colocará el perno soldado con cabeza.

C.7.7.6 – Ambientes corrosivos

En ambientes corrosivos u otras condiciones severas de exposición, debe aumentarse adecuadamente el espesor del

recubrimiento de concreto y deben cumplir los requisitos pertinentes para el concreto, basados en las categorías de exposición aplicables del Capítulo C.4, o bien, debe disponerse de otro tipo de protección.

C.7.7.6.1 – Para elementos de concreto preesforzado expuestos a medios corrosivos o a otras categorías

severas de exposición como las definidas en el Capítulo C.4, y que se encuentran clasificadas como Clase T ó C en

C.18.3.3, el recubrimiento de concreto especificado no debe ser menor de 1.5 veces el recubrimiento para los

refuerzos preesforzados requeridos por C.7.7.2 ó C.7.7.3. Este requisito puede obviarse si la zona precomprimida de tracción no se encuentra en tracción bajo la acción de las cargas permanentes.

C.7.7.7 – Ampliaciones futuras

El refuerzo expuesto, los insertos y las platinas que se pretendan unir con ampliaciones futuras deben protegerse

contra la corrosión.

C.7.7.8 – Protección contra el fuego

Si el Título J del Reglamento NSR-10 requiere un espesor de recubrimiento para protección contra el fuego mayor

que el recubrimiento de concreto dado en C.7.7.1 a C.7.7.7, debe especificarse ese espesor mayor (véase J.3.5.2).

C.7.8 – Detalles especiales del refuerzo para columnas

C.7.8.1 – Barras dobladas por cambio de sección
Las barras longitudinales dobladas debido a un cambio de sección deben cumplir con lo siguiente:

C.7.8.1.1 – La pendiente de la parte inclinada de una barra de este tipo no debe exceder de 1 a 6 con respecto al eje de la columna.

C.7.8.1.2 – Las partes de la barra que estén arriba y debajo de la zona del doblez deben ser paralelas al eje de la columna.

C.7.8.1.3 – Debe proporcionarse soporte horizontal adecuado a la barra doblada por cambio de sección por

medio de estribos transversales, espirales, o porciones del sistema de entrepiso. El soporte horizontal debe diseñarse

para resistir 1.5 veces la componente horizontal de la fuerza calculada en la porción inclinada de la barra. Los estribos transversales o espirales, en caso de utilizarse, se deben colocar a una distancia no mayor de 150 mm de los puntos de doblado.

C.7.8.1.4 – Las barras en los cambios de sección se deben doblar antes de su colocación en el encofrado. Véase C.7.3.

C.7.8.1.5 – Cuando la cara de una columna está desalineada 75 mm o más por cambio de sección, las barras longitudinales no se deben doblar. Se deben proporcionar espigos (dowels) empalmados por traslapo con las barras longitudinales adyacentes a las caras desalineadas de la columna. Los empalmes por traslapo deben cumplir con lo especificado en C.12.17.

C.7.8.2 – Núcleos de acero

La transmisión de cargas en los núcleos de acero estructural de elementos compuestos sometidos a compresión debe ser proporcionada de acuerdo con lo siguiente:

C.7.8.2.1 – Los extremos de los núcleos de acero estructural deben terminarse con precisión para poner en contacto los apoyos en los extremos, y deben tomarse medidas adecuadas para alinear un núcleo con respecto al otro en contacto concéntrico.

C.7.8.2.2 – La capacidad de transferencia de carga por apoyo en los empalmes de los extremos se debe

considerar como máximo igual a un 50 por ciento del esfuerzo total de compresión en el núcleo de acero.

C.7.8.2.3 – La transmisión de esfuerzos entre la base de la columna y la zapata debe diseñarse de acuerdo con

lo especificado en C.15.8.

C.7.8.2.4 – La base de la sección de acero estructural debe diseñarse de manera que transmita la carga total de todo el elemento compuesto a la zapata; o se debe diseñar para que transmita únicamente la carga del núcleo de acero, siempre y cuando se disponga de una amplia sección de concreto capaz de transferir a la zapata la porción de la carga total soportada por la sección de concreto reforzado, por medio de compresión en el concreto y por refuerzo.

C.7.9 – Conexiones

C.7.9.1 – En las conexiones de los elementos principales de pórticos (tales como vigas y columnas) debe disponerse de confinamiento para los empalmes del refuerzo que continúa y para el anclaje del refuerzo que termina en tales

conexiones.

C.7.9.2 – El confinamiento en las conexiones debe consistir en concreto exterior, o en estribos cerrados o espirales interiores.

C.7.10 – Refuerzo transversal para elementos a compresión

C.7.10.1 – El refuerzo transversal de elementos a compresión debe cumplir con las disposiciones de C.7.10.4 y
C.7.10.5 y cuando se requiere refuerzo por cortante o por torsión, este debe cumplir con las disposiciones del Capítulo C.11.

C.7.10.2 – Los requisitos para el refuerzo transversal de elementos compuestos sometidos a compresión deben cumplir con lo especificado en C.10.13. El refuerzo transversal de tendones debe cumplir con los requisitos de C.18.11.

C.7.10.3 – Los requisitos para el refuerzo transversal de C.7.10, C.10.13 y C.18.11 pueden ser omitidos cuando ensayos y análisis estructural muestren una adecuada resistencia y factibilidad de construcción.

C.7.10.4 – Espirales

El refuerzo en espiral para elementos a compresión debe cumplir con C.10.9.3 y lo siguiente:

C.7.10.4.1 – Las espirales deben consistir en barras o alambres continuos espaciados uniformemente, con un tamaño y disposición que permitan su manejo y colocación sin distorsión de las dimensiones de diseño.

C.7.10.4.2 – Para elementos construidos en obra, el diámetro de barra utilizada en espirales no debe ser menor de 10 mm.

C.7.10.4.3 – El espaciamiento libre entre hélices de la espiral no debe exceder de 75 mm ni ser menor de 25 mm. Véase también C.3.3.2.

C.7.10.4.4 – El anclaje de la espiral debe consistir en 1.5 vueltas adicionales de la barra o alambre en cada extremo de la espiral.

C.7.10.4.5 – El refuerzo en espiral debe empalmarse, si se requiere, por alguno de los siguientes métodos:

(a) Empalme por traslapo no menor que 300 mm ni menor al largo indicado en (1) a (5) a continuación:

(1) barra o alambre corrugado sin recubrimiento  48d_b

(2) barra o alambre liso sin recubrimiento  72d_b

(3) barras o alambres corrugados recubiertos con epóxico  72d_b

(4) barras o alambres lisos sin recubrimiento con un gancho estándar de estribo

según C.7.1.3 en sus extremos empalmados por traslapo. Los ganchos deben
estar embebidos en el núcleo confinado por la espiral.  48d_b

(5) barras o alambres corrugados recubiertos con epóxico con un gancho estándar

de estribo según C.7.1.3 en sus extremos empalmados por traslapo. Los ganchos

deben estar embebidos en el núcleo confinado por la espiral.  48d_b

(b) Empalme mecánico o soldado completo de acuerdo con C.12.14.3.

C.7.10.4.6 – Las espirales deben extenderse desde la parte superior de la zapata o losa en cualquier nivel, hasta la altura del refuerzo horizontal más bajo del elemento soportado.

C.7.10.4.7 – Cuando no existan vigas o ménsulas en todos los lados de una columna, deben colocarse estribos

por encima de la terminación de la espiral hasta la parte inferior de la losa, ábaco, o descolgado para cortante.

C.7.10.4.8 – En columnas con capitel, la espiral debe extenderse hasta un nivel en el cual el diámetro o ancho del capitel sea dos veces el de la columna.

C.7.10.4.9 – Las espirales deben mantenerse firmemente colocadas y bien alineadas.

C.7.10.5 – Estribos

Los estribos para elementos sometidos a compresión deben cumplir con lo siguiente:

C.7.10.5.1 – Todas las barras no preesforzadas deben estar confinadas por medio de estribos transversales de por lo menos diámetro No. 3 (3/8") ó 10M (10 mm), para barras longitudinales No. 10 (1-1/4") ó 32M (32 mm) o menores; y diámetro No. 4 (1/2") ó 12M (12 mm) como mínimo, para barras longitudinales No. 11 (1-3/8") ó 36M (36 mm), No. 14 (1-3/4") ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4") ó 55M (55 mm) y paquetes de barras. En estructuras de capacidad de disipación de energía mínima (DMI) se permiten estribos de barra N° 2 (1/4") ó 6M(6 mm) cuando las columnas soportan únicamente uno o dos pisos.

C.7.10.5.2 – El espaciamiento vertical de los estribos no debe exceder 16 diámetros de barra longitudinal, 48

diámetros de barra o alambre de los estribos, o la menor dimensión del elemento sometido a compresión.

C.7.10.5.3 – Los estribos deben disponerse de tal forma que cada barra longitudinal de esquina y barra alterna tenga apoyo lateral proporcionado por la esquina de un estribo con un ángulo interior no mayor de 135°, y ninguna barra longitudinal debe estar separada a más de 150 mm libres de una barra apoyada lateralmente. Cuando las barras longitudinales estén localizadas alrededor del perímetro de un círculo, se permite el uso de un estribo circular completo.

C.7.10.5.4 – La distancia vertical entre los estribos de los extremos del elemento y la parte superior de la zapata o losa de entrepiso, o el refuerzo horizontal más bajo de la losa, ábaco superior o descolgado para cortante, debe ser menor a la mitad del espaciamiento entre estribos.

C.7.10.5.5 – Cuando vigas o ménsulas concurran a una columna desde cuatro direcciones, se permite colocar el último estribo a no más de 75 mm debajo del refuerzo más bajo de la viga o ménsula de menor altura.

C.7.10.5.6 – Cuando se coloquen pernos de anclaje en los extremos de las columnas o pedestales, los pernos deben estar circundados por refuerzo lateral que también rodee al menos cuatro barras verticales de la columna o pedestal. El refuerzo transversal debe distribuirse dentro de 125 mm medidos desde el parte superior de la columna o pedestal y debe consistir en al menos dos barras No. 4 (1/2") ó 12M (12 mm) o tres barras No. 3 (3/8") ó 10M (10 mm).

C.7.11 – Refuerzo transversal para elementos a flexión

C.7.11.1 – El refuerzo a compresión en vigas debe confinarse con estribos que cumplan las limitaciones de tamaño y espaciamiento de C.7.10.5, o bien con un refuerzo electrosoldado de alambre de un área equivalente. Tales estribos deben colocarse a lo largo de toda la distancia donde se requiera refuerzo a compresión.

C.7.11.2 – El refuerzo transversal para elementos de pórticos sometidos a esfuerzos reversibles de flexión o a torsión en los apoyos debe consistir en estribos cerrados o espirales colocados alrededor del refuerzo de flexión.

C.7.11.3 – Los estribos cerrados se deben formar de una sola pieza con sus ganchos extremos colocados superpuestos abrazando la misma barra longitudinal, o se deben formar de una o dos piezas unidas mediante un empalme por traslapo Clase B (longitud de traslapo de 1.3¿d) o anclándolas de acuerdo con C.12.13.

C.7.12 – Refuerzo de retracción y temperatura

C.7.12.1 – En losas estructurales donde el refuerzo a flexión se extiende en una sola dirección, se debe colocar refuerzo normal al refuerzo a flexión para resistir los esfuerzos debidos a retracción y temperatura.

C.7.12.1.1 – El refuerzo de retracción y temperatura debe proveerse de acuerdo con C.7.12.2 ó C.7.12.3.

C.7.12.1.2 – Cuando los movimientos por retracción y temperatura están restringidos de manera significativa,deben considerarse los requisitos de C.8.2.4 y C.9.2.3.

C.7.12.2 – El refuerzo corrugado, que cumpla con C.3.5.3, empleado como refuerzo de retracción y temperatura debe colocarse de acuerdo con lo siguiente:

C.7.12.2.1 – La cuantía de refuerzo de retracción y temperatura debe ser al menos igual a los valores dados a continuación, pero no menos que 0.0014:

(a) En losas donde se empleen barras corrugadas Grado 280 o 350  0.0020

(b) En losas donde se empleen barras corrugadas Grado 420 o refuerzo electrosoldado de alambre  0.0018

(c) En losas donde se utilice refuerzo de una resistencia a la fluencia mayor que 420 MPa, medida a una deformación unitaria de 0.35 por ciento  0.0018x420

C.7.12.2.2 – El refuerzo de retracción y temperatura no debe colocarse con una separación mayor de 5 veces el espesor de la losa ni de 450 mm.

C.7.12.2.3 – En todas las secciones donde se requiera, el refuerzo por retracción y temperatura debe ser capaz de desarrollar f_y en tracción de acuerdo con el Capítulo C.12.

C.7.12.3 – El acero de preesforzado, que cumpla con C.3.5.6, empleado como refuerzo de retracción y temperatura, debe suministrarse de acuerdo con lo siguiente:

C.7.12.3.1 – Se deben diseñar los tendones para que produzcan un esfuerzo promedio de compresión mínima de 0.7 MPa en el área bruta del concreto usando esfuerzos de preesforzado efectivo, después de las pérdidas, de acuerdo con C.18.6.

C.7.12.3.2 – El espaciamiento entre los tendones no debe exceder 1.8 m.

C.7.12.3.3 – Si el espaciamiento entre los tendones excede 1.4 m se debe colocar refuerzo adherido adicional de retracción y temperatura, de acuerdo con C.7.12.2, entre los tendones en los bordes de la losa, en una zona que se extiende desde el borde en una distancia igual al espaciamiento entre los tendones.

C.7.13 – Requisitos para la integridad estructural

C.7.13.1 – El detallado del refuerzo y conexiones, debe ser tal que los elementos de la estructura queden eficazmente unidos entre sí para garantizar la integridad de toda la estructura.

C.7.13.2 – Para estructuras construidas en obra, los siguientes requisitos deben constituir los mínimos exigibles:

C.7.13.2.1 – En la construcción con viguetas, como se define en C.8.13.1 a C.8.13.3, al menos una barra de la parte inferior debe ser continua o debe empalmarse por traslapo con un empalme por traslapo de tracción Clase B, o un empalme mecánico o soldado que cumpla con C.12.14.3, y en los apoyos no continuos debe ser anclado para desarrollar f_y en la cara del apoyo usando un gancho estándar que cumpla con C.12.5 o una barra corrugada con cabeza que cumpla con C.12.6.

C.7.13.2.2 – Las vigas del perímetro de la estructura deben tener un refuerzo continuo en toda su longitud y en los apoyos debe pasar a través de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna, cumpliendo con (a) y (b):

(a) al menos un sexto del refuerzo de tracción requerido para momento negativo en el apoyo, pero no menos de dos barras; y

(b) al menos un cuarto del refuerzo de tracción para momento positivo requerido en la mitad del vano, pero no menos dos barras.

En apoyos no continuos, el refuerzo debe ser anclado para desarrollar f_y en la cara del apoyo usando un gancho estándar que cumpla con C.12.5 o una barra corrugada con cabeza que cumpla con C.12.6

C.7.13.2.3 –El refuerzo continuo exigido en C.7.13.2.2 debe estar rodeado por refuerzo transversal del tipo especificado en C.11.5.4.1. El refuerzo transversal debe estar anclado como se especifica en C.11.5.4.2. No es necesario que el refuerzo transversal se extienda a través de la columna.

C.7.13.2.4 – Cuando se requieran empalmes para satisfacer C.7.13.2.2 el refuerzo superior debe ser empalmado por traslapo cerca de o en la mitad del vano y el refuerzo inferior debe ser empalmado por traslapo cerca del apoyo o en él. Los empalmes deben ser empalmes de tracción Clase B, o empalmes mecánicos o soldados que cumplan los requisitos de C.12.14.3.

C.7.13.2.5 – En vigas distintas a las del perímetro, donde se coloque refuerzo transversal como el que se define en C.7.13.2.3, no hay requisitos adicionales para el refuerzo longitudinal de integridad. Donde no se coloque este refuerzo, al menos un cuarto del refuerzo para momento positivo requerido en la mitad del vano, pero no menos de dos barras, debe pasar en el apoyo a través de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna y debe ser continuo o debe empalmarse por traslapo sobre o cerca del apoyo con un empalme de tracción de Clase B o con un empalme mecánico o soldado de acuerdo con C.12.14.3. En los apoyos no continuos, el refuerzo debe anclarse para desarrollar f_y en la cara del apoyo usando un gancho estándar que cumpla con C.12.5 o una barra corrugada con cabeza que cumpla con C.12.6.

C.7.13.2.6 – Para la construcción de losas en dos direcciones no preesforzadas, véase C.13.3.8.5.

C.7.13.2.7 – Para la construcción de losas en dos direcciones preesforzadas, véase C.18.12.6 y C.18.12.7.

C.7.13.3 – Para construcciones de concreto prefabricado, deben proporcionarse amarres de tracción en sentido transversal, longitudinal y vertical, y alrededor del perímetro de la estructura, para unir efectivamente los elementos. Debe aplicarse las disposiciones de C.16.5.

C.7.13.4 – Para la construcción de losas izadas véase C.13.3.8.6 y C.18.12.6.

CAPÍTULO C.8.

ANÁLISIS Y DISEÑO – CONSIDERACIONES GENERALES.

C.8.1 – Métodos de diseño

C.8.1.1 – En el diseño de concreto estructural, los elementos deben diseñarse para que tengan una resistencia adecuada, de acuerdo con las disposiciones del presente Título del Reglamento NSR-10, utilizando los factores de carga y los factores de reducción de resistencia $ especificados en el Capítulo C.9.

C.8.1.2 – Se permite el diseño del concreto reforzado usando las disposiciones del Apéndice C-B.

C.8.1.3 – Los anclajes instalados en el concreto para transferir las cargas entre los elementos conectados incluidos dentro del alcance del Apéndice C-D, deben ser diseñados de acuerdo con el Apéndice C-D.

C.8.2 – Cargas

C.8.2.1 – Las disposiciones de diseño del Título C del Reglamento NSR-10 se basan en la suposición que las estructuras deben diseñarse para resistir todas las cargas solicitadas.

C.8.2.2 – Las cargas de servicio deben cumplir con los requisitos del Título B del Reglamento NSR-10, inclusive las reducciones de carga viva que se permitan allí.

C.8.2.3 – En el diseño para fuerzas por viento y sismo, las partes integrales de la estructura deben diseñarse para resistir las fuerzas laterales totales. Las fuerzas de viento están prescritas en el Capítulo B.6 del Título B Reglamento NSR-10 y las fuerzas de sismo en el Título A del Reglamento NSR-10.

C.8.2.4 – Debe prestarse especial atención a los efectos de las fuerzas debidas al preesforzado, cargas de puente grúas, vibración, impacto, retracción, variación de temperatura, flujo plástico, expansión de concretos de retracción compensada y asentamientos diferenciales de los apoyos.

C.8.3 – Métodos de análisis

C.8.3.1 – Todos los elementos de pórticos o estructuras continuas deben diseñarse para resistir los efectos máximos producidas por las cargas mayoradas determinadas de acuerdo con la teoría del análisis elástico, excepto cuando se modifiquen de acuerdo con C.8.4.

C.8.3.2 – Se permite el uso de modelos puntal-tensor para el diseño del concreto estructural. Véase el Apéndice C-A.

C.8.4 – Redistribución de momentos en elementos continuos sometidos a flexión

C.8.4.1 – Excepto cuando se empleen valores aproximados de los momentos, se permite disminuir los momentos mayorados calculados por medio de la teoría elástica en las secciones de máximo momento negativo o máximo momento positivo de cualquier vano de elementos continuos sometidos a flexión para cualquier disposición de carga supuesta, en no más de 1000Et por ciento, con un máximo de 20 por ciento.

C.8.4.2 – La redistribución de momentos debe hacerse solamente si St es igual o mayor que 0.0075 en la sección en la que se está reduciendo el momento.

C.8.4.3 – El momento reducido debe usarse para calcular los momentos redistribuidos en todas las otras secciones dentro del vano. El equilibrio estático se debe mantener después de la redistribución de los momentos para cada disposición de las cargas.

C.8.5 – Módulo de elasticidad

C.8.5.1 – El módulo de elasticidad, Ec, para el concreto puede tomarse como  (en MPa), para valores de Wc comprendidos entre 1440 y 2560 kg/m³. Para concreto de densidad normal, Ec puede tomarse como .

C.8.5.2 – El módulo de elasticidad, E_s, para el acero de refuerzo no preesforzado puede tomarse como 200 000 MPa.

C.8.5.3 – El módulo de elasticidad, E_p, para el acero de preesforzado debe determinarse mediante ensayos o ser informado por el fabricante.

C.8.6 – Concreto liviano

C.8.6.1 – Para el uso de concreto de peso liviano, debe emplearse el factor de modificación  como multiplicador de  en todas las ecuaciones y secciones aplicables del Título C del Reglamento NSR-10, donde  = 0.85 para concreto liviano de arena de peso normal y 0.75 para los otros concretos de peso liviano. Se permite la interpolación entre 0.75 y 0.85, con base en fracciones volumétricas, cuando una porción de los agregados finos de peso liviano es reemplazada por agregado fino de peso normal. Se permite la interpolación lineal entre 0.85 y 1.0 para el concreto que contiene agregado fino de peso normal y una combinación de agregados gruesos de peso normal y de peso liviano. Para el concreto de peso normal  = 1.0. Si se especifica la resistencia promedio a la tracción por hendimiento del concreto de peso liviano, f_rt, entonces  = .

C.8.7 – Rigidez

C.8.7.1 – Se permite que se adopte cualquier conjunto de suposiciones razonables para calcular las rigideces relativas a flexión y torsión de columnas, muros y sistemas de entrepisos y cubierta. Las suposiciones que se hagan deben ser consistentes en todo el análisis.

C.8.7.2 – Al determinar los momentos y diseñar los elementos debe considerarse el efecto de las cartelas.

C.8.8 – Rigidez efectiva para determinar las deflexiones laterales

C.8.8.1 – Las deflexiones laterales de los sistemas estructurales de concreto reforzado provenientes de las fuerza laterales de servicio deben calcularse ya sea mediante un análisis linear usando una rigidez de los elementos calculada como 1.4 veces la rigidez a flexión definida en C.8.8.2 y C.8.8.3, o bien, usando un análisis más detallado. Las propiedades de los elementos no se deben tomar mayores que las propiedades de la sección bruta.

C.8.8.2 – Las deflexiones laterales de sistemas estructurales de concreto reforzado provenientes de fuerzas laterales mayoradas deben calcularse ya sea mediante un análisis lineal con la rigidez de los elementos definida por (a) o (b), o bien, usando un análisis más detallado que considere la rigidez reducida de todos los elementos bajo las condiciones de carga:

(a) por las propiedades de las secciones definidas en C.10.10.4(a) hasta (c), o

  

(b) el 50 por ciento de los valores de rigidez basados en las propiedades de la sección bruta.

C.8.8.3 – Cuando se designan losas de dos direcciones sin vigas como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas, las deflexiones laterales que resultan de las cargas laterales mayoradas pueden ser calculadas usando un análisis lineal. La rigidez de los elementos de la losa debe definirse con un modelo que esté sustancialmente de acuerdo con los resultados de ensayos experimentales representativos y análisis, y la rigidez de los otros elementos estructurales, como se define en C.8.8.2. Estos sistemas están restringidos en su uso por el Título A del Reglamento NSR-10.

C.8.9 – Longitud del vano

C.8.9.1 – La luz de los elementos que no se construyan monolíticamente con sus apoyos debe considerarse como la luz libre más la altura del elemento, pero no debe exceder la distancia entre los centros de los apoyos.

C.8.9.2 – En el análisis estructural de pórticos o elementos continuos para determinar los momentos, la luz debe considerarse como la distancia entre los centros de los apoyos.

C.8.9.3 – Para vigas construidas integralmente con sus apoyos, se permite diseñar con base en los momentos en la cara de los apoyos.

C.8.9.4 – Se permite analizar las losas macizas o nervadas construidas monolíticamente con sus apoyos, con luces libres no mayores de 3 m, como losas continuas sobre apoyos simples, con luces iguales a las luces libres de la losa, despreciando el ancho de las vigas.

C.8.10 – Columnas

C.8.10.1 – Las columnas se deben diseñar para resistir las fuerzas axiales que provienen de las cargas mayoradas de todos los pisos o cubierta, y el momento máximo debido a las cargas mayoradas en un solo vano adyacente del entrepiso o cubierta bajo consideración. También debe considerarse la condición de carga que produzca la máxima relación entre momento y carga axial.

C.8.10.2 – En pórticos o en elementos continuos debe prestarse atención al efecto de las cargas no balanceadas de entrepisos o cubierta, tanto en las columnas exteriores como interiores, y a la carga excéntrica debida a otras causas.

C.8.10.3 – Para calcular los momentos debidos a cargas gravitacionales en columnas construidas monolíticamente con la estructura, los extremos lejanos de las columnas se pueden considerar empotrados.

C.8.10.4 – La resistencia a la flexión de la columna en cualquier piso o en la cubierta se debe determinar distribuyendo el momento entre las columnas inmediatamente sobre y bajo el entrepiso bajo consideración, en proporción a las rigideces relativas de las columnas y según las condiciones de restricción al giro.

C.8.11 – Disposición de la carga viva

C.8.11.1 – Se permite suponer que:

(a) la carga viva está aplicada únicamente al piso o cubierta bajo consideración, y

(b) los extremos lejanos de las columnas construidas monolíticamente con la estructura están empotrados.

C.8.11.2 – Se permite suponer que la disposición de la carga viva está limitada a las combinaciones de:

(a) carga muerta mayorada en todos los vanos con la carga viva mayorada en dos vanos adyacentes, y

(b) carga muerta mayorada en todos los vanos con la carga viva mayorada en vanos alternados.

C.8.12 – Sistemas de vigas T

C.8.12.1 – En la construcción de vigas T, el ala y el alma deben construirse monolíticamente o, de lo contrario, deben estar efectivamente unidas entre sí.

C.8.12.2 – El ancho efectivo de la losa usada como ala de las vigas T no debe exceder 1/4 de la luz de la viga, y el ancho sobresaliente efectivo del ala a cada lado del alma no debe exceder:

(a) 8 veces el espesor de losa, y

(b) la mitad de la distancia libre a la siguiente alma

C.8.12.3 – Para vigas que tengan losa a un solo lado, el ancho sobresaliente efectivo del ala no debe exceder:

(a) 1/12 de la luz de la viga,

(b) 6 veces el espesor de la losa, y

(c) la mitad de la distancia libre a la siguiente alma.

C.8.12.4 – En vigas aisladas, en las que solamente se utilice la forma T para proporcionar con el ala un área adicional de compresión, el ala debe tener un espesor no menor de 1/2 del ancho del alma, y un ancho efectivo no mayor de 4 veces el ancho del alma.

C.8.12.5 – Cuando el refuerzo principal de flexión en una losa que se considere como ala de una viga T (excluyendo las viguetas) sea paralelo a la viga, se debe disponer de refuerzo perpendicular a la viga en la parte superior de la losa de acuerdo con lo siguiente:

C.8.12.5.1 – El refuerzo transversal se debe diseñar para resistir la carga mayorada que actúa sobre el ala suponiendo que ésta trabaja en voladizo. Para vigas aisladas debe considerarse el ancho total del ala. Para otros tipos de vigas T, sólo es necesario considerar el ancho sobresaliente efectivo del ala.

C.8.12.5.2 – El espaciamiento del refuerzo transversal no debe exceder de 5 veces el espesor de la losa ni de 450 mm.

C.8.13 – Viguetas en losas nervadas

C.8.13.1 – La losa nervada consiste en una combinación monolítica o prefabricada de viguetas regularmente espaciadas en una o dos direcciones, y una losa colocada en la parte superior que actúa también en una dirección o en dos direcciones ortogonales. La loseta puede ser parcialmente prefabricada, pero como mínimo una parte de su espesor debe ser vaciado en sitio.

C.8.13.1 – Los nervios principales y los nervios transversales o riostras, de losas nervadas en una dirección, no pueden tenerse en cuenta para efectos de rigidez ante fuerzas horizontales del sistema de resistencia sísmica. El elemento, paralelo a la viguetería, que enlaza las columnas, debe cumplir los requisitos para vigas dados en el Capítulo C.21 y su rigidez puede tenerse en cuenta en el análisis ante cargas horizontales.

C.8.13.2 – El ancho de las nervaduras no debe ser menor de 100 mm en su parte superior y su ancho promedio no puede ser menor de 80 mm; y debe tener una altura no mayor de 5 veces su ancho promedio.

C.8.13.3 – Para losas nervadas en una dirección, la separación máxima entre nervios, medida centro a centro, no puede ser mayor que 2.5 veces el espesor total de la losa, sin exceder 1.20 m. Para losas nervadas en dos direcciones, la separación máxima entre nervios, medida centro a centro, no puede ser mayor que 3.5 veces el espesor total de la losa, sin exceder 1.50 m.

C.8.13.3.1 – Cuando se trate de losas nervadas en una dirección, deben colocarse viguetas transversales de repartición con una separación libre máxima de 10 veces el espesor total de la losa, sin exceder 4.0 m.

C.8.13.3.2 – Estas viguetas transversales de repartición deben diseñarse, a flexión y a cortante, de tal manera que sean capaces de transportar la carga total (muerta más viva) de cada nervio a los dos nervios adyacentes.

C.8.13.3.3 – En el diseño de los elementos donde se apoyen estas viguetas transversales de repartición debe considerarse el efecto de la carga que puedan transportar considerando una carga aferente equivalente al doble de la carga total que lleva un nervio típico principal.

C.8.13.4 – Las losas nervadas que no cumplan con las limitaciones de C.8.13.1 a C.8.13.3, deben diseñarse como losas y vigas.

C.8.13.5 – Cuando se empleen aligeramientos fabricados con arcilla cocida u concreto que tengan una resistencia unitaria a la compresión por lo menos igual al f' de las viguetas:

C.8.13.5.1 – Se permite incluir la pared vertical del elemento de aligeramiento que está en contacto con la vigueta en los cálculos de resistencia al cortante y momento negativo. Ninguna otra parte de los aligeramientos debe incluirse en los cálculos de resistencia.

C.8.13.5.2 – La porción vaciada en sitio de la loseta superior debe tener al menos 45 mm de espesor, pero ésta no debe ser menor de 1/20 de la distancia libre entre los nervios. El espesor de la losa de concreto vaciada en sitio sobre aligeramientos permanentes de concreto, de arcilla cocida, o plaquetas prefabricadas, la parte vaciada en sitio del espesor mínimo de la loseta superior puede reducirse a 40 mm.

C.8.13.5.3 – En losas nervadas en una dirección, se debe disponer en la losa refuerzo normal a las nervaduras de acuerdo con lo requerido en C.7.12.

C.8.13.6 – Cuando se utilicen encofrados o aligeramientos removibles que no cumplan con C.8.13.5:

C.8.13.6.1 – El espesor de la losa no debe ser menor que 1/12 de la distancia libre entre las nervaduras, ni menor de 50 mm.

C.8.13.6.2 – La losa debe llevar refuerzo perpendicular a las viguetas que cumpla lo requerido por flexión, considerando las concentraciones de carga, si las hay, pero no menor que el que se estipula en C.7.12.

C.8.13.7 – Cuando en la losa se coloquen ductos o tuberías embebidas según lo permitido en C.6.3, el espesor en cualquier punto de ésta debe ser al menos 25 mm mayor que la altura total del ducto o tubería. Tales ductos o tuberías no deben afectar significativamente la resistencia del sistema.

C.8.13.8 – En losas nervadas, puede considerarse que V_c es un 10 por ciento mayor que lo especificado en el Capítulo C.11.

C.8.14 – Acabado de piso separado

C.8.14.1 – El acabado del piso no debe incluirse como parte de un elemento estructural, a menos que sea construido monolíticamente con la losa o se diseñe de acuerdo con los requisitos del Capítulo C.17.

C.8.14.2 – Se permite que todo acabado de concreto de un piso pueda considerarse como parte del recubrimiento requerido, o del espesor total, para efecto de consideraciones no estructurales.

Notas:

CAPÍTULO C.9.

REQUISITOS DE RESISTENCIA Y FUNCIONAMIENTO.

C.9.1 – Generalidades

C.9.1.1 – Las estructuras y los elementos estructurales deben ser diseñados para que tengan en cualquier sección una resistencia de diseño al menos igual a la resistencia requerida, calculada esta última para las cargas y fuerzas mayoradas en las condiciones establecidas en el Título C del Reglamento NSR-10.

C.9.1.2 – Los elementos también deben cumplir todos los demás requisitos del Título C del Reglamento NSR-10 para garantizar un comportamiento adecuado al nivel de carga de servicio.

C.9.1.3 – Se permite el diseño de estructuras y elementos estructurales usando las combinaciones de mayoración de carga y los factores de reducción de resistencia del Apéndice C-C. No se permite mezclar las combinaciones de mayoración de carga del presente Capítulo con los factores de reducción de resistencia del Apéndice C-C.

C.9.2 – Resistencia requerida

Nota Importante: Las combinaciones de carga dadas en C.9.2.1 contienen factores de carga menores que los que prescribía el Reglamento NSR-98, pero al mismo tiempo en esta nueva versión del Reglamento (NSR-10) se han prescrito valores de los coeficientes de reducción de resistencia, 4, menores que los que contenía el Reglamento NSR-98, siendo los nuevos valores concordantes con la probabilidad de falla estructural que limita el Reglamento. Por lo tanto es incorrecto, e inseguro, utilizar las nuevas ecuaciones de combinación de carga de C.9.2.1 con los valores de los coeficientes de reducción de resistencia, 4, que contenía la NSR-98.

C.9.2.1 – La resistencia requerida U debe ser por lo menos igual al efecto de las cargas mayoradas en las ecuaciones (C.9-1) a (C.9-7). Debe investigarse el efecto de una o más cargas que no actúan simultáneamente.

U = 1.4 (D + F) (C.9-1)

U = 1.2(D - F - T) + 1.6(L - H) - 0.5(Lr ó G ó Le) (C.9-2)

U = 1.2D - 1.6(Lr ó G ó Le) -(1.0L ó 0.8W) (C.9-3)

U = 1.2D - 1.6W - 1.0L- 0.5(Lr ó G ó Le) (C.9-4)

U = 1.2D - 1.0E - 1.0L (C.9-5)

U = 0.9D - 1.6W - 1.6H (C.9-6)

U = 0.9D - 1.0E - 1.6H (C.9-7)  

excepto que:

(a) Se permite reducir a 0.5 el factor de carga de carga viva L en las ecuaciones (C.9-3) a (C.9-5), excepto para estacionamientos, áreas ocupadas como lugares de reunión pública y en todas las áreas donde L₀, como se define en B.4.2.1, sea superior a 4.8 kN/m².

(b) Cuando las cargas de viento prescritas en el capítulo B.6 del Reglamento NSR-10 no se reducen por el factor de direccionalidad prescrito allí se permite utilizar 1.3W en lugar de 1.6Wen las ecuaciones (C.9-4) y (C.9-6).

(c) El Título A del Reglamento NSR-10 define las fuerzas por sismo al nivel de resistencia por lo tanto en las ecuaciones (C.9-5) y (C.9-7) se debe usar 1.0E. En las ecuaciones (C.9-5) y (C.9-7) se puede usar 1.4E en lugar de 1.0E, cuando los efectos de carga por sismo E se basen en los niveles de servicio de las fuerzas sísmicas.

(d) El factor de carga para H, cargas debidas al peso y presión del suelo, agua en el suelo, u otros materiales, debe fijarse igual a cero en las ecuaciones (C.9-6) y (C.9-7) si la acción estructural debida a H neutraliza las causadas por W ó E. Cuando las presiones laterales ejercidas por el empuje del suelo proporcionan resistencia a las acciones estructurales provenientes de otras fuerzas, no deben incluirse en H, sino deben incluirse en la resistencia de diseño.

C.9.2.2– Si en el diseño se toma en cuenta la resistencia a los efectos de impacto, éstos deben incluirse en L.

C.9.2.3 – Los estimativos de asentamientos diferenciales, el flujo plástico, la retracción, la expansión de concretos de retracción compensada o las variaciones de temperatura deben basarse en una evaluación realista de tales efectos que puedan ocurrir durante la vida útil de la estructura.

C.9.2.4 – Para el diseño de zonas de anclaje de postensado debe usarse un factor 1.2 para la fuerza de preesfuerzo máxima aplicada por el gato.

C.9.3 – Resistencia de diseño

C.9.3.1 – La resistencia de diseño proporcionada por un elemento, sus conexiones con otros elementos, así como sus secciones transversales, en términos de flexión, carga axial, cortante y torsión, deben tomarse como la resistencia nominal calculada de acuerdo con los requisitos y suposiciones del Título C del Reglamento NSR-10, multiplicada por los factores 4 de reducción de resistencia dados en C.9.3.2, C.9.3.4. y C.9.3.5

C.9.3.2 – El factor de reducción de resistencia, 4, debe ser el dado en C.9.3.2.1 a C.9.3.2.7:

C.9.3.2.1– Secciones controladas por tracción como se define en 10.3.4  0.90

(Véase también C.9.3.2.7)

C.9.3.2.2– Secciones controladas por compresión como se definen en C.10.3.3:

(a) Elementos con refuerzo en espiral según C.10.9.3   0.75

(b) Otros elementos reforzados  0.65

Para las secciones en las que la deformación unitaria neta a la tracción en el acero extremo en tracción en el estado de resistencia nominal, St, se encuentra entre los límites para secciones controladas por compresión y las secciones controladas por tracción, se permite que  aumente linealmente desde el valor correspondiente a las secciones controladas por compresión hasta 0.90, en la medida que St aumente desde el límite de deformación unitaria controlado por compresión hasta 0.005.

En forma alternativa, cuando se usa el Apéndice C-B, para elementos en los cuales f_y no exceda 420 MPa, con refuerzo simétrico, y cuando (d - d')/h no es menor de 0.70, se permite aumentar  linealmente hasta 0.90, en la medida que Pn disminuye desde 0.10f'c'Ag hasta cero. Para otros elementos reforzados  puede incrementarse linealmente a 0.90 en la medida que Pn disminuye desde 0.10f'cAg o Pb, el que sea menor, hasta cero.

C.9.3.2.3 – Cortante y torsión   0.75

C.9.3.2.4– Aplastamiento en el concreto (excepto para anclajes de postensado

y modelos puntal-tensor)   0.65

C.9.3.2.5 – Zonas de anclaje de postensado   0.85

C.9.3.2.6 – Los modelos puntal-tensor (Apéndice C-A) y puntales, tensores, zonas de nodos y áreas de apoyo en esos modelos   0.75

C.9.3.2.7 – Las secciones a flexión en los elementos pretensados donde la longitud embebida del torón es menor que la longitud de desarrollo, como se establece en C.12.9.1.1:

(a) desde el extremo del elementos hasta el extremo de la longitud de transferencia   0.75

(b) Desde el extremo de la longitud de transferencia hasta el extremo de la longitud de desarrollo, debe permitirse que 4 sea incrementado linealmente de 0.75 hasta 0.9.

Donde la adherencia del torón no se extiende hasta el extremo del elemento, se debe asumir que el embebido del torón se inicia en el extremo de la longitud no adherida. Véase también C.12.9.3

C.9.3.3 – Las longitudes de desarrollo especificadas en el Capítulo C.12 no requieren de un factor 4.

C.9.3.4 – Para estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) o especial (DES) que dependen de muros estructurales, construidos en sitio o prefabricados, o pórticos resistentes a momento para resistir los efectos sísmicos, E, 4 debe modificarse de acuerdo con lo indicado en (a) hasta (c):

(a) En cualquier elemento estructural que se diseñe para resistir E, 4 para cortante debe ser 0.60 si la resistencia nominal a cortante del elemento es menor que el cortante correspondiente al desarrollo de la resistencia nominal a flexión del elemento. La resistencia nominal a flexión debe determinarse considerando las cargas axiales mayoradas más críticas e incluyendo E;

(b) En diafragmas 4 para cortante no debe exceder el mínimo 4 para cortante usado para los elementos verticales del sistema primario de resistencia ante fuerzas sísmicas;

(c) En nudos y vigas de acople reforzadas en forma diagonal 4 para cortante debe ser 0.85.

C.9.3.5 – En el Capítulo C.22, 4 deben ser 0.60 para flexión, compresión, cortante y aplastamiento en concreto estructural simple.

C.9.4 – Resistencia de diseño para el refuerzo

Los valores de f_y y f_yt usados en los cálculos de diseño no deben exceder de 550 MPa, excepto para aceros de preesforzado y para los refuerzos transversales en espiral en C.10.9.3 y C.21.1.5.4.

C.9.5 – Control de deflexiones

C.9.5.1 – Los elementos de concreto reforzado sometidos a flexión deben diseñarse para que tengan una rigidez adecuada con el fin de limitar cualquier deflexión que pudiese afectar adversamente la resistencia o el funcionamiento de la estructura.

C.9.5.2 – Elementos reforzados en una dirección (no preesforzados)

C.9.5.2.1 – Las alturas o espesores mínimos establecidos en la tabla C.9.5(a) deben aplicarse a los elementos en una dirección que no soporten o estén ligados a particiones u otro tipo de elementos susceptibles de dañarse debido a deflexiones grandes, a menos que el cálculo de las deflexiones indique que se puede utilizar un espesor menor sin causar efectos adversos.

C.9.5.2.2 – Cuando se calculen las deflexiones, aquéllas que ocurran inmediatamente con la aplicación de la carga deben calcularse mediante los métodos o fórmulas usuales para deflexiones elásticas, tomando en consideración los efectos de la fisuración y del refuerzo en la rigidez del elemento.

C.9.5.2.3 – A menos que los valores de rigidez se obtengan mediante un análisis más completo, las deflexiones inmediatas deben calcularse usando el módulo de elasticidad del concreto, E_c, que se especifica en C.8.5.1 (para concreto de peso normal o liviano) y el momento de inercia efectivo, Ie, que se indica a continuación, pero sin tomarlo mayor que l_g.

donde

y para concreto de peso normal

C.9.5.2.4 – Para elementos continuos se permite tomar I_e como el promedio de los valores obtenidos de la ecuación (C.9-8) para las secciones críticas de momento positivo y negativo. Para elementos prismáticos, se permite tomar I_e como el valor obtenido de la ecuación (C.9-8) en el centro de la luz para tramos simples y continuos, y en el punto de apoyo para voladizos.

C.9.5.2.5 – A menos que los valores se obtengan mediante un análisis más completo, la deflexión adicional a largo plazo, resultante del flujo plástico y retracción de elementos en flexión (concreto normal o liviano), debe determinarse multiplicando la deflexión inmediata causada por la carga permanente por el factor

 (C.9-11)

donde p' es el valor en la mitad de la luz para tramos simples y continuos y en el punto de apoyo para voladizos. Puede tomarse , el factor dependiente del tiempo para cargas sostenidas, igual a:

5 años o más   2.0

12 meses  1.4

6 meses   1.2

3 meses   1.0

C.9.5.2.6 – La deflexión calculada de acuerdo con C.9.5.2.2 a C.9.5.2.5 no debe exceder los límites establecidos en la tabla C.9.5(b).

TABLA C.9.5(a) — Alturas o espesores mínimos de vigas no preesforzadas o  losas reforzadas en una dirección a menos que se calculen las deflexiones

NOTAS: Los valores dados en esta tabla se deben usar directamente en elementos de concreto de peso normal y refuerzo grado 420 MPa. Para otras condiciones, los valores deben modificarse como sigue:

(a) Para concreto liviano estructural con densidad wc dentro del rango de 1 440 a 1 840 kg/m3, los valores de la tabla deben multiplicarse por (1.65–0.0003wc), pero no menos de 1.09.

(b) Para fy distinto de 420 MPa, los valores de esta tabla deben multiplicarse por (0.4 + fy/700).

C.9.5.3 – Elementos reforzados en dos direcciones (no preesforzados)

C.9.5.3.1 – Debe emplearse la sección C.9.5.3 para definir el espesor mínimo de losas u otros elementos reforzados en dos direcciones diseñados de acuerdo con las disposiciones del Capítulo C.13 y que se ajusten a los requisitos de C.13.6.1.2. El espesor de las losas sin vigas interiores que se extiendan entre los apoyos en todos sentidos debe satisfacer los requisitos de C.9.5.3.2 ó C.9.5.3.4. El espesor de las losas con vigas que se extiendan entre los apoyos en todos sentidos debe satisfacer los requisitos de una de C.9.5.3.3 ó C.9.5.3.4.

(d) En bordes discontinuos debe disponerse una viga de borde que tenga una relación de rigidez af no menor de 0.80, o bien aumentar el espesor mínimo requerido por las ecuaciones (C.9-12) ó (C.9-13), por lo menos un 10 por ciento en el panel que tenga un borde discontinuo.

TABLA C.9.5(b) – Deflexión máxima admisible calculada

* Este límite no tiene por objeto constituirse en un resguardo contra el empozamiento de aguas. Este último se debe verificar mediante cálculos de deflexiones adecuados, incluyendo las deflexiones debidas al agua estancada, y considerando los efectos a largo plazo de todas las cargas permanentes, la contraflecha, las tolerancias de construcción y la confiabilidad en las medidas tomadas para el drenaje.

 Las deflexiones a largo plazo deben determinarse de acuerdo con C.9.5.2.5 ó C.9.5.4.3, pero se pueden reducir en la cantidad de deflexión calculada que ocurra antes de unir los elementos no estructurales. Esta cantidad se determina basándose en datos de ingeniería aceptables correspondiente a las características tiempo-deflexión de elementos similares a los que se están considerando.

 Este límite se puede exceder si se toman medidas adecuadas para prevenir daños en elementos apoyados o unidos.

§ Pero no mayor que la tolerancia establecida para los elementos no estructurales. Este límite se puede exceder si se proporciona una contraflecha de modo que la deflexión total menos la contraflecha no exceda dicho límite.

C.9.5.3.2 – El espesor mínimo de las losas sin vigas interiores que se extiendan entre los apoyos y que tienen una relación entre lados no mayor que 2, debe cumplir con lo requerido en la tabla C.9.5(c) y no debe ser inferior que los siguientes valores:

(a) Losas sin ábacos como se definen en C.13.2.5125 mm

(b) Losas con ábacos como se definen en C.13.2.5100 mm

C.9.5.3.3 – El espesor mínimo h para losas con vigas que se extienden entre los apoyos en todos los lados debe ser:

(a) Para _ln, igual o menor que 0.2, se aplican las disposiciones de C.9.5.3.2.

(b) Para _ta mayor que 0.2 pero no mayor que 2.0, h no debe ser menor que

pero no menor que 125 mm.

(c) Para fm mayor que 2.0, h no debe ser menor que:

y no menor que 90 mm.

C.9.5.5 – Elementos compuestos

C.9.5.5.1 – Elementos apuntalados

Si los elementos compuestos sometidos a flexión se apoyan durante su construcción de tal forma que después de retirar los apoyos temporales la carga muerta es soportada por la sección compuesta total, el elemento compuesto se puede considerar equivalente a un elemento construido monolíticamente para el cálculo de la deflexión. En elementos no preesforzados, la parte del elemento en compresión determina si se usan los valores de la tabla C.9.5(a) para concreto de peso normal o liviano. Si se calcula la deflexión, debe tenerse en cuenta la curvatura que resulta de la retracción diferencial de los componentes prefabricados y construidos en obra, y los efectos del flujo plástico a lo largo el eje del elemento de concreto preesforzado.

C.9.5.5.2 – Elementos sin apuntalar

Si el espesor de un elemento prefabricado no preesforzado sujeto a flexión cumple con los requisitos de la tabla C.9.5(a), no se requiere calcular la deflexión. Si el espesor de un elemento compuesto no preesforzado cumple con los requisitos de la tabla C.9.5(a), no se necesita calcular la deflexión que ocurre después de que el elemento se vuelve compuesto; sin embargo, la deflexión a largo plazo del elemento prefabricado debe investigarse en función de la magnitud y duración de la carga antes del inicio efectivo de la acción compuesta.

C.9.5.5.3 – La deflexión calculada de acuerdo con los requisitos de C.9.5.5.1 ó C.9.5.5.2 no debe exceder de los límites establecidos en la tabla C.9.5(b).

(d) En bordes discontinuos debe disponerse una viga de borde que tenga una relación de rigidez af no menor de 0.80, o bien aumentar el espesor mínimo requerido por las ecuaciones (C.9-12) ó (C.9-13), por lo menos un 10 por ciento en el panel que tenga un borde discontinuo.

TABLA C.9.5(c) — Espesores mínimos de losas sin vigas interiores*

* Para construcción en dos direcciones, ¿_n, es la luz libre en la dirección larga, medida entre caras de los apoyos en losas sin vigas y entre caras de las vigas, para losas con vigas u otros apoyos en otros casos.

 Para fy entre los valores dados en la tabla, el espesor mínimo debe obtenerse por interpolación lineal.

 Ábaco, como se define en C.13.2.5.

§ Losas con vigas entre las columnas a lo largo de los bordes exteriores. El valor de Of para la viga de borde no debe ser menor que 0.8.

El término n en (b) y (c) corresponde a la luz libre en la dirección larga medida cara a cara de las vigas. El término p en (b) y (c) corresponde a la relación de la luz libre en la dirección larga a la luz libre en la dirección corta de la losa.

C.9.5.3.4 – Puede utilizarse espesores de losas menores que los mínimos requeridos en C.9.5.3.1, C.9.5.3.2 y C.9.5.3.3 cuando las deflexiones calculadas no exceden los límites de la tabla C.9.5(b). Las deflexiones deben calcularse tomando en cuenta el tamaño y la forma del panel, las condiciones de apoyo y la naturaleza de las restricciones en los bordes de la losa. El módulo de elasticidad del concreto, E_c, debe ser el especificado en C.8.5.1. El momento de inercia efectivo, Ie, debe ser el obtenido por medio de la ecuación (C.9-8); se permite emplear otros valores si los resultados del cálculo de la deflexión concuerdan razonablemente con los resultados de ensayos de alcance apropiado. La deflexión adicional a largo plazo debe calcularse de acuerdo con C.9.5.2.5.

C.9.5.4 – Elementos de concreto preesforzado

C.9.5.4.1 – Para elementos a flexión diseñados de acuerdo con el Capítulo C.18, las deflexiones inmediatas deben ser calculadas por los métodos o fórmulas usuales para deflexiones elásticas, y se permite utilizar el momento de inercia de la sección total de concreto, Ig, para los elementos a flexión Clase U, como se define en C.18.3.3.

C.9.5.4.2 – Para los elementos en flexión Clase C y Clase T, como se definen en C.18.3.3, los cálculos de deflexión deben basarse en un análisis de la sección agrietada transformada. Se permite que los cálculos se basen en una relación momento-deflexión bilineal o en un momento efectivo de inercia, I_e, como lo define la ecuación (C.9-8).

C.9.5.4.3 – La deflexión adicional a largo plazo en elementos de concreto preesforzado debe calcularse teniendo en cuenta los esfuerzos en el concreto y en el acero bajo carga permanente, e incluyendo los efectos del flujo plástico y la retracción del concreto, así como la relajación del acero.

C.9.5.4.4 – La deflexión calculada de acuerdo con C.9.5.4.1 ó C.9.5.4.2, y C.9.5.4.3 no debe exceder los límites establecidos en la tabla C.9.5(b).

C.9.5.5 – Elementos compuestos

C.9.5.5.1 – Elementos apuntalados

Si los elementos compuestos sometidos a flexión se apoyan durante su construcción de tal forma que después de retirar los apoyos temporales la carga muerta es soportada por la sección compuesta total, el elemento compuesto se puede considerar equivalente a un elemento construido monolíticamente para el cálculo de la deflexión. En elementos no preesforzados, la parte del elemento en compresión determina si se usan los valores de la tabla C.9.5(a) para concreto de peso normal o liviano. Si se calcula la deflexión, debe tenerse en cuenta la curvatura que resulta de la retracción diferencial de los componentes prefabricados y construidos en obra, y los efectos del flujo plástico a lo largo el eje del elemento de concreto preesforzado.

C.9.5.5.2 – Elementos sin apuntalar

Si el espesor de un elemento prefabricado no preesforzado sujeto a flexión cumple con los requisitos de la tabla C.9.5(a), no se requiere calcular la deflexión. Si el espesor de un elemento compuesto no preesforzado cumple con los requisitos de la tabla C.9.5(a), no se necesita calcular la deflexión que ocurre después de que el elemento se vuelve compuesto; sin embargo, la deflexión a largo plazo del elemento prefabricado debe investigarse en función de la magnitud y duración de la carga antes del inicio efectivo de la acción compuesta.

C.9.5.5.3 – La deflexión calculada de acuerdo con los requisitos de C.9.5.5.1 ó C.9.5.5.2 no debe exceder de los límites establecidos en la tabla C.9.5(b).

Notas:

CAPÍTULO C.10.

FLEXIÓN Y CARGAS AXIALES.

C.10.1 – Alcance

Las disposiciones del Capítulo C.10 se deben aplicar al diseño de elementos sometidos a flexión o cargas axiales, o a la combinación de flexión y cargas axiales.

C.10.2 – Suposiciones de diseño

C.10.2.1 – El diseño por resistencia de elementos sometidos a flexión y cargas axiales debe basarse en las hipótesis dadas en C.10.2.2 a C.10.2.7, y debe satisfacer las condiciones de equilibrio y de compatibilidad de deformaciones.

C.10.2.2 – Las deformaciones unitarias en el refuerzo y en el concreto deben suponerse directamente proporcionales a la distancia desde el eje neutro, excepto que, para las vigas de gran altura definidas en C.10.7.1, debe emplearse un análisis que considere una distribución no lineal de las deformaciones unitarias. Alternativamente, se permite emplear el modelo puntal-tensor. Véanse C.10.7, C.11.7 y el Apéndice C-A.

C.10.2.3 – La máxima deformación unitaria utilizable en la fibra extrema sometida a compresión del concreto se supone igual a 0.003.

C.10.2.4 – El esfuerzo en el refuerzo cuando sea menor que f_ydebe tomarse como E_s veces la deformación unitaria del acero. Para deformaciones unitarias mayores que las correspondientes a f_y, el esfuerzo se considera independiente de la deformación unitaria e igual a f_y.

C.10.2.5 – La resistencia a la tracción del concreto no debe considerarse en los cálculos de elementos de concreto reforzado sometidos a flexión y a carga axial, excepto cuando se cumplan los requisitos de C.18.4.

C.10.2.6 – La relación entre la distribución de los esfuerzos de compresión en el concreto y la deformación unitaria en el concreto se debe suponer rectangular, trapezoidal, parabólica o de cualquier otra forma que de origen a una predicción de la resistencia que coincida con los resultados de ensayos representativos.

C.10.2.7 – Los requisitos de C.10.2.6 se satisfacen con una distribución rectangular equivalente de esfuerzos en el concreto, definida como sigue:

C.10.2.7.1 — Un esfuerzo en el concreto de c 0.85f uniformemente distribuido en una zona de compresión equivalente, limitada por los bordes de la sección transversal y por una línea recta paralela al eje neutro, a una distancia 1 a c de la fibra de deformación unitaria máxima en compresión.

C.10.2.7.2 — La distancia desde la fibra de deformación unitaria máxima al eje neutro, c, se debe medir en dirección perpendicular al eje neutro.

C.10.2.7.3 — Para cf entre 17 y 28 MPa, el factor 1 se debe tomar como 0.85. Para cf superior a 28 MPa, 1 se debe disminuir en forma lineal a razón de 0.05 por cada 7 MPa de aumento sobre 28 MPa, sin embargo, 1 no debe ser menor de 0.65.

C.10.3 – Principios y requisitos generales

C.10.3.1 – El diseño de las secciones transversales sometidas a cargas de flexión, ó cargas axiales, o a la combinación de ambas (flexo-compresión) debe basarse en el equilibrio y la compatibilidad de deformaciones, utilizando las hipótesis de C.10.2.

C.10.3.2 – La condición de deformación balanceada existe en una sección transversal cuando el refuerzo en tracción alcanza la deformación unitaria correspondiente a f_y al mismo tiempo que el concreto en compresión alcanza su deformación unitaria última supuesta de 0.003.

C.10.3.3 – Las secciones se denominan controladas por compresión si la deformación unitaria neta de tracción en el acero extremo en tracción, St, es igual o menor que el límite de deformación unitaria controlada por compresión cuando el concreto en compresión alcanza su límite de deformación supuesto de 0.003. El límite de deformación unitaria controlada por compresión es la deformación unitaria neta de tracción del refuerzo en condiciones de deformación unitaria balanceada. Para refuerzo Grado 420, y para todos los refuerzos preesforzados, se permite fijar el límite de deformación unitaria controlada por compresión en 0.002.

C.10.3.4 – Las secciones son controladas por tracción si la deformación unitaria neta de tracción en el refuerzo de acero extremo en tracción, St, es igual o mayor a 0.005, justo cuando el concreto en compresión alcanza su límite de deformación unitaria asumido de 0.003. Las secciones con St entre el límite de deformación unitaria controlada por compresión y 0.005 constituyen una región de transición entre secciones controladas por compresión y secciones controladas por tracción.

C.10.3.5 – Para elementos no preesforzados en flexión y elementos no preesforzados con carga axial mayorada de compresión menor a O.XOfC'Ag, St en el estado de resistencia nominal no debe ser menor a 0.004.

C.10.3.5.1 – Se permite el uso de refuerzo de compresión en conjunto con refuerzo adicional de tracción para aumentar la resistencia de elementos sometidos a flexión.

C.10.3.6 – La resistencia axial de diseño $Pn de elementos en compresión no debe tomarse mayor que ^Pn,max calculado usando la ecuación (C.10-1) ó (C.10-2).

C.10.3.6.1 – Para elementos no preesforzados con refuerzo en espiral que cumplan con C.7.10.4, o para elementos compuestos que cumplan con C.10.13:

C.10.3.6.2 – Para elementos no preesforzados con estribos que cumplan con C.7.10.5:

C.10.3.6.3 – Para elementos preesforzados, la resistencia axial de diseño,, no debe tomarse mayor que 0.80 (para elementos con refuerzo en espiral) ó 0.75 (para elementos con estribos) de la carga axial de diseño con excentricidad nula.

C.10.3.7 – Los elementos sometidos a carga axial de compresión deben diseñarse para el momento máximo que puede acompañar a la carga axial. La fuerza axial mayorada P_u, a una excentricidad dada, no debe exceder la dada en C.10.3.6. El momento máximo mayorado M_u debe incrementarse por los efectos de esbeltez de acuerdo con C.10.10.

C.10.4 – Distancia entre los apoyos laterales de elementos sometidos a flexión

C.10.4.1 – La separación entre los apoyos laterales de una viga no debe exceder de 50 veces el menor ancho b del ala o cara de compresión.

C.10.4.2 – Deben tomarse en cuenta los efectos de la excentricidad lateral de la carga al determinar la separación entre los apoyos laterales.

C.10.5 – Refuerzo mínimo en elementos sometidos a flexión

C.10.5.1 – En toda sección de un elemento sometido a flexión cuando por análisis se requiera refuerzo de tracción, excepto lo establecido en C.10.5.2, C.10.5.3 y C.10.5.4, el A_s proporcionado no debe ser menor que el obtenido por medio de:

pero no menor a x.4bwd/fy

C.10.5.2 – Para los elementos estáticamente determinados con el ala en tracción, A_s,min no debe ser menor que el valor dado por la ecuación (C.10-3) reemplazando b_w por 2b_wo el ancho del ala, el que sea menor.

C.10.5.3 – Los requisitos de C.10.5.1 y C.10.5.2 no necesitan ser aplicados si en cada sección el A_s proporcionado es al menos un tercio superior al requerido por análisis.

C.10.5.4 – Para losas estructurales y zapatas de espesor uniforme, A_s,min en la dirección de la luz debe ser el mismo requerido por C.7.12.2.1. El espaciamiento máximo de este refuerzo no debe exceder tres veces el espesor, ni 450 mm.

C.10.6 – Distribución del refuerzo de flexión en vigas y losas en una dirección

C.10.6.1 – Esta sección establece reglas para la distribución del refuerzo a flexión a fin de controlar el agrietamiento por flexión en vigas y en losas en una dirección (losas reforzadas para resistir los esfuerzos de flexión en una sola dirección).

C.10.6.2 – La distribución del refuerzo a flexión en losas en dos direcciones se debe hacer de acuerdo con las disposiciones de C.13.3.

C.10.6.3 – El refuerzo de tracción por flexión debe distribuirse adecuadamente en las zonas de tracción máxima a flexión de la sección transversal de un elemento, según los requisitos de C.10.6.4.

C.10.6.4 – El espaciamiento del refuerzo más cercano a una superficie en tracción, s, no debe ser mayor que el dado por:

s = 380

(28",

1 -J^-2"c

(C.10-4)

pero no mayor que 3""(28"/f_s), donde c_c es la menor distancia desde la superficie del refuerzo o acero de preesforzado a la cara en tracción. Si al refuerzo más cercano a la cara en tracción extrema corresponde a una sola barra o un solo alambre, el valor de s a utilizar en la ecuación (C.10-4) es el ancho de la cara en tracción extrema.

El esfuerzo calculado f_s (MPa) en el refuerzo más cercano a la cara en tracción para cargas de servicio debe obtenerse con base en el momento no mayorado. Se permite tomar f_s como 2/3 de f_y.

C.10.6.5 – Las disposiciones de C.10.6.4 no son suficientes para estructuras que quedan expuestas a medios muy agresivos, o cuando se diseñan para ser impermeables. Para tales estructuras se requieren precauciones e investigaciones especiales.

C.10.6.6 – Cuando las alas de las vigas T están en tracción, parte del refuerzo de tracción por flexión debe distribuirse sobre un ancho efectivo del ala como se define en C.8.12 o un ancho igual a 1/10 de la luz, el que sea menor. Si el ancho efectivo del ala excede de 1/10 de la luz, se debe colocar algún refuerzo longitudinal en las zonas más externas del ala.

C.10.6.7 – Donde h de una viga o vigueta sea mayor de 900 mm, debe colocarse refuerzo superficial longitudinal uniformemente distribuido en ambas caras laterales del elemento dentro de una distancia h/2 cercana a la cara de tracción. El espaciamiento s debe ser el indicado en C.10.6.4, donde c_c es la menor distancia medida desde la superficie del refuerzo, o acero de preesfuerzo, superficial a la cara lateral del elemento. Se puede incluir tal refuerzo en el cálculo de la resistencia únicamente si se hace un análisis de compatibilidad de deformaciones para determinar los esfuerzos de las barras o alambres individuales.

C.10.7 – Vigas de gran altura

C.10.7.1 – Las vigas de gran altura son elementos cargados en una cara y apoyados en la cara opuesta de manera que se pueden desarrollar puntales de compresión entre las cargas y los soportes, y tienen:

(a) luz libre, ¿n, igual o menor a cuatro veces la altura total del elemento, o

(b) regiones con cargas concentradas a menos de dos veces la altura del elemento medido desde la sección de apoyo.

Las vigas de gran altura deben ser diseñadas considerando la distribución no lineal de las deformaciones unitarias o bien el Apéndice C-A (Véase también C.11.7.1 y C.12.10.6). Debe tenerse en cuenta el pandeo lateral.

C.10.7.2 – V_n para vigas de gran altura debe estar de acuerdo con C.11.7.

C.10.7.3 – El área mínima de refuerzo a tracción,A_s,min, debe cumplir con las disposiciones de C.10.5.

C.10.7.4 – El refuerzo mínimo horizontal y vertical en las caras laterales de vigas de gran altura sometidas a flexión debe cumplir con C-A.3.3 ó C.11.7.4 y C.11.7.5.

C.10.8 – Dimensiones de diseño para elementos a compresión (columnas)

C.10.8.1 – Elementos en compresión aislados con espirales múltiples

Los límites exteriores de la sección transversal efectiva de un elemento en compresión, con dos o más espirales entrelazados, debe tomarse a una distancia fuera de los límites extremos de los espirales igual al recubrimiento mínimo del concreto requerido en C.7.7.

C.10.8.2 – Elementos en compresión construidos monolíticamente con muros

Los límites exteriores de la sección transversal efectiva de un elemento en compresión con espirales o estribos, construido monolíticamente con un muro o pilar de concreto, no deben tomarse a más de 40 mm fuera de la espiral o estribos de dicho elemento.

C.10.8.3 – Elementos en compresión de sección circular equivalente

En lugar de utilizar el área bruta para el diseño de un elemento sometido a compresión de sección transversal cuadrada, octogonal o de otra forma geométrica, se permite utilizar una sección circular con diámetro igual a la menor dimensión lateral de la sección real. El área bruta considerada, las cuantías requeridas de refuerzo y la resistencia de diseño deben basarse en dicha sección circular.

C.10.8.4 – Límites de la sección

Para un elemento a compresión que tenga una sección transversal mayor que la requerida por las consideraciones de carga, se permite emplear un área efectiva reducida A_g, no menor que la mitad del área total, con el fin de determinar el refuerzo mínimo y la resistencia. Esta disposición no se aplica en elementos (pórticos resistentes a momento o

muros estructurales) con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) o especial (DES) diseñados de acuerdo con el Capítulo C.21.

C.10.9 – Límites del refuerzo de elementos a compresión (columnas)

C.10.9.1 – El área de refuerzo longitudinal, A_st, para elementos no compuestos a compresión no debe ser menor que 0.01A_g ni mayor que 0.04A_g. Para estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES) en el Capítulo C.21 se restringe el área máxima admisible.

C.10.9.2 – El número mínimo de barras longitudinales en elementos sometidos a compresión debe ser de 4 para barras dentro de estribos circulares o rectangulares, 3 para barras dentro de estribos triangulares y 6 para barras rodeadas por espirales, que cumplan con C.10.9.3.

C.10.9.3 – La cuantía volumétrica del refuerzo en espiral, ps, no debe ser menor que el valor dado por:

p_s = 0.45I– -1| i. (C.10-5)

lAeh J ^fy ⁾

donde el valor de f_yt a usar en la ecuación (C.10-5) no debe ser mayor de 700 MPa. Para f_yt mayor de 420 MPa, no deben usarse empalmes por traslapo de acuerdo con C.7.10.4.5(a).

C.10.10 – Efectos de esbeltez en elementos a compresión

C.10.10.1 – Se permite ignorar los efectos de esbeltez en los siguientes casos:

a) en elementos sometidos a compresión no arriostrados contra desplazamientos laterales cuando:

< 22 (C.10-6)

r

b) en elementos a compresión arriostrados contra desplazamientos laterales cuando:

k£

–^u < 34 -12(M_x /M2)< 40 (C. 10-7)

donde el término M_x/M2 es positivo si la columna está flectada en curvatura simple y negativo si el elemento tiene curvatura doble.

Se permite considerar los elementos a compresión como arriostrados contra desplazamientos laterales cuando los elementos de arriostramiento tienen una rigidez total que restringe los movimientos laterales de ese piso de al menos doce veces la rigidez bruta de las columnas dentro del piso.

C.10.10.1.1 – La longitud no apoyada lateralmente de un elemento en compresión, /_u, debe tomarse como la distancia libre entre losas de piso, vigas u otros elementos capaces de proporcionar apoyo lateral en la dirección que se está considerando. Cuando existan capiteles o cartelas en las columnas, ¿u debe medirse hasta el extremo inferior del capitel o cartela en el plano considerado.

C.10.10.1.2 – Se puede tomar el radio de giro, r, igual a 0.3 veces la dimensión total de la sección en la dirección en la cual se está considerando la estabilidad para el caso de elementos rectangulares y 0.25 veces el diámetro para elementos circulares en compresión. Para otras formas, se permite calcular r para la sección bruta de concreto.

C.10.10.2 – Cuando los efectos de la esbeltez no son ignorados como lo permite C.10.10.1, el diseño de elementos a compresión, vigas de restricción y otros elementos de apoyo debe basarse en las fuerzas y momentos mayorados de un análisis de segundo orden que cumpla con C.10.10.3, C.10.10.4 ó C.10.10.5. Estos elementos también deben cumplir con C.10.10.2.1 y C.10.10.2.2. Las dimensiones de la sección transversal de cada elemento usadas en el análisis deben encontrarse dentro del 10 por ciento de las dimensiones de los elementos señalados en los planos de diseño, de lo contrario, el análisis debe repetirse.

C.10.10.2.1 – Los momentos totales, incluyendo los efectos de segundo orden, de elementos en compresión, vigas de restricción u otros elementos estructurales no deben exceder 1.4 veces los momentos debidos a los efectos de primer orden.

C.10.10.2.2 – Los efectos de segundo orden se deben considerar a lo largo de la longitud de los elementos a compresión. Se permite calcular estos efectos usando el procedimiento de magnificación de momento descrito en C.10.10.6.

C.10.10.3 – Análisis no lineal de segundo orden

El análisis de segundo orden debe considerar la no linealidad del material, la curvatura del elemento y la deriva, duración de la carga, retracción y flujo plástico e interacción con la cimentación. El procedimiento de análisis debe demostrar que lleva a una predicción de la resistencia sustancialmente de acuerdo con los resultados de los ensayos representativos de estructuras de concreto reforzado estáticamente indeterminadas.

C.10.10.4 – Análisis elástico de segundo orden

El análisis elástico de segundo orden debe tener en cuenta las propiedades de la sección determinadas considerando la influencia de las cargas axiales, la presencia de regiones agrietadas a lo largo del elemento y los efectos de duración de las cargas.

C.10.10.4.1 – Se permite usar las siguientes propiedades para los elementos en la estructura:

(a) Módulo de elasticidad  E_c de C.8.5.1

(b) Momentos de inercia, l

Elementos en compresión:

Columnas  0.70l_g

Muros - no agrietados 0.70l_g

- agrietados 0.35l_g

Elementos a flexión:

Vigas  0.35l_g

Placas planas y losas planas  0.25l _g

(c) Área  1.0A_g

Como alternativa, se permite que los momentos de inercia de los elementos sometidos a compresión y a flexión, l, se calculen como sigue:

Elementos en compresión:

l = | 0.80 + 25A-|| 1 -^Mu- 0.5 – |l_g < 0.8751 (C.10-8)

l A ^Pu^{h p}o J ^{g g} ' '

donde P_u y M_u debe provenir de la combinación de carga particular en consideración, o la combinación de P_u y M_u que resulta del menor valor de l. No hay necesidad de usar un valor de l menor de 0.35l_g.

Elementos a flexión:

l = (0.10 + 25p)| 1.2 - 0.2b^wJl_g < 0.5l_g (C.10-9)

Para elementos continuos sometidos a flexión, se permite que l sea el promedio de los valores obtenidos de la ecuación (C.10-9) para secciones críticas de momento positivo y negativo. No hay necesidad de usar un valor de l menor de 0.25l_g.

Las dimensiones de la sección transversal de cada elemento usadas en el análisis no deben apartarse más del 10 por ciento de las dimensiones mostradas en los planos de construcción, de lo contrario debe repetirse el análisis.

C.10.10.4.2 – Para elementos sometidos a compresión, l debe dividirse por 1 + Pds cuando existen cargas laterales sostenidas. El término pds es la relación entre la máxima fuerza de cortante sostenida mayorada dentro de un piso y la máxima fuerza de cortante mayorada asociada con la misma combinación de carga, pero no debe ser mayor de 1.0.

C.10.10.5 – Procedimiento de magnificación de momentos

Las columnas y pisos en una estructura deben designarse como parte de estructuras con desplazamiento lateral (no arriostradas) o sin desplazamiento lateral (arriostradas). El diseño de columnas en estructuras sin desplazamiento lateral (arriostradas) debe basarse en C.10.10.6. El diseño de columnas en estructuras con desplazamiento lateral (no arriostradas) debe basarse en C.10.10.7.

C.10.10.5.1 – Se permite suponer como arriostrada (sin desplazamiento lateral) una columna dentro de una estructura, si el incremento en los momentos extremos de la columna debido a los efectos de segundo orden no excede de un 5 por ciento de los momentos extremos de primer orden.

C.10.10.5.2 – Se permite suponer como arriostrado (sin desplazamiento lateral) a un piso en la estructura si:

y p a

Q ₌ L¿ ^{u 0} < 0.05 (C.10-10)

Vus¿c

donde SPu y Vus son la carga vertical total y el cortante horizontal mayorados del piso, respectivamente, en el piso bajo consideración y Ao es la deformación lateral relativa (deriva) de primer orden entre la parte superior e inferior del piso debido a V_us.

C.10.10.6 – Procedimiento de magnificación de momentos– Estructuras sin desplazamiento lateral

Los elementos a compresión deben diseñarse para la fuerza axial mayorada P_u y para el momento mayorado amplificado para los efectos de curvatura del elemento, M_c, como sigue:

M_c =8M2 (C. 10-11)

Donde

_C

S = ^m– > 1.0 (C. 10-12)

1 –Si–

0.75Pc

^y

Pc /'E.. (C.10-13)

(^k¿u )

C.10.10.6.1 – 'l debe tomarse como:

( 0.2ElcIg + E_sI_Se)

El = J _2 22^. (C.10-14)

1 + Pdn, ^{( )}

o

Como alternativa, se permite que El sea calculado usando el valor l de la ecuación (C.10-8) dividido por (1 + Pdns).

C.10.10.6.2 – El término 0dns es la relación entre la máxima carga axial sostenida mayorada dentro de un piso y la máxima carga axial mayorada asociada con la misma combinación de carga, pero no debe ser mayor de 1.0.

C.10.10.6.3 – Se permite considerar el factor de longitud efectiva, k, como 1.0.

C.10.10.6.4 – Para elementos sin cargas transversales entre los apoyos, C_m debe considerarse como:

_M

C_m = 0.6 + 0.4–¹ (C.10-16)

^m M2

Donde el término M_x/M2 es positivo si la columna está flectada en curvatura simple y negativo si el elemento tiene curvatura doble. Para elementos con cargas transversales entre los apoyos, C_m debe considerarse como 1.0.

C.10.10.6.5 – El momento mayorado, M₂, en la ecuación (C.10-11) no debe ser menor de

M2,min = Pu (15 + 0.03h) (C.10-17)

en cada eje separadamente, donde 15 y h están en mm. Para los elementos en que M_2,min, excede a M₂, el valor de C_m en la ecuación (10-16) debe ser igual a 1.0, ó estar basado en la relación de los momentos calculados en los extremos, M_x/M2.

C.10.10.7 – Procedimiento de magnificación de momentos– Estructuras con desplazamiento lateral

Los momentos M₁ y M₂ en los extremos de un elemento individual a compresión deben tomarse como:

M1 = Mms +8sMis (C.10-18)

M2 = M2ns +SsM2s (C.10-19)

donde Ss se calcula según C.10.10.7.3 ó C.10.10.7.4.

C.10.10.7.1 – Los elementos a flexión deben ser diseñados para todos los momentos extremos magnificados de los elementos a compresión en el nudo.

C.10.10.7.2 – El factor de longitud efectiva k debe ser determinado usando los valores E_c e l dados en C.10.10.4 y no debe ser menor de 1.0.

C.10.10.7.3 – El magnificador de momento Ss debe ser calculado como:

Ss =–^ > 1 (C.10-20)

^S 1 - Q

Si el Ss calculado por la ecuación (C.10-20) excede de 1.5, el Ss debe ser calculado usando el análisis elástico de segundo orden ó C.10.10.7.4.

C.10.10.7.4 – Alternativamente, se permite calcular Ss como:

⁵S 5^- * 1 (C.10-21)
1 – 0.75SP_c

donde ZP_U es la sumatoria de todas las cargas verticales mayoradas en un piso y LP_c, es la sumatoria de todas las

columnas que resisten el desplazamiento lateral en un piso. 5Pu se calcula usando la ecuación (C.10-13) con el valor k de terminado en C.10.10.7.2 y El de C.10.10.6.1 donde pds debe sustituir a pdns.

C.10.11 – Elementos cargados axialmente que soportan sistemas de losas
Los elementos cargados axialmente que soportan un sistema de losas incluido dentro del alcance de C.13.1, deben

diseñarse como se dispone en el Capítulo C.10 y de acuerdo con los requisitos adicionales del Capítulo C.13.

C.10.12 – Transmisión de cargas de las columnas a través de losas de entrepiso

Si el f' de una columna es 1.4 veces mayor que el del sistema de entrepiso para el caso de columnas interiores o de borde, o mayor que 1.2 veces para el caso de columnas esquineras, la transmisión de la carga a través de la losa de

entrepiso debe hacerse de acuerdo con C.10.12.1, ó C.10.12.2.
C.10.12.1 – La resistencia de la columna en el nudo puede calcularse utilizando una resistencia efectiva del concreto

de la columna dentro del nudo, (f'), calculada en función de la resistencia del concreto de la columna, (f'), y de la

losa, (fc')s, así:

(a) Para columnas interiores:

( ) _^(f.) ₊Ti.₄ ⁰³⁵ '(f) <(f_c') (C.10-22)
' ^fe (h/c₂p^c'^c [ (h/c₂)J^v '^{s v e,e}

En la ecuación anterior el cociente (h/c2) no debe ser menor de un tercio, donde h es la espesor total de la losa,

y c₂ es la menor dimensión de la sección de la columna.

(b) Para columnas de borde:

(fc')_e -1.4 (fc')_s <(fc')_c (C.10-23)
(c) Para columnas esquineras:
(fc')_e -1.2 (fc')_s <(fc')_c (C.10-24)

en cualquiera de los casos (a) a (c), pueden utilizarse barras longitudinales adicionales y estribos o espirales, si así se

requiere.

C.10.12.2 – Debe colocarse concreto de resistencia igual a la especificada para la columna en el entrepiso en la zona de la columna. La superficie superior del concreto de la columna debe extenderse 600 mm dentro de la losa a

partir de la cara de la columna. El concreto de la columna debe ser monolítico con el concreto del piso y debe colocarse de acuerdo con C.6.4.6 y C.6.4.7.

C.10.13 – Elementos compuestos sometidos a compresión

C.10.13.1 – Los elementos compuestos sometidos a compresión deben incluir todos aquellos elementos que estén reforzados longitudinalmente con perfiles de acero estructural, tuberías o tubos, con o sin barras longitudinales.

C.10.13.2 – La resistencia de los elementos compuestos debe calcularse para las mismas condiciones limitantes que

se aplican a los elementos comunes de concreto reforzado.

C.10.13.3 – Cualquier resistencia a la carga axial asignada al concreto de un elemento compuesto debe transmitirse al concreto mediante elementos o ménsulas que se apoyen directamente en el concreto del elemento compuesto.

C.10.13.4 – Toda resistencia a carga axial no asignada al concreto en un elemento compuesto debe ser desarrollada por conexión directa al perfil, tubería o tubo de acero estructural.

C.10.13.5 – Para la evaluación de los efectos de esbeltez, el radio de giro, r, de la sección compuesta no debe ser mayor que el valor dado por

y como alternativa a un cálculo más preciso, EI en la ecuación (C.10-13) debe tomarse ya sea como lo indica la ecuación (C.10-14) o por medio de

(e I /s)

EI-i ^g-L-¿.₊E_sI (C.10-26)

1 + Pdns ^S

C.10.13.6 – Núcleo de concreto confinado en acero estructural

C.10.13.6.1 – Para un elemento compuesto con el núcleo de concreto confinado por acero estructural, el espesor del acero de confinamiento no debe ser menor que:

^fy

bj––, para cada cara de ancho b 3Es

ni que:

^fy

, para secciones circulares de diámetro h

C.10.13.6.2 – Se permite que las barras longitudinales localizadas dentro del núcleo de concreto confinado se utilicen en el cálculo de A_sx e I_sx.

C.10.13.7 – Refuerzo en espiral alrededor de un núcleo de acero estructural

Un elemento compuesto, hecho de concreto reforzado con espiral alrededor de un núcleo de acero estructural debe

satisfacer C.10.13.7.1 a C.10.13.7.4.

C.10.13.7.1 – La resistencia a la fluencia de diseño del núcleo de acero estructural debe ser la resistencia a la

fluencia especificada mínima para el grado del acero estructural usado, pero sin exceder de 350 MPa.

C.10.13.7.2 – El refuerzo en espiral debe cumplir con lo especificado en C.10.9.3.

C.10.13.7.3 – Las barras longitudinales localizadas dentro de la espiral no deben tener un área menor de 0.01 ni mayor de 0.08 veces el área neta de la sección de concreto.

C.10.13.7.4 – Se permite que las barras longitudinales localizadas dentro de la espiral se consideren en el cálculo de Asx e Isx.

C.10.13.8 – Estribos de refuerzo alrededor de un núcleo de acero estructural

Un elemento compuesto, hecho de concreto confinado lateralmente con estribos alrededor de un núcleo de acero estructural, debe cumplir con C.10.13.8.1. a C.10.13.8.7.

C.10.13.8.1 – La resistencia a la fluencia de diseño del núcleo de acero estructural debe ser la resistencia a la fluencia especificada mínima para el grado de acero estructural usado, pero no debe exceder de 350 MPa.

C.10.13.8.2 – Los estribos transversales deben extenderse por completo alrededor del núcleo de acero estructural.

C.10.13.8.3 – Los estribos transversales deben tener un diámetro no menor que 0.02 veces la mayor dimensión lateral del elemento compuesto, excepto que los estribos no deben ser menores a No. 10 y no necesitan ser mayores de No. 16. Puede emplearse refuerzo electrosoldado de alambre de un área equivalente.

C.10.13.8.4 – El espaciamiento vertical entre los estribos transversales no debe exceder de la mitad de la menor dimensión lateral del elemento compuesto, ni de 48 veces el diámetro de los estribos, ni 16 veces el diámetro de las barras longitudinales.

C.10.13.8.5 – Las barras longitudinales colocadas dentro de los estribos no deben ser menores de 0.01 ni mayores de 0.08 veces al área neta del concreto.

C.10.13.8.6 – Debe colocarse una barra longitudinal en cada esquina de una sección rectangular, con otras barras longitudinales espaciadas a menos de 1/2 de la menor dimensión lateral del elemento compuesto.

C.10.13.8.7 – Se permite que las barras longitudinales colocadas dentro de los estribos se consideren para calcular Asx y Isx.

C.10.14 – Resistencia al aplastamiento

C.10.14.1 – La resistencia de diseño al aplastamiento del concreto no debe exceder 0.85fc'A_x) excepto cuando la superficie de soporte sea más ancha en todos los lados que el área cargada, en cuyo caso, se permite que la resistencia de diseño al aplastamiento en el área cargada sea multiplicada por ^(A2/A1), pero no más que 2.

C.10.14.2 – La sección C.10.14 no es aplicable a anclajes de postensado.

Notas:

CAPÍTULO C.11.

CORTANTE Y TORSIÓN.

C.11.1 – Resistencia al cortante

C.11.1.1 – Salvo para elementos diseñados de acuerdo con el Apéndice A, el diseño de secciones transversales sometidas a cortante debe estar basado en

*Vn > Vu (C.11-1)

donde V_u es la fuerza cortante mayorada en la sección considerada y V_n es la resistencia nominal al cortante calculada mediante

Vn - Vc + Vs (C.11-2)

donde V_c es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el concreto, calculada de acuerdo con C.11.2, C.11.3, o C.11.11 y V_s es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el refuerzo de cortante calculada de acuerdo con C.11.4, C.11.9.9 o C.11.11.

C.11.1.1.1 – Al determinar V_n, debe considerarse el efecto de cualquier abertura en los elementos.

C.11.1.1.2 – Al determinar V_c, cuando sea aplicable, pueden incluirse los efectos de tracción axial debida al flujo plástico y retracción en elementos restringidos y los efectos de la compresión inclinada por flexión en los elementos de altura variable.

C.11.1.2 – Los valores de f usados en este Capítulo no deben exceder 8.3 MPa excepto en lo permitido en C.11.1.2.1.

C.11.1.2.1 – Se permite usar valores de f mayores que 8.3 MPa al calcular Vc, V_d y Vcw para vigas de concreto reforzado o preesforzado y losas nervadas de concreto con un refuerzo mínimo en el alma, de acuerdo con C.11.4.6.3, C.11.4.6.4 ó C.11.5.5.2.

C.11.1.3 – Se permite calcular el máximo V_u en los apoyos de acuerdo con C.11.1.3.1 u C.11.1.3.2 cuando se cumplan todas las condiciones (a), (b) y (c) siguientes:

(a) la reacción en el apoyo en dirección del cortante aplicado introduce compresión en las zonas extremas del elemento,

(b) las cargas son aplicadas en o cerca de la cara superior del elemento,

(c) ninguna carga concentrada se aplica entre la cara del apoyo y la ubicación de la sección crítica definida en C.11.1.3.1 u C.11.1.3.2.

C.11.1.3.1 – Para elementos no preesforzados, se permite diseñar las secciones localizadas a una distancia menor a dmedida desde la cara del apoyo para el V_u calculado a la distancia d.

C.11.1.3.2 – Para elementos de concreto preesforzado, se permite diseñar las secciones localizadas a una distancia menor que h/2 desde la cara del apoyo para el Vu calculado para una distancia h/2.

C.11.1.4 – Para elementos de gran altura, losas y zapatas, muros, ménsulas y cartelas, deben aplicarse las disposiciones especiales de C.11.7 a C.11.11.

C.11.2 – Resistencia al cortante proporcionada por el concreto en elementos no preesforzados

C.11.2.1 – Se debe calcular V_c siguiendo los requisitos de C.11.2.1.1 a C.11.2.1.3, a menos que se realice un cálculo más detallado, según C.11.2.2. A todo lo largo del presente Capítulo, excepto en C.11.6, ! debe usarse como se define en C.8.6.1.

C.11.2.1.1 – Para elementos sometidos únicamente a cortante y flexión:

V_c - 0.l7>.fb,,.<l (C.11-3)

C.11.2.1.2 – Para elementos sometidos a compresión axial:

Vc - 0.17(1 + b,d (C.11-4)

La cantidad N^Ag debe expresarse en MPa.

C.11.2.1.3 – Para elementos sometidos a tracción axial significativa, V_c debe tomarse como cero a menos que se haga un análisis más detallado usando C.11.2.2.3.

C.11.2.2 – Se permite calcular V_c mediante el método más detallado de C.11.2.2.1 a C.11.2.2.3.

C.11.2.2.1 – Para elementos sometidos únicamente a cortante y flexión:

^Vc ⁰.¹⁶^/í7+ ¹⁷PwV^d^^bw^d (C.11-⁵)

pero no mayor que 0.29!f bwd. Al calcular Vc por medio de la ecuación (C.11-5), Vud/Mu no debe tomarse mayor que 1.0, y M_u ocurre simultáneamente con V_u en la sección considerada.

C.11.2.2.2 – Para elementos sometidos a compresión axial, se permite utilizar la ecuación (C.11-5) para calcular Vc con Mm sustituyendo a Mu y V_od/M_o no limitada a 1.0, donde

Mm - Mu - Nu (^4h8^-d] (C.11-6)

Sin embargo, Vc no debe tomarse mayor que

V_c - 0.29!fb_wd^l + ^0.A^9Nu (C.11-7)

La cantidad N^Ag debe expresarse en MPa. Cuando M_m calculado, por medio de la ecuación (C.11-6) es negativo, V_c debe calcularse por medio de la ecuación (C.11-7).

C.11.2.2.3 – Para elementos sometidos a tracción axial significativa:

V_c - 0.17(1 + ".7 )xfb_wd (C.11-8)

pero no menor que cero, donde Nu es negativa para la tracción. N^Ag debe expresarse en MPa.

C.11.2.3 – Para elementos circulares, el área usada para calcular V_c debe tomarse como el producto del diámetro y la altura efectiva de la sección de concreto. Se permite tomar d como 0.80 veces el diámetro de la sección de concreto.

C.11.3 – Resistencia al cortante proporcionada por el concreto en elementos preesforzados

C.11.3.1 – En los requisitos de C.11.3, ddebe tomarse como la distancia de la fibra extrema en compresión al centroide de refuerzo longitudinal preesforzado y no preesforzado en tracción, si lo hay, pero no hay necesidad de tomarlo menor que 0.80h.

C.11.3.2 – Para elementos que tengan una fuerza efectiva de preesforzado no menor al 40 por ciento de la resistencia a la tracción del refuerzo de flexión, a menos que se efectúe un cálculo más detallado de acuerdo con C.11.3.3,

V_c -^0.05Xf + 4.8^VM.d^pjb_wd (C.11-9)

pero no es necesario considerar a Vc menor que 0.17^f¡jbwd. Vc no debe tomarse mayor que 0.42!fbwd ni que el valor dado en C.11.3.4 u C.11.3.5. Vudp/Mu no se debe tomar mayor que 1.0, donde Mu ocurre simultáneamente con V_u en la sección considerada.

C.11.3.3 –V_c puede calcularse de acuerdo con C.11.3.3.1 y C.11.3.3.2, y V_c debe ser el menor de V_ci y V_cw.

C.11.3.3.1 –V_ci se debe calcular por medio de:

VM

Vci - 0.05f„<lp + Vd + -MpSt (C.11-10)

donde d_p no debe tomarse menor que 0.80h y

M„e -^( 0.5Zf+ fpe - f„ ) (C.11-11)

y los valores de M_max y V_i se deben calcular con la combinación de carga que causa el máximo momento mayorado en la sección. No hay necesidad de tomar Vci menor que 0.14kfbwd

C.11.3.3.2 –V_cw se debe calcular por medio de

Vcw -(0.29^/fC+ 0.3fpc)bwdp + Vp (C.11-12)

donde no hay necesidad de tomar d_p menor de 0.80h.

Alternativamente, V_cw puede calcularse como la fuerza cortante que corresponde a la carga muerta más la carga viva que produce un esfuerzo principal de tracción de 0.33Xf en el eje centroidal del elemento o en la intersección del ala con el alma cuando el eje centroidal está en el ala. En elementos compuestos, el esfuerzo principal de tracción se debe calcular utilizando la sección transversal que resiste la carga viva.

C.11.3.4 – En un elemento preesforzado en el cual la sección a una distancia h/2 medida a partir de la cara del apoyo esté más cercana del extremo del elemento que la longitud de transferencia del acero de preesforzado, debe tenerse en cuenta la reducción del preesforzado cuando se calcule V_cw. Este valor de V_cw también debe considerarse como el límite máximo para la ecuación (C.11-9). Debe suponerse que la fuerza de preesforzado varía linealmente desde cero en el extremo del acero de preesforzado hasta un máximo a una distancia del extremo del acero de preesforzado igual a la longitud de transferencia, que se supone de 50 diámetros en torones y de 100 diámetros en alambres individuales.

C.11.3.5 – En un elemento preesforzado pretensado donde la adherencia de algunos tendones no se extienda hasta el extremo del elemento, debe considerarse un preesforzado reducido al calcular V_c de acuerdo con C.11.3.2 o C.11.3.3. El valor de V_cw calculado usando el preesforzado reducido también debe tomarse como el límite máximo para la ecuación (C.11-9). La fuerza de preesforzado debida a los tendones en los que la adherencia no se extienda hasta el extremo del elemento, puede suponerse que varía linealmente desde cero en el punto en que comienza la adherencia, hasta un máximo a una distancia desde este punto igual a la longitud de transferencia, suponiéndola de 50 diámetros en torones y de 100 diámetros en alambres individuales.

C.11.4 – Resistencia al cortante proporcionada por el refuerzo de cortante

C.11.4.1 – Tipos de refuerzo de cortante

C.11.4.1.1 – Se permite refuerzo para cortante consistente en:

(a) Estribos perpendiculares al eje del elemento

(b) Refuerzo electrosoldado de alambre con alambres localizados perpendicularmente al eje del elemento.

(c) Espirales, estribos circulares y estribos cerrados de confinamiento.

C.11.4.1.2 – Para elementos no preesforzados, se permite que el refuerzo para cortante también consista en:

(a) Estribos que formen un ángulo de 45° o más con el refuerzo longitudinal por tracción.

(b) Refuerzo longitudinal con una parte doblada que forme un ángulo de 30° o más con el refuerzo longitudinal de tracción.

(c) Combinaciones de estribos y refuerzo longitudinal doblado.

C.11.4.2 – Los valores de f_y y f_yt usados en el diseño del refuerzo para cortante no debe exceder 420 MPa, excepto que el valor no debe exceder 550 MPa para refuerzo electrosoldado de alambre corrugado.

C.11.4.3 – Cuando los requisitos de C.11.5 se utilicen en elementos preesforzados, ddebe tomarse como la distancia medida desde la fibra extrema en compresión al centroide de refuerzo longitudinal en tracción, preesforzado y no preesforzado, si lo hay, pero no hay necesidad de tomarlo menor de 0.80h.

C.11.4.4 – Los estribos y otras barras o alambres usados como refuerzo de cortante deben extenderse hasta una distancia d medida desde la fibra extrema en compresión y deben desarrollarse en ambos extremos de acuerdo con lo indicado en C.12.13.

C.11.4.5 – Límites para el espaciamiento del refuerzo de cortante

C.11.4.5.1 – El espaciamiento del refuerzo de cortante colocado perpendicularmente al eje del elemento no debe exceder de d/2 en elementos de concreto no preesforzado, de 0.75h en elementos preesforzados, ni de 600 mm.

C.11.4.5.2 – Los estribos inclinados y el refuerzo longitudinal doblado deben estar espaciados de manera tal que cada línea a 45°, que se extienda hacia la reacción desde la mitad de la altura del elemento, d/2, hasta el refuerzo longitudinal de tracción, debe estar cruzada por lo menos por una línea de refuerzo de cortante.

C.11.4.5.3 – Donde Vs sobrepase 0.33fb'd las separaciones máximas dadas en C.11.4.5.1 y C.11.4.5.2 se

deben reducir a la mitad.

C.11.4.6 – Refuerzo mínimo a cortante

C.11.4.6.1 – Debe colocarse un área mínima de refuerzo para cortante, A_v,min, en todo elemento de concreto

reforzado sometido a flexión (preesforzado y no preesforzado) donde V. exceda 0.5 $V,, excepto en:

(a) Zapatas y losas sólidas.

(b) Elementos alveolares con una altura total, sin incluir el afinado de piso, no mayor de 315 mm y unidades

alveolares donde V. no es mayor de 0.54V_W.

(c) Losas nervadas de concreto con viguetas definidas en 8.13.

(d) Vigas con h no mayor que 250 mm.

(e) Vigas integrales con losas con h no mayor de 600 mm, y no mayor que el mayor de 2.5 veces el espesor del ala, ó 0.5 veces el ancho del alma.

(f) Vigas construidas con concreto de peso normal reforzado con fibra de acero, con un f que no excede de 40 MPa, con un h no mayor de 600 mm, y V. no mayor de $0.17 fbwd.

C.11.4.6.2 – Se permite que los requisitos mínimos de refuerzo para cortante de C.11.4.6.1 sean ignorados si se

demuestra por medio de ensayos que M_n y V_nrequeridos puede desarrollarse cuando se suprime el refuerzo para

cortante. Dichos ensayos deben simular efectos de asentamiento diferencial, flujo plástico, retracción, y variación de

temperatura, basados en una evaluación realista de la ocurrencia de dichos efectos en condiciones de servicio.

C.11.4.6.3 – Cuando se requiera refuerzo para cortante, de acuerdo con C.11.4.6.1 o para resistencia y cuando

C.11.5.1 permita que la torsión sea despreciada, A_v,min para elementos preesforzados (excepto en lo previsto por

C.11.4.6.4) y no preesforzados se debe calcular mediante:

Avmin = 0.06^/fj f'' (C.11-13)
^fyt

Pero no debe ser menor a (o.35bw')/fyt.

C.11.4.6.4 – Para elementos preesforzados que tengan una fuerza de preesforzado efectiva no menor al 40 por

ciento de la resistencia a la tracción del refuerzo por flexión, A_v,min no debe ser menor que el menor valor dado por

las ecuaciones (C.11-13) o (C.11-14).

A Ají,.'nr (c 11-14)

'^m" S0f_yt^b_w ⁽. ⁾

C.11.4.7 – Diseño del refuerzo para cortante

C.11.4.7.1 – Donde V. excede , el refuerzo para cortante debe proporcionarse de acuerdo con las
ecuaciones (C.11-1) y (C.11-2), donde V_' debe calcularse de acuerdo con C.11.4.7.2 a C.11.4.7.9.

C.11.4.7.2 – Donde se utilice refuerzo para cortante perpendicular al eje del elemento:

A_vf_ytd
V_s = ^{v yt} (C.11-15)
^''

donde A_v es el área de refuerzo para cortante dentro del espaciamiento'.

C.11.4.7.3 – Donde se usen estribos circulares, estribos cerrados de confinamiento o espirales como refuerzo

para cortante, V_' debe calcularse usando la ecuación (C.11-15), donde d se define en C.11.2.3 para elementos circulares y A_v debe tomarse como dos veces el área de la barra en una estribo circular, estribo cerrado de

confinamiento, o espiral con un espaciamiento ', f_yt es la resistencia a la fluencia especificada del estribo circular,

estribo cerrado de confinamiento o espiral y ' se mide en la dirección paralela al refuerzo longitudinal.

C.11.4.7.4 – Donde se utilicen estribos inclinados como refuerzo para cortante:

Donde a es el ángulo entre los estribos inclinados y el eje longitudinal del elemento, y s se mide en la dirección

paralela al eje longitudinal.

C.11.4.7.5 – Donde el refuerzo para cortante consiste en una barra individual ó en un solo grupo de barras paralelas, todas dobladas a la misma distancia del apoyo:

Vs = Avfysena

(C.11-17)

pero no mayor que 0.25 j'bwd, donde a es el ángulo entre el refuerzo doblado y el eje longitudinal del elemento.

C.11.4.7.6 – Donde el refuerzo para cortante consiste en una serie de barras paralelas dobladas o grupos de

barras paralelas dobladas a diferentes distancias del apoyo, V_s se debe calcular por medio de la ecuación (C.11-16).

C.11.4.7.7 – Solamente las tres cuartas partes centrales de la porción inclinada de cualquier barra longitudinal

que esté doblada se pueden considerar efectivas como refuerzo para cortante.

C.11.4.7.8 – Donde se emplee más de un tipo de refuerzo para cortante para reforzar la misma porción de un

elemento, V_s debe calcularse como la suma de los valores calculados para los diversos tipos de refuerzo para

cortante.

C.11.4.7.9 – Vs no debe considerarse mayor que 0.66 f'bwd.

C.11.5 – Diseño para torsión

El diseño para torsión debe realizarse de acuerdo con C.11.5.1 a C.11.5.6, ó C.11.5.7.

C.11.5.1 – Umbral de Torsión

Se permite despreciar los

efectos de la torsión si el momento torsional mayorado T_u es menor que:

(a) en elementos no preesforzados

+0.083^/r⁷| A¹ l ^Pcí

(b) en elementos preesforzados

(c) Para elementos no preesforzados sometidos a tracción axial o fuerzas de compresión:

En elementos construidos monolíticamente con una losa, el ancho sobresaliente del ala usado para calcular A_cp y

P_cP debe cumplir con C.13.2.4. Para una sección hueca, se debe usar A_g en lugar de A_cP en C.11.5.1 y en los

límites externos de la sección deben cumplir con C.13.2.4.

C.11.5.1.1 – Para los elementos aislados con alas y para elementos construidos monolíticamente con una losa, el

ancho sobresaliente del ala utilizado para calcular A_cP y P_cP debe cumplir con C.13.2.4, excepto que las alas

sobresalientes pueden despreciarse cuando el parámetro A2p/Pcp calculado para una viga con alas es menor al

calculado para la misma viga ignorando las alas.

C.11.5.2 – Cálculo del momento torsional mayorado

C.11.5.2.1 – Si se requiere del momento torsional mayorado T_. en un elemento para mantener el equilibrio y su

valor excede el mínimo dado en C.11.5.1, el elemento debe ser diseñado para soportar T_. de acuerdo con C.11.5.3 a

C.11.5.6.

C.11.5.2.2 – En una estructura estáticamente indeterminada, donde se puede producir una reducción del

momento torsional en el elemento debido a la redistribución de fuerzas internas después del agrietamiento, se permite reducir el máximo T_. a los valores dados en (a), (b) o (c) según corresponda:

(a) En elementos no preesforzados, en las secciones descritas en C.11.5.2.4:

$0.33Xf | A¹1

(b) En elementos preesforzados, en las secciones descritas en C.11.5.2.5:

(c) Para elementos no preesforzados sometidos a una fuerza axial de tracción o compresión:

En los casos (a), (b) ó (c), los momentos de flexión y las fuerzas cortantes redistribuidas a los elementos adyacentes deben usarse en el diseño de estos elementos. Para secciones huecas, A_cP no debe ser reemplazado por A_g en

C.11.5.2.2.

C.11.5.2.3 – A menos que se determine por medio de un análisis más exacto, se permite tomar las cargas

torsionales de la losa como uniformemente distribuidas a lo largo del elemento.

C.11.5.2.4 – En elementos no preesforzados, las secciones ubicadas a menos de una distancia d de la cara de

un apoyo deben ser diseñadas por lo menos para T_. calculada a una distancia d. Si se presenta un torque concentrado dentro de dicha distancia, la sección crítica de diseño debe ser la cara del apoyo.

C.11.5.2.5 – En elementos preesforzados, las secciones ubicadas a menos de una distancia h/2 de la cara de un

apoyo deben ser diseñadas por lo menos para T. calculada a una distancia h/2. Si se presenta un torque concentrado dentro de dicha distancia, la sección crítica de diseño debe ser la cara del apoyo.

C.11.5.3 – Resistencia al momento torsional

C.11.5.3.1 – Las dimensiones de la sección transversal deben ser tales que:

(a) en secciones sólidas:

(b) en secciones huecas:

Para elementos preesforzados, ddebe determinarse de acuerdo con C.11.4.3.

C.11.5.3.2 – Si el espesor de la pared varía a lo largo del perímetro de una sección hueca, la ecuación (C.11-19)

debe ser evaluada en la ubicación en donde el lado izquierdo de la ecuación (C.11-19) sea máximo.

C.11.5.3.3 – Si el espesor de la pared es menor que /p_k, el segundo término en la ecuación (C.11-19) debe

ser tomado como:

í ^Tu I

1¹.⁷Aoh^t J

donde t es el espesor de la pared de la sección hueca en la ubicación donde se están verificando los esfuerzos.

C.11.5.3.4 – Los valores de f_y y f_yt usados en diseño de refuerzo para torsión no debe exceder 420 MPa.

C.11.5.3.5 – Donde T excede la torsión crítica, el diseño de la sección debe basarse en:

?T„ Tu

(C.11-20)

C.11.5.3.6 – T_n debe calcularse por medio de:

2A_o A_tf_yt

T_n =–^l^cot 9 (C.11-21)

ⁿs

donde Ao debe determinarse por análisis, excepto que se permite tomar Ao igual a 0.85Ao_h; e no debe tomarse

menor a 30° ni mayor que 60°. Se puede tomar 9 igual a:

(a) 45° en elementos no preesforzados o con un preesforzado menor al indicado en (b),

(b) 37.5° para elementos preesforzados con una fuerza efectiva de preesforzado no menor a un 40 por ciento de

la resistencia a tracción del refuerzo longitudinal.

C.11.5.3.7 – El área adicional de refuerzo longitudinal necesario para resistir torsión, A, no debe ser menor que:

donde 9 debe tener el mismo valor usado en la ecuación (C.11-21) y A^/s debe tomarse como la cantidad calculada con la ecuación (C.11-21) sin modificarla de acuerdo con C.11.5.5.2 ó C.11.5.5.3; f_ytse refiere al refuerzo transversal cerrado para torsión y f_y al refuerzo longitudinal de torsión.

C.11.5.3.8 – El refuerzo necesario para torsión debe ser agregado al necesario para el cortante, momento y fuerza axial que actúan en combinación con la torsión. Debe cumplirse con el requisito más restrictivo para el

espaciamiento y la colocación.

C.11.5.3.9 – Se permite reducir el área de refuerzo longitudinal para torsión en la zona de compresión por flexión en una cantidad igual a M^(0.9dfy), donde Mu ocurre en la sección simultáneamente con Ti, pero el refuerzo

provisto no debe ser menor que el requerido por C.11.5.5.3 ó C.11.5.6.2.

C.11.5.3.10 – En vigas preesforzadas:

(a) el total del refuerzo longitudinal, incluyendo el acero de preesforzado, debe resistir en cada sección M_u en dicha sección más una fuerza de tracción longitudinal concéntrica adicional igual a Af, basada en el valor de

T_u en esa sección, y

(b) el espaciamiento del refuerzo longitudinal incluyendo los tendones debe satisfacer los requisitos de C.11.6.6.2.

C.11.5.3.11 – En vigas preesforzadas, se permite reducir el área de refuerzo longitudinal para torsión, en el lado en compresión debido a flexión del elemento, por debajo de la requerida en C.11.5.3.10 de acuerdo con C.11.5.3.9.

C.11.5.4 – Detalles del refuerzo para torsión

C.11.5.4.1 – El refuerzo para torsión debe consistir en barras longitudinales o tendones y en uno o más de los

siguientes tipos de refuerzo:

(a) estribos cerrados perpendiculares al eje del elemento, o

(b) un conjunto cerrado compuesto por refuerzo electrosoldado de alambre, con alambres transversales

perpendiculares al eje del elemento, o

(c) refuerzo en espiral en vigas no preesforzadas.

C.11.5.4.2 – El refuerzo transversal para torsión debe estar anclado por uno de los siguientes medios:

(a) un gancho estándar de 135° ó un gancho sísmico, como se define en C.2.2, alrededor de una barra

longitudinal, o

(b) de acuerdo con C.12.13.2.1, C.12.13.2.2 ó C.12.13.2.3 en zonas donde el concreto que rodea al anclaje está protegido contra el descascaramiento mediante un ala, losa o elemento similar.

C.11.5.4.3 – El refuerzo longitudinal para torsión debe ser desarrollado en ambos extremos.

C.11.5.4.4 – En secciones huecas a torsión, la distancia desde el eje del refuerzo transversal para torsión hasta la

cara interior de la pared de la sección hueca no debe ser menor que 0.5Aoh/Ph.

C.11.5.5 – Refuerzo mínimo para torsión

C.11.5.5.1 – Debe proporcionarse un área mínima de refuerzo para torsión en toda zona donde T_u supere el

valor del umbral de torsión dado en C.11.5.1.

C.11.5.5.2 – Donde se requiera refuerzo para torsión de acuerdo con C.11.5.5.1, el área mínima de estribos cerrados debe calcularse como:

(A_v + 2A_t ) = 0.062f (C.11-23)

^fyt

Pero no debe ser menor de (0.35bws)/fyt.

C.11.5.5.3 – Donde se requiera refuerzo para torsión de acuerdo con C.11.5.5.1, el área mínima total de refuerzo

longitudinal para torsión, A¿ mn, debe calcularse como:

donde A^/s no debe tomarse menor que 0.l75bw/fyt; fyt se refiere al refuerzo transversal cerrado para torsión y fy al refuerzo longitudinal para torsión.

C.11.5.6 – Espaciamiento del refuerzo para torsión

C.11.5.6.1 – El espaciamiento del refuerzo transversal para torsión no debe exceder el menor valor entre Ph/8 y

300 mm.

C.11.5.6.2 – El refuerzo longitudinal requerido para torsión debe estar distribuido a lo largo del perímetro del estribo cerrado con un espaciamiento máximo de 300 mm. Las barras longitudinales o tendones deben estar dentro

de los estribos. Debe haber al menos una barra longitudinal o tendón en cada esquina de los estribos. Las barras longitudinales deben tener un diámetro de al menos 0.042 veces el espaciamiento entre estribos, pero no menos de diámetro No. 3 (3/8”) ó 10M (10 mm).

C.11.5.6.3 – El refuerzo para torsión debe disponerse en una distancia al menos (bt + d) más allá del punto en

que se requiera por análisis.

C.11.5.7 – Diseño alternativo para torsión

Para el diseño a torsión de secciones sólidas dentro del alcance de este Título C del Reglamento NSR-10 con una

relación de forma de la sección, h/b, de tres o más, se puede utilizar otro procedimiento, cuya bondad se haya demostrado por análisis y concordancia adecuada con los resultados de ensayos de alcance apropiado. Las

secciones C.11.5.4 y C.11.5.6 aplican.

C.11.6 – Cortante por fricción

C.11.6.1 – Las disposiciones de C.11.6 se aplican cuando es adecuado considerar la transmisión del cortante a través de un plano dado, tal como una fisura existente o potencial, una superficie de contacto entre materiales

distintos, o una superficie de contacto entre dos concretos colocados en diferentes momentos.

C.11.6.2 – El diseño de secciones sometidas a transferencia de cortante, como las descritas en C.11.6.1, deben

basarse en la ecuación (C.11-1), donde V_n se calcula de acuerdo con las disposiciones de C.11.6.3 ó C.11.6.4.

C.11.6.3 – Debe suponerse que se presenta una fisura a lo largo del plano de cortante considerado. El área

requerida de refuerzo de cortante por fricción A_vf, a través del plano de cortante, debe diseñarse aplicando lo

estipulado en C.11.6.4 o cualquier otro método de diseño de transferencia de cortante concordante con los resultados de ensayos experimentales representativos.

C.11.6.3.1 – Las disposiciones de C.11.6.5 a C.11.6.10 deben aplicarse para todos los cálculos de resistencia a la

transferencia de cortante.

C.11.6.4 – Método de diseño de cortante por fricción

C.11.6.4.1 – Donde el refuerzo de cortante por fricción es perpendicular al plano de cortante, V_n debe calcularse

mediante:

Vn = AvffyH (C.11-25)

donde p es el coeficiente de fricción de acuerdo con C.11.6.4.3.

C.11.6.4.2 – Donde el refuerzo de cortante por fricción está inclinado en relación con el plano de cortante, de

manera que el esfuerzo cortante produce tracción en el refuerzo de cortante por fricción, V_n debe calcularse mediante

Vn = Avffy (p sen a+cos a) (C.11-26)

donde a es el ángulo entre el refuerzo de cortante por fricción y el plano de cortante.

C.11.6.4.3 – El coeficiente de fricción p en las ecuaciones (C.11-25) y (C.11-26) debe ser tomado como:

Para concreto colocado monolíticamente 1.4X

Concreto colocado sobre concreto endurecido con la superficie intencionalmente rugosa como se especifica en C.11.6.9  1.0X

Concreto colocado sobre concreto endurecido no intencionalmente rugoso 0.6X

Concreto anclado a acero estructural mediante pernos con cabeza o mediante barras de refuerzo (véase C.11.6.10) 0.7X

donde X = 1.0 para concreto normal, 0.75 para concreto liviano en todos sus componentes. Para otros casos X debe ser determinado con base en las dosificaciones volumétricas de los agregados de peso liviano y normal como se

especifica en C.8.6.1, pero no debe exceder de 0.85.

C.11.6.5 – Para concreto de peso normal ya sea colocado monolíticamente o colocado contra concreto endurecido con su superficie intencionalmente rugosa como se especifica en 11.6.9, Vn no debe exceder al menor de 0.2f_c'A_c,

(3.3 + 0.08fc)Ac y llAc, donde Ac es el área de la sección de concreto que resiste la transferencia de cortante en mm² y 3.3 y 11.0 están en MPa. Para todos los demás casos, Vn no debe exceder al menor de 0.2fc'Ac ó 5.5Ac (5.5 en MPa). Si se coloca concreto de menor resistencia contra un concreto de mayor resistencia, el valor de f debe ser el f para el concreto de más baja resistencia.

C.11.6.6 – El valor de f_y utilizado para diseño del refuerzo de cortante por fricción no debe exceder 420 MPa.

^y

C.11.6.7– La tracción neta a través del plano de cortante debe ser resistida mediante refuerzo adicional. Se permite tomar la compresión neta permanente a través del plano de cortante como aditiva a la fuerza en el refuerzo de cortante por fricción, A_vff_y, al calcular el A_vf requerido.

C.11.6.8 – El refuerzo de cortante por fricción debe colocarse apropiadamente a lo largo del plano de cortante, y debe estar anclado para desarrollar f_y en ambos lados mediante una longitud embebida en el concreto, ganchos, o

soldadura a dispositivos especiales.

C.11.6.9 – Para los fines de C.11.6, cuando el concreto se coloca sobre concreto previamente endurecido, la interfaz

donde se produce la transferencia de cortante debe estar limpia y libre de lechada. Cuando p se supone igual a

1.0X, la interfaz debe hacerse rugosa con una amplitud completa de aproximadamente 6 mm.

C.11.6.10 – Cuando el cortante se transfiere entre acero laminado y concreto empleando pasadores con cabeza o

barras de refuerzo soldadas, el acero debe estar limpio y sin pintura.

C.11.7 – Vigas altas

C.11.7.1 – Las disposiciones de C.11.7 deben ser aplicadas a elementos coni* que no exceda cuatro veces la altura total del elemento o a las regiones de la viga cargadas con cargas concentradas dentro del doble de la altura

del elemento desde el apoyo y que estén cargados en una de sus caras y apoyada en su cara opuesta, de manera tal que puedan desarrollarse puntales de compresión entre las caras y los apoyos. Véase también C.12.10.6.

C.11.7.2 – Las vigas altas deben ser diseñadas usando el análisis no lineal como lo permite C.10.7.1 ó bien, el

Apéndice C-A.

C.11.7.3 – Vn para las vigas altas no debe exceder 0.83fbwd.

C.11.7.4 – El área de refuerzo para cortante perpendicular al refuerzo de tracción por flexión, A_v, no debe ser menor

de 0.0025bws, y s no debe exceder el menor de d/5 ó 300 mm.

C.11.7.5 – El área de refuerzo para cortante paralelo al refuerzo de tracción por flexión, A_vh, no debe ser menos de 0.0015bws2, y s2 no debe exceder el menor de d/5 ó 300 mm.

C.11.7.6 – Se permite diseñar el refuerzo cumpliendo con las disposiciones de C-A.3.3 en lugar del refuerzo horizontal y vertical mínimo especificado en C.11.7.4 y C.11.7.5.

C.11.8 – Disposiciones especiales para ménsulas y cartelas

C.11.8.1 – Se puede utilizar el Apéndice C-A en el diseño de ménsulas y cartelas con una relación de luz de cortante

a altura, a,/d, menor que 2. Se puede diseñar ménsulas y cartelas utilizando C.11.8.3 y C.11.8.4, cuando:

(a) a,/d, no mayor que 1, y

(b) Cuando están sometidas a una fuerza mayorada de tracción horizontal, N_uc, no mayor que V_u.

Los requisitos de C.11.8.2, C.11.8.3.2.1, C.11.8.3.2.2, C.11.8.5, C.11.8.6 y C.11.8.7 aplican al diseño de ménsulas y cartelas. La altura útil d debe ser determinada en la cara del apoyo.
C.11.8.2 – La altura en el borde exterior del área de apoyo no debe ser menor de 0.5d.
C.11.8.3 – La sección en la cara del apoyo debe diseñarse para resistir simultáneamente V_u, un momento mayorado

^u

[Vuav + Nuc (h -d)j y una fuerza mayorada de tracción horizontal, Nuc.

C.11.8.3.1 – En todos los cálculos de diseño de acuerdo con C.11.8, debe tomarse igual a 0.75.

C.11.8.3.2 – El diseño del refuerzo de cortante por fricción, A_vf para resistir V_u debe cumplir con C.11.6.

C.11.8.3.2.1 – Para concreto de densidad normal Vn no debe exceder al menor de 0.2fc'bwd,

(3.3 + 0.08fc')bwd y 11bwd, donde 3.3 y 11 están en MPa.

C.11.8.3.2.2 – Para el concreto liviano en todos sus componentes o concreto liviano con arena de peso normal

Vn no debe tomarse mayor que el menor de (0.2-0.07a,/d)fbwd ó (5.5- 1.9a,/d)bwd, donde 5.5 y 1.9 están en

MPa.

C.11.8.3.3 – El refuerzo Af para resistir el momento mayorado [V^ + N^(h-d)] debe calcularse de acuerdo con C.10.2 y C.10.3.

C.11.8.3.4 – El refuerzo An para resistir la fuerza mayorada de tracción Nuc debe determinarse de $Anfy Nuc. La fuerza de tracción mayorada, N_uc, no debe tomarse menor que 0.2V_u, a menos que se tomen disposiciones especiales para evitar las fuerzas de tracción. N_uc debe considerarse como una carga viva aún cuando la tracción resulte de restricción al flujo plástico, retracción, o variación de temperatura.

C.11.8.3.5 – El área del refuerzo principal de tracción Asc, no debe ser menos que la mayor entre (Af + An) y (2A,^3 + An ).

C.11.8.4 – El área total,A_h, de estribos cerrados o estribos paralelos al refuerzo principal de tracción no debe ser menos que 0.5(Asc - An). Ah debe distribuirse uniformemente dentro de los (2/3)d adyacentes al refuerzo principal de tracción.

C.11.8.5 – Asc/bd no debe ser menor que 0.04(fc'/fy ).

C.11.8.6 – En la cara frontal de una ménsula o cartela, el refuerzo principal de tracción debe anclarse de acuerdo con uno de los métodos siguientes:

(a) Mediante soldadura estructural a una barra transversal de por lo menos el mismo diámetro; la soldadura debe diseñarse para desarrollar f_ydel refuerzo principal de tracción.

(b) Mediante doblado hacia atrás del refuerzo principal de tracción para formar un lazo horizontal o,

(c) Mediante algún otro medio de anclaje positivo.

C.11.8.7 – El área de apoyo sobre una ménsula o cartela no debe proyectarse más allá de la porción recta de las barras de refuerzo principal de tracción, ni proyectarse más allá de la cara interior de la barra transversal de anclaje (cuando ésta exista).

C.11.9 – Disposiciones especiales para muros

C.11.9.1 – El diseño para fuerzas cortantes perpendiculares al plano del muro debe hacerse según lo estipulado en las disposiciones para losas de C.11.11. El diseño para fuerzas cortantes horizontales en el plano del muro debe hacerse de acuerdo con las disposiciones de C.11.9.2 a C.11.9.9. De manera alternativa, se permite diseñar muros con una altura máxima que no exceda al doble del largo del muro para las fuerzas cortantes horizontales de acuerdo con el Apéndice C-A y C.11.9.9.2 a C.11.9.9.5.

C.11.9.2 – El diseño de la sección horizontal para cortante en el plano del muro debe estar basado en las ecuaciones (C.11-1) y (C.11-2), donde V_c debe estar de acuerdo con C.11.9.5 ó C.11.9.6, y V_s debe cumplir con lo estipulado en C.11.9.9.

C.11.9.3 –V_n en cualquier sección horizontal para cortante en el plano del muro no debe tomarse mayor que 0.83fhd, donde h es el espesor del muro y d se define en C.11.9.4.

C.11.9.4 – Para el diseño de fuerza cortantes horizontales en el plano del muro, d debe considerarse igual a 0.8/ w. Se puede utilizar un valor mayor de d, igual a la distancia de la fibra extrema en compresión a la resultante de las fuerzas de todo el refuerzo en tracción, cuando la ubicación de la resultante se determine por un análisis de compatibilidad de deformaciones.

C.11.9.5 – A menos que se haga un cálculo más detallado de acuerdo con C.11.9.6, V_c no se debe tomar mayor que 0.17^f¡jhd para muros sometidos a compresión axial, ni Vc debe tomarse mayor que el valor dado en C.11.2.2.3 para muros sometidos a tracción axial.

C.11.9.6 – V_c puede ser el menor de los valores calculados por medio de las ecuaciones (C.11-29) y (C.11-30).

(C.11-27)

C.11-28)

donde / w es la longitud total del muro y Nu es positivo para compresión y negativo para tracción. Si (Mu/V - / w es negativo, no se debe utilizar la ecuación (C.11-28).

C.11.9.7 – Se permite que las secciones situadas más cerca de la base del muro que una distancia /w/2 o la mitad de la altura del muro, la que sea menor, sean diseñadas para el mismo Vc calculado para una distancia /^2 o la mitad de la altura.

C.11.9.8 – Donde Vu sea menor que 0.5|Vc, el refuerzo debe proporcionarse según lo estipulado en C.11.9.9, o de acuerdo con el Capítulo C.14. Donde Vu sea mayor que 0.5$Vc, el refuerzo del muro para resistir el cortante debe proporcionarse según lo estipulado en C.11.9.9.

C.11.9.9 – Diseño del refuerzo para cortante en muros

C.11.9.9.1 – Donde Vu exceda, el refuerzo para cortante horizontal debe diseñarse para satisfacer las ecuaciones (C.11-1) y (C.11-2), donde V_s se debe calcular por medio de:

Avfyd

V_s = –^ (C.11-29)

^ss

donde A_v es el área de refuerzo horizontal para cortante con espaciamiento s, y dse determina de acuerdo con C.11.9.4. El refuerzo vertical para cortante debe proporcionarse de acuerdo con C.11.9.9.4.

C.11.9.9.2 – La cuantía de refuerzo horizontal para cortante, pt, no debe ser menor que 0.0025.

C.11.9.9.3 – El espaciamiento del refuerzo horizontal para cortante no debe exceder el menor de /^5, 3h, ó 450 mm, donde / w es la longitud total del muro.

C.11.9.9.4 – La cuantía de refuerzo vertical para cortante, p/, no debe ser menor que la mayor de:

p, = 0.0025 + 0.5^2.5- j^w^(p_t -0.0025) (C.11-30)

y 0.0025, pero no necesita ser mayor pt requerido por C.11.9.9.1. En la ecuación (C.11-30), /w es la longitud total del muro y h_wes la altura total del muro.

C.11.9.9.5 – El espaciamiento del refuerzo vertical para cortante no debe exceder el menor de ¿w/3, 3h, ó 450 mm, donde / w es la longitud total del muro.

C.11.10 – Transmisión de momentos a las columnas

C.11.10.1 – Cuando la carga por gravedad, viento, sismo u otras fuerzas laterales produzcan transmisión de momento en las conexiones de los elementos de la estructura a las columnas, el cortante que se derive de la transmisión de momento debe tomarse en consideración en el diseño del refuerzo transversal de las columnas.

C.11.10.2 – Excepto para las conexiones que no forman parte de un sistema primario resistente a fuerzas sísmicas y que están confinadas en cuatro lados por vigas o losas de altura aproximadamente igual, las conexiones deben tener refuerzo transversal no menor al requerido por la ecuación (C.11-13) dentro de la columna a una profundidad no menor que la que tenga la conexión más alta de los elementos del pórtico a las columnas. Véase también C.7.9.

C.11.11 – Disposiciones para losas y zapatas

C.11.11.1 – La resistencia a cortante de losas y zapatas en la cercanía de las columnas, de las cargas concentradas o de las reacciones está regida por la más severa de las siguientes dos condiciones:

C.11.11.1.1 – Comportamiento como viga en donde cada una de las secciones críticas que van a investigarse se extienden en un plano a través del ancho total. Para el comportamiento como viga, la losa o la zapata deben diseñarse de acuerdo con C.11.1 a C.11.4.

C.11.11.1.2 – Para comportamiento en dos direcciones, cada una de las secciones críticas que van a investigarse deben estar localizadas de modo que su perímetro, bo, es un mínimo, pero no debe estar más cerca de d/2 de:

(a) los bordes o las esquinas de las columnas, cargas concentradas, o áreas de reacción, o

(b) los cambios en la altura de la losa, tales como los bordes de capiteles, o ábacos, o descolgados para cortante.

Para losas o zapatas con comportamiento en dos direcciones, el diseño debe realizarse de acuerdo con C.11.11.2 a C.11.11.6.

C.11.11.1.3 – Para columnas cuadradas o rectangulares, cargas concentradas, o áreas de reacción, se permiten secciones críticas con cuatro lados rectos.

C.11.11.2 – El diseño de una losa o zapata con comportamiento en dos direcciones está basado en las ecuaciones (C.11-1) y (C.11-2). Vc debe ser calculado de acuerdo con C.11.11.2.1, C.11.11.2.2, ó C.11.11.3.1. Vs debe ser calculado de acuerdo con C.11.11.3. Para losas con cabezas de cortante, V_n debe estar de acuerdo con C.11.11.4. Cuando el momento es transferido entre una losa y una columna, debe cumplirse C.11.11.7.

C.11.11.2.1 – Para losas no preesforzadas y zapatas, V_c debe ser el menor entre (a), (b) y (c):

(a) Vc = 0.17^1 + |y,fbod (C.11-31)

donde p es la relación del lado largo al lado corto de la columna, la carga concentrada, o el área de reacción,

(b) V_c = 0.083^-+ 2^fb_od (C.11-32)

donde «s es 40 para columnas interiores, 30 para columnas de borde, y 20 para columnas en esquina, y

(c) V_c = 0.331fb_od (C. 11-33)

C.11.11.2.2 – En columnas de losas preesforzadas en dos direcciones y zapatas que cumplan con los requisitos de C.18.9.3

Vc =(Pp*f+ 0.3fpc) bod + Vp (C.11-34)

donde pp es el menor entre 0.29 y 0.083(asd/bo +1.5), «s es 40 para columnas interiores, 30 para columnas de borde y 20 para columnas en esquina, b_o es el perímetro de la sección crítica definida en C.11.11.1.2, f_pc se toma como el valor promedio de f_pc para las dos direcciones, y V_p es la componente vertical de todas las fuerzas efectivas de preesforzado que cruzan la sección crítica. Se permite calcular V_c con la ecuación (C.11-34) si se satisface lo siguiente; en caso contrario se debe aplicar C.11.11.2.1:

(a) ninguna porción de la sección transversal de una columna debe estar más cerca a un borde discontinuo que 4 veces el espesor de la losa, y

(b) .f utilizado en la ecuación (C.11-34) no debe tomarse mayor que 0.5 MPa y

(c) f_pc en cada dirección no debe ser menor que 0.9 MPa, ni tomarse mayor que 3.5 MPa.

C.11.11.3 – Se permite emplear refuerzo de cortante consistente en barras o alambres y estribos de una o varias ramas en losas y zapatas con d mayor o igual a 150 mm, pero no menor de 16 veces el diámetro de la barra de refuerzo al cortante. El refuerzo de cortante debe estar en concordancia con C.11.11.3.1 a C.11.11.3.4.

C.11.11.3.1 – Vn debe calcularse con la ecuación (11-2), donde Vc no debe tomarse mayor que 0.17Xfbod, y V_s debe calcularse de acuerdo con C.11.4. En la ecuación (C.11-15), A_v debe tomarse como el área de sección transversal de todas las ramas de refuerzo en una línea periférica que es geométricamente similar al perímetro de la sección de la columna.

C.11.11.3.2 – Vn no debe considerarse mayor que 0.5fbod.

C.11.11.3.3 – La distancia entre la cara de la columna y la primera línea de las ramas de los estribos que rodean la columna no deben exceder a d/2. El espaciamiento entre las ramas adyacentes de los estribos en la primera línea de refuerzo para cortante no debe exceder 2d medido en una dirección paralela a la cara de la columna. El espaciamiento entre las líneas sucesivas de refuerzo para cortante que rodean la columna no debe exceder de d/2 en una dirección perpendicular a la cara de la columna.

C.11.11.3.4 – El refuerzo para cortante en losas debe cumplir con los requisitos de C.12.13 y debe amarrar el refuerzo de flexión longitudinal en la dirección que esté siendo considerado.

C.11.11.4 – En losas se permite emplear refuerzo para cortante consistente en vigas estructurales I o canales de acero (cabezas de cortante). Las disposiciones de C.11.11.4.1 a C.11.11.4.9 deben aplicarse cuando el cortante por carga gravitacional se transmita en las columnas de apoyo interiores. Cuando se transfiere momento a las columnas, debe aplicarse C.11.11.7.3.

C.11.11.4.1 – Cada cabeza de cortante debe consistir en perfiles de acero soldados fabricados con soldadura de penetración completa formando brazos idénticos en ángulo recto. Los brazos de la cabeza de cortante no deben interrumpirse dentro de la sección de la columna.

C.11.11.4.2 – La altura de la cabeza de cortante no debe ser mayor que 70 veces el espesor del alma del perfil de acero.

la suma de: (1) el recubrimiento de concreto en el refuerzo inferior a flexión; (2) el recubrimiento de concreto en la

cabeza del perno y (3) la mitad del diámetro de la barra del refuerzo inferior para flexión.

C.11.11.5.1 – Para la sección crítica definida en C.11.11.1.2, V_n debe calcularse con la ecuación (C.11-2); V_c y

Vn no deben exceder de 0.25Xfbod, y O.óófbod, respectivamente. Vs debe calcularse usando la ecuación (C.11- 15) con A_v igual al área de la sección transversal de todos los refuerzos a cortante en una línea periférica que sea

aproximadamente paralela al perímetro de la sección de la columna, donde s es el espaciamiento de las líneas

periféricas del perno soldado con cabeza. Avf_y/ (bos) no debe ser menor de 0.17f.

C.11.11.5.2 – El espaciamiento entre la cara de la columna y la primera línea perimetral del refuerzo a cortante no

debe exceder de d/2. El espaciamiento entre las líneas periféricas del refuerzo a cortante, medido en una dirección

perpendicular a cualquier cara de la columna, debe ser constante. Para losas preesforzadas o zapatas que cumplen con C.11.11.2.2, este espaciamiento no debe exceder de 0.75d; para todas las demás losas y zapatas, el espaciamiento debe basarse en el valor del esfuerzo a cortante debido a la fuerza de cortante mayorada y al momento no balanceado en la sección crítica definida en C.11.11.1.2, y no debe exceder de:

(a) 0.75d donde los esfuerzos máximos de cortante debido a las cargas mayoradas son igual o menor a 0.5^ff,

^y

(b) 0.5d donde los esfuerzos máximos de cortante debido a las cargas mayoradas son mayor a 0.5^f,

C.11.11.5.3 - El espaciamiento entre elementos de refuerzo a cortante adyacentes, medido en el perímetro de la

primera línea perimetral del refuerzo a cortante, no debe exceder de 2d.

C.11.11.5.4 - La fuerza cortante debida a la fuerza de cortante y momento mayorados no debe exceder de

0.17$xf en la sección crítica ubicada d/2 fuera de la línea perimetral más externa del refuerzo a cortante.

C.11.11.6 – Aberturas en losas

Cuando las aberturas de las losas están situadas a una distancia de la zona de carga concentrada o de reacción

menor a 10 veces la altura de la losa, o cuando las aberturas de las losas planas están localizadas dentro de las franjas de columnas que se definen en el Capítulo C.13, las secciones críticas de la losa para cortante, que se definen

en C.11.11.1.2 y C.11.11.4.7, deben modificarse como sigue:

C.11.11.6.1 – En losas sin cabezas de cortante, no debe considerarse efectiva aquella parte del perímetro de la

sección crítica que esté circunscrita por líneas rectas que se proyectan desde el centroide de la columna, de la carga

concentrada o del área de la reacción y que son tangentes a los límites de las aberturas.

C.11.11.6.2– En losas con cabezas de cortante, la parte del perímetro que se considera no efectiva debe ser 1/2 de la que se define en C.11.11.6.1.

C.11.11.7 – Transferencia de momento en las conexiones de losa a columna

C.11.11.7.1 – Donde la carga gravitacional, por viento, o sismo, u otras fuerzas laterales produzcan transmisión

de momento no balanceado M_u entre una losa y una columna, yfM_u debe ser transmitido por flexión de acuerdo con C.13.5.3. El resto del momento no balanceado dado por y_vMu se considera transferido por excentricidad de cortante

alrededor del centroide de la sección crítica definida en C.11.11.1.2, donde

Tv =(1 -Tf) (C.11-37)

C.11.11.7.2 – El esfuerzo cortante que resulta de la transferencia de momento por excentricidad de cortante debe

suponerse que varía linealmente alrededor del centroide de las secciones críticas definidas en C.11.11.1.2. El máximo

esfuerzo cortante debido a Vu y Mu no debe exceder :

(a) Para elementos sin refuerzo para cortante

K -?V7(b.d) (C.11-38)

donde V_c se define en C.11.11.2.1 ó C.11.11.2.2.

(b) Para elementos con refuerzo para cortante distinto a cabezas de cortante:

K -?(' + Vs )/b_od (C.11-39)

donde V_c y V_s se definen en C.11.11.3.1. El diseño debe tomar en cuenta la variación del esfuerzo cortante alrededor de la columna. El esfuerzo cortante debido a la fuerza cortante y momento mayorados no deben exceder de 0.17*lf en la sección crítica ubicada a d/2 fuera de la línea exterior de las ramas del estribo que rodean la columna.

C.11.11.7.3 – Cuando se provee refuerzo para cortante consistente en vigas I o canales de acero (cabezas de cortante), la suma de los esfuerzos cortantes debidas a la acción de la carga vertical sobre la sección crítica definida por

C.11.11.4.7 y los esfuerzos cortantes que resultan del momento transferido por excentricidad de cortante alrededor del centroide de la sección crítica definida en

C.11.11.1.2(a) y C.11.11.1.3 no debe exceder de ^0.33^f¡f.

Notas:

CAPITULO C.12.

LONGITUDES DE DESARROLLO Y EMPALMES DEL REFUERZO.

C.12.1 – Desarrollo del refuerzo – Generalidades

C.12.1.1 – La tracción o comprensión calculada en el refuerzo de cada sección de elementos de concreto estructural debe ser desarrollada hacia cada lado de dicha sección mediante una longitud embebida en el concreto por medio de gancho, barra corrugada con cabeza o dispositivo mecánico, o una combinación de ellos. Los ganchos y barras corrugadas con cabeza no se deben emplear para desarrollar barras en compresión.

C.12.1.2 – Los valores de f usados en este Capítulo no deben exceder de 8.3 MPa.

C.12.1.3 – Además de los requisitos establecidos en este Capítulo que afectan el detalle del refuerzo, se deben cumplir los requisitos de integridad estructural de C.7.13.

C.12.2 – Desarrollo de barras corrugadas y de alambres corrugados a tracción

C.12.2.1 – La longitud de desarrollo para barras corrugadas y alambre corrugado en tracción, /d, debe determinarse a partir de C.12.2.2 ó C.12.2.3, con los factores de modificación de C.12.2.4 y C.12.2.5, pero /d no debe ser menor que 300 mm.

C.12.2.2 – Para barras corrugadas o alambres corrugados, /d debe ser:

.12.2.3 – Para barras corrugadas y alambres corrugados /d debe ser:

^db

(C.12-1)

en donde el término (c_b + Kt_r/d_b) no debe tomarse mayor a 2.5 y

K

tr

40Atr

sn

(C.12-2)

en donde n es el número de barras o alambres que se empalman o desarrollan dentro del plano de hendimiento. Se puede usar K_u = 0 como una simplificación de diseño aún si hay refuerzo transversal presente.

C.12.2.4– Los factores a usar en las expresiones para la longitud de desarrollo de barras y alambres corrugados en tracción en C.12.2 son los siguientes:

(a) Cuando para el refuerzo horizontal se colocan más 300 mm de concreto fresco debajo de la longitud de desarrollo o un empalme, Vt ⁼ 1.3. Otras situaciones Vt = 1.0.

(b) Barras o alambres con recubrimiento epóxico con menos de 3d_b de recubrimiento, o separación libre menor de 6db, Ve = 1.5. Para todas las otras barras o alambres con recubrimiento epóxico, ⁼ 1.2. Refuerzo sin recubrimiento y refuerzo recubierto con cinc (galvanizado), Ve ⁼ 1.0.

No obstante, el producto VtVe no necesita ser mayor de 1.7.

(c) Para barras No. 6 (3/4”) ó 20M (20 mm) o menores y alambres corrugados, Vs = 0.8. Para barras No. 7 (7/8”) ó 22M (22 mm) y mayores, Vs = 1.0.

(d) Donde se use concreto liviano, X no debe exceder de 0.75 a menos que se especifique f_rt (véase C.8.6.1). Donde se use concreto de peso normal, X = 1.0.

C.12.2.5 – Refuerzo en exceso

Se permite reducir /d en (As requerido) / (As suministrado) cuando el refuerzo en un elemento sometido a flexión excede el requerido por análisis, excepto cuando se requiere específicamente anclaje o desarrollo para f_y o el refuerzo sea diseñado según C.21.2.1.6.

C.12.3 – Desarrollo de barras corrugadas y alambres corrugados a compresión

C.12.3.1 – La longitud de desarrollo para barras corrugadas y alambre a compresión, /dc, se debe calcular a partir de C.12.3.2 y de los factores de modificación de C.12.3.3, pero /dc no debe ser menor de 200 mm.

C.12.3.2 – Para las barras corrugadas y alambres corrugados, /dc debe tomarse como el mayor entre (o.24fy/Xf)db y (o.043fy)db, donde X se toma como indica C.12.2.4(d) y la constante 0.043 tiene la unidad de mm²/N

C.12.3.3 – Se permite multiplicar la longitud /dc en 12.3.2 por los siguientes factores:

a) El refuerzo excede lo requerido por el

análisis  (A_s requerido)/(A_s proporcionado)

b) El refuerzo está confinado por una espiral cuya barra tiene un diámetro no menor

de 6 mm y no más que 100 mm de paso o dentro de estribos No. 13 de acuerdo con

C.7.10.5, y espaciadas a distancias no mayores que 100 mm medidos entre centros

C.12.4 – Desarrollo de paquetes de barras

C.12.4.1 – La longitud de desarrollo de cada barra individual dentro de un paquete de barras sometido a tracción o a comprensión, debe ser aquella de la barra individual aumentada un 20 por ciento para un paquete de 3 barras y en un 33 por ciento para un paquete de 4 barras.

C.12.4.2 – Para determinar los valores adecuados de espaciamiento y recubrimiento en C.12.2.2, así como el parámetro de confinamiento en C.12.2.3 y el factor en C.12.2.4(b), un paquete de barras debe ser tratado como una sola barra de un diámetro derivado del área total equivalente y con un centroide que coincide con el del paquete de barras.

C.12.5 – Desarrollo de ganchos estándar en tracción

C.12.5.1 – La longitud de desarrollo para barras corrugadas en tracción que terminen en un gancho estándar (véase
C.7.1),/dh se debe calcular de C.12.5.2 y los factores de modificación de C.12.5.3, pero/dh no debe ser menor que el
mayor de 8d_b y 150 mm.

C.12.5.2 – Para las barras corrugadas,/dh debe ser (o.24v_ef_y/Xf)db con Ve igual a 0.75 para concreto con
agregados livianos. Para otros casos, Ve y X deben tomarse igual a 1.0.

C.12.5.3 – La longitud /dh en C.12.5.2 se puede multiplicar por los siguientes factores cuando corresponda:

a) Para ganchos de barras No. 36 y menores, con recubrimiento lateral (normal al
plano del gancho) no menor de 65 mm, y para ganchos de 90°, con recubrimiento

en la extensión de la barra más allá del gancho no menor de 50 mm   0.7

b) Para ganchos de 90° de barras No. 36 y menores que se encuentran confinados por estribos perpendiculares a la barra que se está desarrollando, espaciados a lo largo de /dh a no más de 3db; o bien, rodeado con estribos paralelos a la barra que se está desarrollando y espaciados a no más de 3d_b a lo largo de la longitud

de desarrollo del extremo del gancho más el doblez  0.8

c) Para ganchos de 180° de barra No. 11 (1-3/8”) ó 36M (36 mm) y menores que

se encuentran confinados con estribos perpendiculares a la barra que se está

desarrollando, espaciados a no más de 3db a lo largo de /dh   0.8

d) Cuando no se requiera específicamente anclaje o longitud de desarrollo para f_y, y se dispone de una cuantía de refuerzo mayor a la requerida por análisis   ( A_s requerido) / ( A_s proporcionado).

En C.12.5.3(b) y C.12.5.3(c), d_b es el diámetro de la barra del gancho, y el primer estribo debe confinar la parte doblada del gancho, a una distancia menor a 2d_b del borde externo del gancho.

C.12.5.4 – Para barras que son desarrolladas mediante un gancho estándar en extremos discontinuos de elementos con recubrimiento sobre el gancho de menos de 65 mm en ambos lados y en el borde superior (o inferior), la barra con el gancho se debe confinar con estribos, perpendicular a la barra en desarrollo, espaciados en no más de 3d_b a lo largo de /dh. El primer estribo debe confinar la parte doblada del gancho dentro de 2db del exterior del doblez, donde d_b es el diámetro de la barra con gancho. En este caso, no deben aplicarse los factores de C.12.5.3. (b) y (c).

C.12.5.5 – Los ganchos no deben considerarse efectivos para el desarrollo de barras en comprensión.

C.12.6 – Desarrollo de las barras corrugadas con cabeza y ancladas mecánicamente en tracción

C.12.6.1 – La longitud de desarrollo en tracción de las barras corrugadas con cabeza, /d_t, debe ser determinada con C.12.6.2. El uso de cabezas para desarrollar las barras corrugadas en tracción debe quedar limitado a condiciones que cumplan con (a) hasta la (f):

(a) El f_y de la barra no debe exceder de 420 MPa.

(b) El tamaño de la barra no debe ser mayor de No. 11 (1-3/8”) ó 36M (36 mm)

(c) El concreto debe ser de peso normal

(d) El área de apoyo de la cabeza A_brg no debe ser menor a 4A_b

(e) El recubrimiento libre para la barra no debe ser menor de 2d_b, y

(f) El espaciamiento libre entre las barras no debe se menor de 4d_b

C.12.6.2 – Para las barras corrugadas con cabeza que cumplen con C.3.5.9, la longitud de desarrollo a tracción /dt, debe ser de (0.19 Yefy/f) db, donde el valor f' usado para calcular /dt no debe exceder de 40 MPa, y el factor Ve debe tomarse como 1.2 para refuerzos recubiertos con epóxico y 1.0 para otros casos. Donde el refuerzo esté en exceso sobre el requerido por el análisis, excepto donde el desarrollo de f_y se requiera específicamente, se permite que /dt sea multiplicado por (As requerido)/( As entregado). La longitud /dt no debe ser menor del mayor entre 8db y 150 mm.

C.12.6.3 – Las cabezas no se consideran efectivas en el desarrollo de las barras a compresión.

C.12.6.4 – Se permite cualquier fijación o dispositivo mecánico capaz de desarrollar el f_y del refuerzo, siempre que los resultados de los ensayos que demuestran que esa fijación o dispositivo es adecuado, estén aprobados por la autoridad competente. Se permite el desarrollo del refuerzo consistente en una combinación de anclaje mecánico más longitud de embebido del refuerzo entre la sección crítica y la fijación o dispositivo mecánico.

C.12.7 – Desarrollo de refuerzo electrosoldado de alambre corrugado a tracción

C.12.7.1 – La longitud de desarrollo del refuerzo electrosoldado de alambre corrugado en tracción, /d medida desde el punto de sección crítica hasta el extremo del alambre, debe calcularse como el producto de /d, de C.12.2.2 ó C.12.2.3 multiplicado por un factor para refuerzo electrosoldado de alambre Vw obtenido de C.12.7.2 ó C.12.7.3. Se permite reducir /d de acuerdo con C.12.2.5 cuando sea aplicable, pero /d no debe ser menor a 200 mm, excepto para el cálculo de los empalmes por traslapo de acuerdo con C.12.18. Cuando se utilice Vw de C.12.7.2, se permite usar un factor por revestimiento epóxico Ve igual a 1.0 para refuerzo electrosoldado de alambre corrugado revestido con epóxico en C.12.2.2 y C.12.2.3.

C.12.7.2 – Para refuerzo electrosoldado de alambre corrugado con al menos un alambre transversal dentro de /d y a no menos de 50 mm de la sección crítica Vw debe tomarse como el mayor de:

pero no necesita ser mayor a 1.0, donde s es la separación entre alambres que se desarrollan.

C.12.7.3 – Para refuerzo electrosoldado de alambre corrugado sin alambres transversales dentro de ¿d o con un alambre único a menos de 50 mm del punto de sección crítica, debe tomarse como 1.0, y ¿d debe determinarse
igual que para alambre corrugado.
C.12.7.4 – Cuando se presente algún alambre liso, o alambres corrugados de tamaño mayor que MD200 (16 mm de diámetro), en el refuerzo electrosoldado de alambre corrugado en la dirección de la longitud de desarrollo, el refuerzo electrosoldado de alambre debe ser desarrollado de acuerdo con C.12.8.

C.12.8 – Desarrollo de refuerzo electrosoldado de alambre liso a tracción

La resistencia a la fluencia del refuerzo electrosoldado de alambre liso, debe considerarse que se desarrolla mediante

el embebido en el concreto de 2 alambres transversales, con el alambre transversal más próximo a no menos de 50

mm de la sección crítica. Sin embargo, ¿d no debe ser menor que:

¿d “ ³.³(v)[f ⁽C.^12-3)

donde ¿d se mide desde la sección crítica hasta el alambre transversal más alejado, s es el espaciamiento entre alambres a desarrollarse, y X se da en C.12.2.4(d). Cuando el refuerzo proporcionado excede del requerido, ¿d

puede reducirse de acuerdo con C.12.2.5. La longitud ¿d no debe ser menor a 150 mm excepto para el cálculo de

empalmes por traslapo de acuerdo con C.12.19.

C.12.9 – Desarrollo de torones de preesforzado
C.12.9.1 – Salvo como se dispone en C.12.9.1.1, los torones de preesforzado de siete alambres deben adherirse más allá de la sección crítica en una distancia no menor que:
¿d =(a) ^{db +}[ ' db (C.12-4)

Las expresiones entre paréntesis se utilizan como constantes sin unidades.

C.12.9.1.1 – Se permite un embebido menor que ¿d en una sección de un elemento siempre que el esfuerzo de

diseño del torón para esa sección no exceda los valores obtenidos a partir de la relación bilineal de la ecuación (C.12-

4).

C.12.9.2 – Se permite limitar el estudio a aquellas secciones transversales más cercanas a cada extremo del elemento que requieran desarrollar su resistencia total de diseño bajo las cargas mayoradas, salvo donde la adherencia de uno o más torones no se extiende hasta el extremo del elemento, o donde se aplican cargas concentradas dentro de la longitud de desarrollo del torón.

C.12.9.3 – Cuando la adherencia del torón no se extienda hasta el extremo del elemento, y el diseño incluya

tracciones para la carga de servicio en la zona precomprimida de tracción, como lo permite C.18.4.2, se debe duplicar

¿d especificada en C.12.9.1.

C.12.10 – Desarrollo del refuerzo de flexión – Generalidades

C.12.10.1 – Se permite desarrollar el refuerzo de tracción doblándolo dentro del alma para anclarlo o hacerlo

continuo con el refuerzo de la cara opuesta del elemento.

C.12.10.2 – Las secciones críticas para el desarrollo del refuerzo en elementos sometidos a flexión son los puntos donde se presentan esfuerzos máximos y puntos del vano donde termina o se dobla el refuerzo adyacente. Las disposiciones de C.12.11.3 deben cumplirse.
C.12.10.3 – El refuerzo se debe extender más allá del punto en el que ya no es necesario para resistir flexión por una distancia igual a d ó 12d_b, la que sea mayor, excepto en los apoyos de vigas simplemente apoyadas y en el extremo libre de voladizos.

C.12.10.4 – El refuerzo continuo debe tener una longitud embebida no menor que ¿d más allá del punto en donde no

se requiere refuerzo de tracción para resistir la flexión.

C.12.10.5 – El refuerzo por flexión no debe terminarse en una zona de tracción, a menos que se satisfaga

C.12.10.5.1, C.12.10.5.2 ó C.12.10.5.3.

C.12.10.5.1 – Vu en el punto terminal no excede (2/3)4V.

C.12.10.5.2 – Que se proporcione un área de estribos, que exceda lo requerido para la torsión y cortante, a lo largo de cada barra o alambre que termina por una distancia a partir del punto de término del refuerzo igual a (3/4)d. El exceso de área de los estribos no debe ser menor que 0.41bws/fyt. El espaciamiento s no debe exceder de

d(80b).

C.12.10.5.3 – Para barras No. 36 y menores, en las que el refuerzo que continúa proporciona el doble del área

requerida por la flexión en el punto terminal y Vu no excede (3/4)4V.

C.12.10.6 – En elementos sometidos a flexión se debe proporcionar un anclaje adecuado para el refuerzo en tracción, cuando el esfuerzo en el refuerzo no es directamente proporcional al momento, como ocurre en las zapatas inclinadas, escalonadas o de sección variable; en ménsulas; en elementos de gran altura sometidos a flexión; o en elementos en los cuales el refuerzo de tracción no es paralelo a la cara de compresión. Véanse C.12.11.4 y C.12.12.4 sobre elementos de gran altura sometidos a flexión.

C.12.11 – Desarrollo del refuerzo para momento positivo

C.12.11.1 – Por lo menos 1/3 del refuerzo para momento positivo en elementos simplemente apoyados y 1/4 del refuerzo para momento positivo en elementos continuos, se debe prolongar a lo largo de la misma cara del elemento

hasta el apoyo. En las vigas, dicho refuerzo se debe prolongar, por lo menos 150 mm dentro del apoyo.

C.12.11.2 – Cuando un elemento sometido a flexión sea parte fundamental de un sistema que resiste cargas

laterales, el refuerzo para momento positivo que se requiere que se prolongue en el apoyo, de acuerdo con C.12.11.1,

se debe anclar para que sea capaz de desarrollar f_y en tracción en la cara de apoyo.
C.12.11.3 – En los apoyos simples y en los puntos de inflexión, el refuerzo de tracción para momento positivo debe limitarse a un diámetro tal que ¿d calculado para fy siguiendo C.12.2 satisfaga la ecuación (C.12-5), excepto que la ecuación (C.12-5) no necesita satisfacerse para los refuerzos que terminan más allá del eje central de los apoyos simples mediante un gancho estándar o un anclaje mecánico equivalente, como mínimo, a un gancho estándar.

^Mn

¿d í + ¿a (C.12-5)

Donde:

-_n se calcula suponiendo que todo el refuerzo de la sección está sometido a f_y.

V_u se calcula en la sección.
¿a en el apoyo debe ser la longitud embebida más allá del centro del apoyo.

¿a en el punto de inflexión debe limitarse a d ó 12db, el que sea mayor.

Se permite aumentar el valor de M_n/V en un 30 por ciento cuando los extremos del refuerzo estén confinados por

una reacción de compresión.

C.12.11.4 – En apoyos simples de elementos de gran altura sometidos a flexión, el refuerzo de tracción por momento positivo debe anclarse para desarrollar f_y en tracción en la cara del apoyo, excepto que el diseño se realice utilizando el Apéndice C-A, el refuerzo positivo a tracción debe anclarse de acuerdo con C-A.4.3.. En apoyos interiores de

elementos de gran altura sometidos a flexión, el refuerzo de tracción por momento positivo debe ser continuo o estar

empalmado con el del vano adyacente.

C.12.12 – Desarrollo del refuerzo para momento negativo

C.12.12.1 – El refuerzo para momento negativo en un elemento continuo, restringido, o en voladizo, o en cualquier

elemento de un pórtico rígido, debe anclarse en o a través de los elementos de apoyo mediante una longitud embebida, ganchos o anclajes mecánicos.

C.12.12.2 – El refuerzo para momento negativo debe tener una longitud embebida en el vano según lo requerido en

C.12.1 y C.12.10.3.

C.12.12.3 – Por lo menos 1/3 del refuerzo total por tracción en el apoyo proporcionado para resistir momento negativo debe tener una longitud embebida más allá del punto de inflexión, no menor que d, 12db ó ¿n/16, la que

sea mayor.

C.12.12.4 – En apoyos interiores de vigas de gran altura sometidas a flexión, el refuerzo de tracción por momento negativo debe ser continuo con el de los vanos adyacentes.

C.12.13 – Desarrollo del refuerzo del alma

C.12.13.1 – El refuerzo del alma debe colocarse tan cerca de las superficies de tracción y comprensión del elemento como lo permitan los requisitos de recubrimiento y la proximidad de otros refuerzos.

C.12.13.2 – Los extremos de las ramas individuales de los estribos en U, simples o múltiples, deben anclarse de cuerdo con lo indicado en C.12.13.2.1 a C.12.3.2.5.

C.12.13.2.1 – Para barras No. 16 y alambre MD200 (16 mm de diámetro) y menores y para barras No. 6 (3/4”) ó

20M (20 mm), No. 7 (7/8”) ó 22M (22 mm) y No. 8 (1”) ó 25M (25 mm) con f_yt igual a 280 MPa o menos, un gancho

estándar alrededor del refuerzo longitudinal.

C.12.13.2.2 – Para estribos No. 6 (3/4”) ó 20M (20 mm), No. 7 (7/8”) ó 22M (22 mm) y No. 8 (1”) ó 25M (25 mm)

con f_yt mayor que 280 MPa, un gancho de estribo estándar abrazando una barra longitudinal más una longitud embebida entre el punto medio de la altura del elemento y el extremo exterior del gancho igual o mayor que 0.17dbf_y^/(X/¡T).

C.12.13.2.3 – Para cada rama de refuerzo electrosoldado de alambre liso que forme un estribo en U sencillo, ya

sea por:
(a) Dos alambres longitudinales colocados con un separación de 50 mm a lo largo del elemento en la parte superior de la U.

(b) Un alambre longitudinal colocado a no más de d/4 de la cara en compresión, y un segundo alambre más

cercano a la cara en compresión y separado por lo menos 50 mm del primero. Se permite que el segundo alambre esté colocado en una rama del estribo después de un doblez, o en un doblez que tenga un diámetro interior de doblez no menor de 8d_b.

C.12.13.2.4 – Para cada extremo de un estribo de una rama de refuerzo electrosoldado de alambre, liso o

corrugado, dos alambres longitudinales con una separación mínima de 50 mm y con el alambre interior al menos a d/4 ó 50 mm, desde d/2. El alambre longitudinal exterior en la cara de tracción no debe estar más lejos de la cara

que la porción del refuerzo primario de flexión más cercano a la cara.

C.12.13.2.5 – En viguetas, como se definen en C.8.11, para barras No. 4 (1/2”) ó 12M (12 mm) y alambres MD130 (12.9 mm de diámetro) o menores, un gancho estándar.

C.12.13.3 – Entre los extremos anclados, cada doblez en la parte continua de los estribos en U, sencillos o múltiples,

debe abrazar una barra longitudinal.

C.12.13.4 – Las barras longitudinales dobladas para trabajar como refuerzo de cortante, si se extienden dentro de

una zona de tracción, deben ser continuas con el refuerzo longitudinal, y si se extienden dentro de una zona de compresión, deben anclarse más allá de la mitad de la altura útil, d/2, como se especifica para la longitud de

desarrollo en C.12.2 para la fracción de f_yt que se necesita para satisfacer la ecuación (C.11-17).

C.12.13.5 – Las parejas de estribos en U colocados para que formen una unidad cerrada deben considerarse

adecuadamente empalmados cuando la longitud del empalme por traslapo sea de 1.3¿d. En elementos con una altura

útil de al menos 450 mm, los empalmes con A_bf_yt no mayor que 40 kN por rama se pueden considerar adecuados si las ramas de los estribos se prolongan a lo largo de la altura total disponible del elemento.

C.12.14 – Empalmes del refuerzo – Generalidades

C.12.14.1 – En el refuerzo sólo se permite hacer empalmes cuando lo requieran o permitan los planos de diseño, las especificaciones, o si lo autoriza el profesional facultado para diseñar.

C.12.14.2 – Empalmes por traslapo

C.12.14.2.1 – Para las barras mayores de No. 36 no se deben utilizar empalmes por traslapo, excepto para los casos indicados en C.12.16.2 y C.15.8.2.3.

C.12.14.2.2 – Los empalmes por traslapo de paquetes de barras deben basarse en la longitud de empalme por traslapo requerida para las barras individuales del paquete, aumentada de acuerdo con C.12.4. Los empalmes por traslapo de las barras individuales del paquete no deben sobreponerse. No deben empalmarse por traslapo paquetes

enteros.

C.12.14.2.3 – En elementos sometidos a flexión las barras empalmadas por traslapo que no quedan en contacto

entre si no deben separarse transversalmente a la menor de 1/5 de la longitud de empalme por traslapo requerida ó 150 mm.

C.12.14.3 – Empalmes soldados y mecánicos

C.12.14.3.1 – Debe permitirse el uso de empalmes soldados o mecánicos.

C.12.14.3.2 – Un empalme mecánico completo debe desarrollar en tracción o compresión, según sea requerido,

al menos 1.25f_y de la barra.

C.12.14.3.3 – Excepto en lo dispuesto por este Título C del Reglamento NSR-10, toda soldadura debe estar de acuerdo con “Structural Welding Code–Reinforcing Steel” (ANSI/AWS D1.4).

C.12.14.3.4 – Un empalme totalmente soldado debe desarrollar, por lo menos, 1.25f_y de la barra.

C.12.14.3.5 – Los empalmes soldados o mecánicos que no cumplan con los requisitos de C.12.14.3.2 ó C.12.14.3.4 se permiten sólo para barras No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) y menores y de acuerdo con C.12.15.4.

C.12.15 – Empalmes de alambres y barras corrugadas a tracción

C.12.15.1 – La longitud mínima del empalme por traslapo en tracción debe ser la requerida para empalmes por traslapo Clases A o B, pero no menor que 300 mm, donde:

Empalme por traslapo Clase A  l.0¿d

Empalme por traslapo Clase B  l.3¿d

donde £_á se calcula de acuerdo con C.12.2 para desarrollar fy, pero sin los 300 mm mínimos de C.12.2.1 y sin el factor de modificación de C.12.2.5.

C.12.15.2 – Los empalmes por traslapo de alambres y barras corrugadas sometidas a tracción deben ser empalmes por traslapo Clase B, excepto que se admiten empalmes por traslapo de Clase A cuando:

(a) el área de refuerzo proporcionada es al menos el doble que la requerido por análisis a todo lo largo del empalme por traslapo y

(b) la mitad, o menos, del refuerzo total está empalmado dentro de la longitud de empalme por traslapo requerido.

C.12.15.3 – Cuando se empalman por traslapo barras de diferente diámetro en tracción, la longitud del empalme por traslapo debe ser el mayor valor entre el ¿d de la barra de mayor tamaño y el valor de la longitud del empalme en tracción de la barra de diámetro menor.

C.12.15.4 – Los empalmes soldados o mecánicos utilizados donde el área de refuerzo proporcionada es menor del doble de la requerida por el análisis, deben cumplir con los requisitos de C.12.14.3.2 o de C.12.14.3.4.

C.12.15.5 – Los empalmes soldados o mecánicos que no cumplen con los requisitos de C.12.14.3.2 ó C.12.14.3.4 se permiten para barras No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) o menores si cumplen con C.12.15.5.1. a C.12.15.5.3:

C.12.15.5.1 – Los empalmes deben estar escalonados cuando menos 600 mm.

C.12.15.5.2 – Al calcular las fuerzas de tracción que pueden ser desarrolladas en cada sección, el esfuerzo en el refuerzo empalmado debe tomarse como la resistencia especificada del empalme, pero no mayor que f_y. El esfuerzo en el refuerzo no empalmado debe tomarse como f_y veces la relación entre la menor longitud anclada más allá de la sección y ¿d, pero no mayor que fy.

C.12.15.5.3 – La fuerza de tracción total que puede ser desarrollada en cada sección debe ser de al menos el doble que la requerida por el análisis, y al menos 140 MPa veces el área total del refuerzo proporcionado.

C.12.15.6 – Los empalmes en elementos de amarre en tracción se deben hacer con un empalme soldado o mecánico completo, de acuerdo con C.12.14.3.2 ó C.12.14.3.4, y los empalmes en las barras adyacentes deben estar escalonados por lo menos a 750 mm.

C.12.16 – Empalmes de barras corrugadas a compresión

C.12.16.1 – La longitud de un empalme por traslapo en compresión debe ser de 0.071f_yd_b, para f_y igual a 420 MPa o menor, o (o.13fy - 24^db para fy mayor que 420 MPa, pero no debe ser menor que 300 mm. Para f¿ menor que 21 MPa, la longitud del empalme por traslapo debe incrementarse en 1/3.

C.12.16.2 – Cuando se empalman por traslapo barras de diferente diámetro en compresión, la longitud del empalme por traslapo debe ser la mayor de ¿dc de la barra de tamaño mayor, o la longitud del empalme en compresión por traslapo de la barra de diámetro menor. Se permite empalmar por traslapo barras No. 14 (1-3/4”) ó 45M (45 mm) y No. 18 (2-1/4”) ó 55M (55 mm) con barras de diámetro No. 36 y menores.

C.12.16.3 – Los empalmes soldados o mecánicos usados en compresión deben cumplir con los requisitos de C.12.14.3.2 ó C.12.14.3.4.

C.12.16.4 – Empalmes a tope

C.12.16.4.1 – En las barras que se requieren sólo para compresión, se permite transmitir el esfuerzo de compresión por apoyo directo a través de cortes a escuadra, mantenidos en contacto concéntrico por medio de un dispositivo adecuado.

C.12.16.4.2 – Los extremos de las barras deben terminar en superficies planas que formen un ángulo recto con el eje de la barra, con una tolerancia de 1.5°, y deben ser ajustadas con una tolerancia de 3° respecto al apoyo completo después del ensamble.

C.12.16.4.3 – Los empalmes de tope se deben usar únicamente en elementos que tengan estribos cerrados o espirales.

C.12.17 – Requisitos especiales de empalmes en columnas

C.12.17.1 – Los empalmes por traslapo, empalmes mecánicos, empalmes soldados a tope, conexiones mecánicas, o empalmes de tope deben usarse, con las limitaciones de C.12.17.2 a C.12.17.4. Los empalmes deben satisfacer los requisitos para todas las combinaciones de carga de la columna.

C.12.17.2 – Empalmes por traslapo en columnas

C.12.17.2.1 – Cuando el esfuerzo en las barras debido a las cargas mayoradas es de compresión, los empalmes por traslapo deben cumplir con C.12.16.1, C.12.16.2, y cuando sea aplicable C.12.17.2.4 o C.12.17.2.5.

C.12.17.2.2 – Cuando el esfuerzo en las barras debido a las cargas mayoradas es de tracción, y no excede 0.5f_y en tracción, los empalmes por traslapo por tracción deben ser Clase B si más de la mitad de las barras se empalman en cualquier sección, o empalmes por traslapo por tracción de Clase A si la mitad o menos de las barras están empalmadas por traslapo en cualquier sección, y los empalmes por traslapo tomados alternadamente están escalonados una distancia £_á.

C.12.17.2.3 – Cuando el esfuerzo en las barras debido a las cargas mayoradas es mayor que 0.5f_y en tracción, los empalmes por traslapo por tracción deben ser Clase B.

C.12.17.2.4 – En elementos sometidos a compresión en que los estribos a lo largo de toda la longitud del empalme por traslapo tengan un área efectiva no menor que 0.0015hs, en ambas direcciones, se permite multiplicar la longitud del empalme por traslapo por 0.83, pero la longitud del empalme por traslapo no debe ser menor que 300 mm. Las ramas del estribo perpendiculares a la dimensión h deben usarse para determinar el área efectiva.

C.12.17.2.5 – En elementos sometidos a compresión con espirales, se permite multiplicar la longitud del empalme por traslapo de las barras dentro de la espiral por 0.75, pero dicha longitud no debe ser menor de 300 mm.

C.12.17.3 – Empalmes soldados o mecánicos en columnas

Los empalmes soldados o mecánicos en columnas deben cumplir con los requisitos de C.12.14.3.2 ó C.12.14.3.4.

C.12.17.4 – Empalmes a tope en columnas

Se permite usar empalmes a tope que cumplan con C.12.16.4 para barras de columnas sometidas a esfuerzos de compresión con la condición de que los empalmes estén escalonados o que se especifiquen barras adicionales en las zonas de empalme. Las barras que continúan en cada cara de la columna deben tener una resistencia a la tracción, basada en f_y, no menor que 0.25f_y veces el área del refuerzo vertical en esa cara.

C.12.18 – Empalmes de refuerzo electrosoldado de alambre corrugado a tracción

C.12.18.1 – La longitud mínima del empalme por traslapo de refuerzo electrosoldado de alambre corrugado, medida entre los extremos de cada refuerzo electrosoldado individual, no debe ser menor que la mayor de l.3¿d y 200 mm, y la longitud de traslapo medida entre los alambres transversales más alejados de cada refuerzo electrosoldado individual no debe ser menor que 50 mm, donde se calcula para desarrollar fy de acuerdo con C.12.7.

C.12.18.2 – Los empalmes por traslapo de refuerzo electrosoldado de alambre corrugado, sin un alambre transversal dentro de la longitud del empalme por traslapo, se deben determinar de manera similar a los del alambre corrugado.

C.12.18.3 – Cuando se presenta alambre liso, o alambres corrugados de tamaño mayor que MD200 (16 mm de diámetro), en el refuerzo electrosoldado de alambre corrugado en la dirección del empalme por traslapo, o cuando se está empalmando por traslapo un refuerzo electrosoldado de alambre corrugado con un refuerzo electrosoldado de alambre liso, el refuerzo electrosoldado debe ser empalmado por traslapo de acuerdo con C.12.19.

C.12.19 – Empalmes de refuerzo electrosoldado de alambre liso a tracción

La longitud mínima de empalmes por traslapo de refuerzo electrosoldado de alambre liso debe cumplir con C.12.19.1 y C.12.19.2

C.12.19.1 – Donde A_s suministrada es menor que 2 veces la requerida por el análisis en la zona del empalme, la longitud del traslapo, medida entre los alambres transversales más alejados de cada refuerzo electrosoldado individual, no debe ser menor que el mayor de un espaciamiento de los alambres transversales más 50 mm, l.5¿d, y 150 mm. ¿d se calcularse de acuerdo con 12.8 para desarrollar fy.

C.12.19.2 – Donde A_s suministrada es por lo menos el doble de la requerida por análisis en la ubicación del empalme, la longitud del traslapo, medida entre los alambres transversales más alejados de cada hoja de refuerzo electrosoldado, no debe ser menor que la mayor de l.5¿d y 50 mm. ¿d debe calcularse de acuerdo con C.12.8 para desarrollar f_y.

Notas:

CAPÍTULO C.13.

SISTEMAS DE LOSA EN UNA Y DOS DIRECCIONES.

C.13.1 – Alcance

C.13.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.13 se deben aplicar al diseño de sistemas de losas reforzadas para flexión en una o dos direcciones, con o sin vigas entre apoyos.

C.13.1.2 – En un sistema de losas apoyado en columnas o muros, las dimensiones ci, C2 y ¿n deben basarse en un área de apoyo efectiva definida por la intersección de la superficie inferior de la losa, o del ábaco o descolgado para cortante si lo hubiera, con el mayor cono circular recto, pirámide recta, o cuña, cuyas superficies estén localizadas dentro de la columna y el capitel o ménsula, y que estén orientadas a un ángulo no mayor de 45° con respecto al eje de la columna.

C.13.1.3 – En el Capítulo C.13 se incluyen las losas macizas y las losas nervadas en una o dos direcciones con aligeramientos permanentes o removibles entre las nervaduras o viguetas, con o sin loseta inferior.

C.13.1.4 – El espesor mínimo de las losas diseñadas de acuerdo con el Capítulo C.13 debe cumplir los requisitos de 9.5.

C.13.1.5 – El sistema de losa cubierto por el alcance de este Capítulo puede estar apoyado sobre vigas o muros cuando se trate de losas en una dirección y sobre columnas, vigas o muros cuando se trate de sistemas en dos direcciones. Si se trata de losas nervadas en dos direcciones soportadas sobre columnas, incluyendo el reticular celulado, se deben formar capiteles o ampliaciones en la zona que rodea las columnas, las cuales deben tener, como mínimo, una dimensión de un sexto de la longitud del vano medida al centro de los apoyos en cada dirección.

C.13.1.6 – Una losa se considera que trabaja en una dirección cuando se presenta una de las condiciones siguientes:

C.13.1.6.1 – Cuando tiene dos bordes libres, sin apoyo vertical, y tiene vigas o muros, en los otros dos bordes opuestos aproximadamente paralelos.

C.13.1.6.2 – Cuando el panel de losa tiene forma aproximadamente rectangular con apoyo vertical en sus cuatro lados, con una relación de la luz larga a la luz corta mayor que 2.

C.13.1.6.3 – Cuando una losa nervada tiene sus nervios principalmente en una dirección.

C.13.1.7 – El análisis de los sistemas de losas puede realizarse por cualquiera de los métodos prescritos en el Capítulo C.8 y por los métodos indicados en el presente Capítulo. Cuando el método de análisis es un método aproximado, no se permite la redistribución de momentos inelásticos de acuerdo con los requisitos del Capítulo C.8 para sistemas de concreto reforzado y del Capítulo C.18 para sistemas de concreto preesforzado, a menos que se indique explícitamente lo contrario.

C.13.1.8 – Se permite utilizar elementos prefabricados como parte de los sistemas de losas, cumpliendo los requisitos de los Capítulos C.16 y C.17.

C.13.1.9 – Cuando los sistemas de losa se utilicen como parte del sistema de resistencia sísmica, como es el caso de los diafragmas, su diseño debe realizarse cumpliendo los requisitos del presente Capítulo, los requisitos del Capítulo C.21 y los requisitos del Título A.

C.13.1.9 – El uso como sistema principal de resistencia sísmica de los sistemas losa-columna, tanto macizas como nervadas, en los cuales la losa cumple la función de viga debe cumplir los requisitos del Título A del Reglamento, con respecto a las zonas de amenaza sísmica donde se permite y las alturas máximas que pueden tener las edificaciones construidas utilizando este sistema. Para efectos del análisis de sistemas losa-columna ante cargas horizontales se deben utilizar los requisitos dados en el presente Capítulo.

C.13.1.10 – Los sistemas de reticular celulado, se consideran sistema losa-columna aligerados y deben ser diseñados siguiendo los requisitos del presente Capítulo. Sobre estos sistemas obran las mismas limitaciones respecto a su utilización como sistema principal de resistencia sísmica dadas en C.13.1.9.

C.13.1.11 – La construcción con nervaduras debe cumplir todos los requisitos se C.8.13.

C.13.1.12 – Cuando se excede la separación máxima entre viguetas o nervaduras principales de C.8.13, o cuando el mínimo número de nervaduras en la dirección bajo consideración dentro del panel es menor de 4, las nervaduras deben considerarse como elementos aislados y su análisis y diseño no puede regirse por los procedimientos del presente Capítulo. La losa entre nervaduras en este caso debe analizarse diseñarse como una losa en una o dos direcciones, según sea el caso, cumpliendo los requisitos correspondientes.

C.13.2 – Generalidades

C.13.2.1 – Una franja de columna es una franja de diseño con un ancho a cada lado del eje de la columna igual a 0.25¿2 ó 0.25¿i, el que sea menor. Las franjas de columna incluyen las vigas, si las hay.

C.13.2.2 – Una franja central es una franja de diseño limitada por dos franjas de columna.

C.13.2.3 – Un panel de losa está limitado por los ejes de las columnas, vigas o muros que existan en sus bordes.

C.13.2.4 – Para elementos monolíticos o totalmente compuestos, una viga incluye la parte de losa que está situada a cada lado de la viga, a una distancia igual a la proyección de la viga hacia arriba o hacia abajo de la losa, la que sea mayor, pero no mayor que 4 veces el espesor de la losa.

C.13.2.5 – Cuando se usa un ábaco para reducir la cantidad de refuerzo por momento negativo sobre una columna o el espesor mínimo requerido para una losa, el ábaco debe:

(a) proyectarse bajo la losa al menos un cuarto del espesor de la losa adyacente, y

(b) extenderse en cada dirección desde la línea central de apoyo por una distancia no menor a un sexto de la longitud del vano medida al centro de los apoyos en esa dirección.

13.2.6 – Cuando se use un descolgado para cortante para aumentar la sección crítica de concreto para cortante en una unión losa-columna, el descolgado para cortante debe proyectarse bajo la losa y extenderse una distancia horizontal mínima desde la cara de la columna que sea igual al espesor de la proyección bajo la superficie inferior de la losa.

C.13.3 – Refuerzo de la losa

C.13.3.1 – El área de refuerzo en cada dirección para sistemas de losas en dos direcciones debe determinarse a partir de los momentos en las secciones críticas, pero no debe ser menor que la requerida en C.7.12.2.1.

C.13.3.2 – El espaciamiento del refuerzo en las secciones críticas no debe exceder de 2 veces el espesor de la losa, excepto para aquellas porciones de la superficie de la losa nervadas o celulares. El refuerzo de la losa localizado sobre los espacios celulares debe colocarse como se requiere en C.7.12.

C.13.3.3 – El refuerzo para momento positivo perpendicular a un borde discontinuo debe prolongarse hasta el borde de la losa y tener una longitud embebida recta o en gancho, de por lo menos 150 mm en las vigas, muros o columnas perimetrales.

C.13.3.4 – El refuerzo para momento negativo perpendicular a un borde discontinuo debe doblarse, formar ganchos o anclarse en las vigas, muros o columnas perimetrales, para que desarrolle su capacidad a tracción en la cara del apoyo, de acuerdo con las disposiciones del Capítulo C.12.

C.13.3.5 – Cuando la losa no esté apoyada en una viga perimetral o muro en un borde discontinuo, o cuando la losa se proyecte en voladizo más allá del apoyo, se permite el anclaje del refuerzo dentro de la losa.

C.13.3.6– En las esquinas exteriores de las losas apoyadas en muros de borde o donde una o más vigas de borde tengan un valor de af mayor de 1.0, debe proporcionarse refuerzo en las esquinas exteriores, tanto en la parte inferior como en la superior de la losa de acuerdo con C.13.3.6.1 a C.13.3.6.4.

C.13.3.6.1 –El refuerzo de esquina tanto en la parte superior como en la inferior de la losa debe ser suficiente para resistir un momento igual al momento positivo máximo por unidad de ancho del panel de la losa.

C.13.3.6.2– Debe suponerse que el momento actúa alrededor de un eje perpendicular a la diagonal que parte de la esquina en la parte superior de la losa y alrededor de un eje paralelo a la diagonal en la parte inferior de la losa.

C.13.3.6.3 – El refuerzo de esquina debe colocarse a partir de la esquina a una distancia en cada dirección igual a 1/5 de la longitud de la luz más grande.

C.13.3.6.4 – El refuerzo de esquina debe colocarse paralelamente a la diagonal en la parte superior de la losa, y perpendicularmente a la diagonal en la parte inferior de la losa. Alternativamente, el refuerzo debe colocarse en dos capas paralelas a los bordes de la losa tanto en la parte superior como en la parte inferior de la losa.

C.13.3.7 – Cuando se emplee un ábaco para reducir la cantidad de refuerzo por momento negativo sobre la columna de una losa plana, las dimensiones del ábaco deben cumplir con C.13.2.5. Para calcular el refuerzo requerido para la losa, el espesor del ábaco bajo la losa no debe considerarse mayor a un cuarto de la distancia desde el extremo del ábaco a la cara de la columna o de su capitel.

Fig. C.13.3.8 – Extensiones mínimas del refuerzo en losas sin viga. (Véase C.12.11.1
para las extensiones dentro de los apoyos)

C.13.3.8 – Detalles del refuerzo en las losas sin vigas.

C.13.3.8.1 – Además de los otros requisitos de C.13.3, el refuerzo en las losas sin vigas debe tener las extensiones mínimas prescritas en la figura C.13.3.8

C.13.3.8.2 – Cuando las luces adyacentes no sean iguales, la prolongación del refuerzo para momento negativo más allá del borde del apoyo, como se describe en la figura C.13.3.8, debe basarse en los requisitos de la luz mayor.

C.13.3.8.3 – Se permiten las barras dobladas únicamente cuando la relación altura/luz permita el uso de dobleces de 45° o menos.

C.13.3.8.4 – En pórticos donde las losas en dos direcciones actúan como elementos principales del sistema resistente a cargas laterales, las longitudes del refuerzo deben determinarse por medio de análisis, pero no deben ser menores que las prescritas por la figura C.13.3.8.

C.13.3.8.5 – Todas las barras o alambres inferiores dentro de la franja de columna en cada dirección, deben ser continuos o estar empalmados con empalmes de tracción Clase B, o con empalmes mecánicos o soldados, que cumplan con C.12.14.3. Los empalmes deben ubicarse como lo muestra la figura C.13.3.8. Al menos dos barras o alambres inferiores de la franja de columna, en cada dirección, deben pasar a través de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna y deben anclarse en los apoyos exteriores.

C.13.3.8.6 – En losas con cabezas de cortante y en la construcción de losas izadas (lift-slab) donde no es práctico pasar las barras inferiores a través de la columna como lo indica C.13.3.8.5, al menos dos barras o alambres inferiores adheridos, en cada dirección, deben pasar a través de las cabezas de cortante o collares de izado tan cerca de la columna como sea posible y deben ser continuos o empalmarse con empalmes Clase A. En columnas exteriores, el refuerzo debe anclarse en las cabezas de cortante o collares de izado.

C.13.4 – Aberturas en los sistemas de losas

C.13.4.1 – Se permite dejar aberturas de cualquier tamaño en los sistemas de losas si se demuestra por medio de análisis que la resistencia de diseño es por lo menos igual a la requerida, tomando en consideración C.9.2 y C.9.3, y que se cumplen todas las condiciones de funcionamiento, incluyendo los límites especificados para las deflexiones.

C.13.4.2 – Como alternativa a realizar el análisis especial que se requiere en C.13.4.1, en los sistemas de losas sin vigas se permite dejar aberturas sólo de acuerdo con C.13.4.2.1 a C.13.4.2.4,

C.13.4.2.1 – Se permite dejar aberturas de cualquier tamaño en la zona común de dos franjas centrales que se intersecten, siempre que se mantenga la cantidad total de refuerzo requerido para la losa sin abertura.

C.13.4.2.2 – La zona común de dos franjas de columna que se intersecten no debe interrumpirse con aberturas de más de 1/8 del ancho de la franja de columna de cualquiera de los dos vanos. Una cantidad de refuerzo equivalente a la interrumpida por una abertura debe añadirse en los lados de la abertura.

C.13.4.2.3 – La zona común de una franja de columna y una franja central no más de 1/4 del refuerzo en cada franja puede interrumpirse por aberturas. Una cantidad de refuerzo equivalente a la interrumpida por la abertura debe añadirse en los lados de ésta.

C.13.4.2.4 – Deben satisfacerse los requisitos de cortante de C.11.11.6.

C.13.5 – Procedimientos de diseño

C.13.5.1 – Se permite diseñar un sistema de losas mediante cualquier procedimiento que satisfaga las condiciones de equilibrio y compatibilidad geométrica, si se demuestra que la resistencia de diseño en cada sección es por lo menos igual a la resistencia requerida en C.9.2 y C.9.3, y se cumplen todas las condiciones de funcionamiento incluyendo los límites especificados para las deflexiones.

C.13.5.1.1 – El diseño para cargas gravitacionales de sistema de losas, incluyendo la losa y las vigas (cuando las hay) entre apoyos, y las columnas de apoyo o muros que formen pórticos ortogonales, se puede hacer mediante el Método de diseño directo de C.13.6 o el Método del Pórtico Equivalente de C.13.7.

C.13.5.1.2 – Para cargas laterales, el análisis de la estructura debe tomar en cuenta los efectos de la fisuración y el acero de refuerzo en la rigidez de los elementos estructurales.

C.13.5.1.3 – Se permite combinar los resultados del análisis de cargas gravitacionales con los resultados del análisis de cargas laterales.

C.13.5.2 – La losa y las vigas (si las hay) entre los apoyos deben diseñarse para los momentos mayorados dominantes en cada sección.

C.13.5.3 – Cuando la carga gravitacional, viento, sismo u otras fuerzas laterales causen transferencia de momento entre la losa y la columna, una fracción del momento no balanceado debe ser transferida por flexión, de acuerdo con C.13.5.3.2 y C.13.5.3.3.

C.13.5.3.1 – La fracción del momento no balanceado no transmitida por flexión, debe transmitirse por excentricidad de cortante, de acuerdo con C.11.11.7.

C.13.5.3.2 – Una fracción del momento no balanceado dada por TfMu debe considerarse transmitida por flexión sobre una franja de losa cuyo ancho efectivo esté comprendido entre ejes localizados a una y media veces el espesor de la losa o del ábaco(1.5h) fuera de las caras opuestas de la columna o el capitel, donde Mu es el momento mayorado transmitido y

T_f = ¹, (C.13-1)

1+( 23')^bjb_l

C.13.5.3.3 – Para losas no preesforzadas con momentos no balanceados transferidos entre la losa y las columnas, se permite aumentar el valor de y_f dado en la ecuación (C.13-1) de acuerdo a lo siguiente:

(a) Para columnas de borde con momentos no balanceados alrededor de un eje paralelo al borde, Tf = 1.0 siempre que V en el borde de apoyo no exceda de 0.75|V, ó en una esquina de apoyo no exceda de 0.5|V.

(b) Para momentos no balanceados en apoyos interiores, y para columnas de borde con momentos no balanceados alrededor de un eje perpendicular al borde, se permite que Tf sea incrementado hasta en 1.25 veces el valor dado en la ecuación (C.13-1), pero no más de Tf = 1.0, siempre que el Vu en el apoyo no exceda de 0.44V. La deformación unitaria neta a tracción St calculada para el ancho efectivo de losa, definido en C.13.5.3.2, no debe ser menor de 0.010.

El valor de V_c en las letras (a) y (b) deben calcularse de acuerdo con C.11.11.2.1.

C.13.5.3.4 – El refuerzo sobre la columna debe concentrarse utilizando un espaciamiento más cercano, o por medio de refuerzo adicional, para resistir el momento en el ancho efectivo de la losa definido en C.13.5.3.2.

C.13.5.4 – El diseño para la transmisión de carga desde la losa a los muros y columnas de apoyo por medio de cortante y torsión debe estar de acuerdo con el Capítulo C.11.

C.13.5.5 – Análisis aproximado para losas en una dirección

C.13.5.5.1 – Las losas que trabajan en una dirección, macizas o aligeradas, construidas monolíticamente con sus apoyos, pueden analizarse como losas continuas sobre apoyos simples, con luces iguales a las luces libres de la losa y despreciando el ancho de las vigas y su efecto torsional.

C.13.5.5.2 – Cuando la rigidez torsional de la viga de apoyo extrema, o de los apoyos intermedios influye en la distribución de momentos de la vigueta, debe tomarse en cuenta este efecto. El análisis puede realizarse por cualquiera de los métodos prescritos en el Capítulo C.8, o bien utilizar los valores aproximados de C.13.5.5.3.

C.13.5.5.3 – En lugar de un análisis detallado, en las losas en una dirección pueden utilizarse los siguientes momentos y cortantes aproximados en lugar de un método más exacto de análisis, siempre y cuando se cumplan los siguientes requisitos:

(a) Haya dos o más vanos,

(b) Los vanos son aproximadamente iguales, sin que el mayor de los vanos adyacentes exceda en más de 20 por ciento al menor,

(c) Las cargas estén uniformemente distribuidas,

(d) La carga viva no mayorada Lno exceda en 3 veces la carga muerta no mayorada D, y

(e) Los elementos sean prismáticos.

Para el cálculo de los momentos negativos, ¿n se toma como el promedio de las luces libres de los vanos adyacentes.

Momento positivo

Vanos extremos

El extremo discontinuo no está restringido Wu¿n/11

El extremo discontinuo es monolítico con el apoyo Wu¿n/l4

Vanos interiores Wu¿n/16

Momento negativo en la cara

exterior del primer apoyo interior

Dos vanos Wu¿n/9

Más de dos vanos Wu¿n/10

Momento negativo en las demás

caras de apoyos interiores Wu¿n/11

Momento negativo en la cara de todos los apoyos para:

Losas con luces que no excedan de 3 m, y vigas en las cuales la relación entre la suma de las rigideces de las columnas y la rigidez de la viga exceda de 8 en cada extremo del vano Wu¿n/12

Momento negativo en la cara interior de los apoyos exteriores para los elementos construidos monolíticamente con sus apoyos

Cuando el apoyo es una viga de borde Wu¿n/24

Cuando el apoyo es una columna Wu¿n/16

Cortante en elementos extremos en la cara del primer apoyo interior 1.15wu¿n/2

Cortante en la cara de todos los demás apoyos "Á/2

C.13.6 – Método de diseño directo

C.13.6.1 – Limitaciones

Se permite que los sistemas de losas que cumplan con las limitaciones de C.13.6.1.1 a C.13.6.1.8, sean diseñados por medio del Método de Diseño Directo.

C.13.6.1.1 – Deben existir un mínimo de tres vanos continuos en cada dirección.

C.13.6.1.2 – Los paneles de las losas deben ser rectangulares, con una relación entre la luz mayor y menor, medidas centro a centro de los apoyos del panel, no mayor de 2.

C.13.6.1.3 – Las longitudes de luces contiguas medidas centro a centro de los apoyos en cada dirección no deben diferir de la luz mayor en más de un tercio.

C.13.6.1.4 – Las columnas pueden estar desalineadas hasta un 10 por ciento de la luz (medido en la dirección del desalineamiento) con respecto a cualquier eje que pase por el centro de columnas sucesivas.

C.13.6.1.5 – Todas las cargas deben ser únicamente gravitacionales y estar uniformemente distribuidas en todo el panel. La carga viva no mayorada no debe exceder de 2 veces la carga muerta no mayorada.

C.13.6.1.6 – Para un panel con vigas entre los apoyos en todos los lados, debe satisfacerse la ecuación (C.13-2) para las dos direcciones perpendiculares.

a ¿2

0.2 £ 5.0 (C.13-2)

^af2¿1

donde a_n y af2 se calculan de acuerdo con la ecuación (C.13-3).

a_f = ^EcbIb (C.13-3)

^f E_CsIs ' '

C.13.6.1.7 – La redistribución de momentos, como lo permite 8.4, no debe aplicarse a los sistemas de losas diseñadas por medio del Método de Diseño Directo. Véase C.13.6.7.

C.13.6.1.8 – Se permiten variaciones de las limitaciones de C.13.6.1, siempre que se demuestre por medio de análisis que se satisfacen los requisitos de C.13.5.1.

C.13.6.2 – Momento estático mayorado total del vano

C.13.6.2.1 – El momento estático mayorado total, M_o, para un vano debe determinarse en una franja limitada lateralmente por el eje central de los paneles adyacentes al eje que une los apoyos.

C.13.6.2.2 – La suma absoluta del momento mayorado positivo y el promedio de los momentos mayorados negativos, en cada dirección, no debe ser menor que:

q ¿ ¿²

M_o = ^{qu 2 n} (C.13-4)

donde ¿n es la luz libre en la dirección en la cual se determinan los momentos.

C.13.6.2.3 – Cuando no se tenga la misma luz transversal en los paneles a ambos lados del eje central de los apoyos, ¿2 en la ecuación (C.13-4) se debe tomar como el promedio de las luces transversales adyacentes.

C.13.6.2.4 – Cuando se considere el vano adyacente y paralelo a un borde, la distancia del borde al eje central del panel debe sustituir a ¿2 en la ecuación (C.13-4).

C.13.6.2.5 – La luz libre ¿n debe considerarse de cara a cara de las columnas, capiteles, ménsulas o muros. El valor de ¿n empleado en la ecuación (C.13-4) no debe ser menor que 0.65¿_x. Los apoyos circulares o en forma de polígono regular deben tratarse como apoyos cuadrados que tengan la misma área.

C.13.6.3 – Momentos mayorados negativos y positivos
C.13.6.3.1 – Los momentos negativos mayorados deben determinarse en el borde de los apoyos, si estos son rectangulares. Los apoyos circulares o en forma de polígono regular deben tratarse como apoyos cuadrados que tengan la misma área.
C.13.6.3.2 – En un vano interior, el momento estático total, M_o, debe distribuirse como se indica a continuación:
Momento negativo mayorado 0.65
Momento positivo mayorado 0.35
C.13.6.3.3 – En un vano final, el momento estático mayorado total, M_o, debe distribuirse como se indica a continuación:

C.13.6.3.4 – Las secciones sometidas a momento negativo deben diseñarse para resistir el mayor de los dos momentos mayorados negativos interiores, determinados para los vanos con un apoyo común, a menos que se haga un análisis para distribuir el momento no balanceado de acuerdo con las rigideces de los elementos concurrentes.

C.13.6.3.5 – Las vigas de borde o los bordes de la losa deben ser diseñados para resistir por torsión su parte de los momentos exteriores negativos mayorados.

C.13.6.3.6 – El momento para carga gravitacional a ser transmitido entre la losa y una columna de borde de cuerdo con C.13.5.3.1 debe ser 0.3M_o.

C.13.6.4 – Momentos mayorados en franjas de columna

C.13.6.4.1 – Las franjas de columna deben ser diseñadas para resistir las siguientes fracciones, en porcentaje, del momento negativo mayorado interior:

Debe interpolarse linealmente entre los valores dados.

C.13.6.4.2 – Las franjas de columnas deben ser diseñadas para resistir las siguientes fracciones en porcentaje, del momento negativo exterior mayorado:

Deben hacerse interpolaciones lineales entre los valores dados, donde Pt se calcula en la ecuación (C.13-5) y C se calcula en (C.13-6).

P_t ^^EcbC (C.13-5)

2E_CsIs

C = S^1 - 0.63^XjX-^y (C.13-6)

La constante C para secciones en forma de T o L puede evaluarse dividiendo la sección en sectores rectangulares, como se define en C.13.2.4, y sumando los valores de C de cada porción.

C.13.6.4.3 – Cuando los apoyos consistan en columnas o muros que se extienden por una distancia igual o mayor que 0.75£2 utilizada para calcular Mo, los momentos negativos deben considerarse uniformemente distribuidos a lo largo de £₂.

C.13.6.4.4 – Las franjas de columnas deben diseñarse para resistir las siguientes fracciones, en porcentaje, de los momentos positivos mayorados:

Debe interpolarse linealmente entre los valores dados.

C.13.6.4.5 – Para losas con vigas entre los apoyos, la porción de la losa localizada en la franja de columnas debe ser diseñada para resistir la porción de los momentos de la franja de columna que no sean resistidos por las vigas.

C.13.6.5 – Momentos mayorados en vigas

C.13.6.5.1 – Las vigas entre los apoyos deben ser diseñadas para resistir el 85 por ciento de los momentos de la franja de columna si (a^/^) es igual o mayor que uno.

C.13.6.5.2 – Para valores de (a_n£2/ £1) entre 1.0 y cero, la proporción de los momentos de la franja de columna que debe ser resistida por las vigas debe obtenerse por interpolación lineal entre 85 y cero por ciento.

C.13.6.5.3 – Además de los momentos calculados para cargas uniformes, de acuerdo con C.13.6.2.2, C.13.6.5.1 y C.13.6.5.2, las vigas deben ser diseñadas para resistir los momentos causados por cargas concentradas o lineales aplicadas directamente sobre ellas, incluyendo el peso del alma que se proyecta por encima o por debajo de la losa.

C.13.6.6 – Momentos mayorados en las franjas centrales

C.13.6.6.1 – La fracción de los momentos mayorados positivo y negativo no resistida por las franjas de columnas deben asignarse proporcionalmente a cada mitad de las franjas centrales correspondientes.

C.13.6.6.2 – Cada franja central debe ser diseñada para resistir la suma de los momentos asignados a sus dos mitades de franja central.

C.13.6.6.3 – Una franja central adyacente y paralela a un borde apoyado en un muro, debe ser diseñada para resistir el doble del momento asignado a la mitad de la franja central correspondiente al primer eje de apoyos interiores.

C.13.6.7 – Modificación de los momentos mayorados

Se permite que los momentos mayorados positivos y negativos sean modificados hasta en un 10 por ciento, siempre que el momento estático total para un panel, M_o, en la dirección considerada, no sea menor que el requerido en la ecuación (C.13-4).

C.13.6.8 – Cortante mayorado en sistemas de losas con vigas

C.13.6.8.1 – Las vigas con af^/^ igual o mayor que 1.0, deben ser diseñadas para resistir el cortante producido por las cargas mayoradas en áreas aferentes limitadas por líneas a 45° trazadas desde las esquinas del panel y por los ejes centrales de los paneles adyacentes paralelos a los lados largos.

C.13.6.8.2 – Al diseñar vigas con afj£^£1 menor a 1.0 para resistir cortante, se permite interpolar linealmente suponiendo que la viga no toma carga para a_n = 0.

C.13.6.8.3 – Además de los cortantes calculados de acuerdo con C.13.6.8.1 y C.13.6.8.2 todas las vigas deben ser diseñadas para resistir los cortantes producidos por las cargas mayoradas aplicadas directamente sobre ellas.

C.13.6.8.4 – Se permite calcular la resistencia al cortante de la losa suponiendo que la carga se distribuye a las vigas de apoyo de acuerdo con C.13.6.8.1 ó C.13.6.8.2. Debe proporcionarse resistencia al cortante total que se presente en el panel.

C.13.6.8.5 – La resistencia al cortante debe cumplir con los requisitos del Capítulo C.11.

C.13.6.9 – Momentos mayorados en columnas y muros

C.13.6.9.1 – Las columnas y los muros construidos monolíticamente con un sistema de losas deben resistir los momentos producidos por las cargas mayoradas que actúan sobre el sistema de losas.

C.13.6.9.2 – En un apoyo interior, los elementos de apoyo arriba y abajo de la losa deben resistir el momento mayorado especificado por la ecuación (C.13-7) en proporción directa a sus rigideces, a menos que se realice un análisis general.

M = 0.07[(q_Dn + 0.5qLu)£2^ -qDu£2 (£'„)] (C.13-7)

Donde qDu, £2 y £'n se refieren a la luz más corta.

C.13.7 – Método del pórtico equivalente

C.13.7.1 – El diseño de un sistema de losas por medio del Método del Pórtico Equivalente debe basarse en las suposiciones dadas en C.13.7.2 a C.13.7.6, y todas las secciones de losas y elementos de apoyo deben ser diseñadas para los momentos y cortantes así obtenidos.

C.13.7.1.1 – Cuando se utilicen capiteles metálicos en las columnas, se permite tomar en consideración su contribución a la rigidez y a la resistencia a flexión y cortante.

C.13.7.1.2 – Se permite despreciar las deformaciones axiales en las columnas y losas debido a esfuerzos directos, y las deformaciones por cortante.

C.13.7.2 – Pórtico equivalente

C.13.7.2.1 – Debe considerarse que la estructura está constituida por pórticos equivalentes a lo largo de los ejes de columnas longitudinales y transversales a lo largo de toda la estructura.

C.13.7.2.2 – Cada pórtico debe consistir en una fila de columnas o apoyos y franjas de viga-losa limitadas lateralmente por el eje central del panel a cada lado del eje de columnas o apoyos.

C.13.7.2.3 – Debe suponerse que las columnas o apoyos están unidos a las franjas de viga-losa mediante elementos torsionales (véase C.13.7.5.) transversales a la dirección del vano para el cual se están determinando los momentos, extendiéndose hasta los ejes centrales de los paneles adyacentes a cada lado de la columna.

C.13.7.2.4 – Los pórticos adyacentes y paralelos a un borde deben estar limitados por dicho borde y el eje central del panel adyacente.

C.13.7.2.5 – Cada pórtico equivalente puede analizarse como un todo. Alternativamente, para cargas gravitacionales, se permite un análisis independiente de cada piso o cubierta con los extremos lejanos de las columnas considerados como empotrados.

C.13.7.2.6 – Cuando las vigas-losa son analizadas separadamente, se permite determinar el momento en un apoyo dado suponiendo que la viga-losa está empotrada en cualquier apoyo distante dos vanos del considerado, siempre que la losa continúe más allá de dicho punto.

C.13.7.3 – Vigas-losa

C.13.7.3.1 – Se permite determinar el momento de inercia del sistema de vigas-losa en cualquier sección transversal fuera del nudo o capitel de la columna usando el área bruta de concreto.

C.13.7.3.2 – Debe tenerse en cuenta la variación del momento de inercia a lo largo de los ejes de los sistemas de vigas-losa.

C.13.7.3.3 – El momento de inercia de vigas-losa desde el centro de la columna hasta la cara de la columna, ménsula o capitel, debe suponerse igual al momento de inercia del sistema de vigas-losa en la cara de la columna, ménsula o capitel, dividido por (1 -c^£2)², donde C2 y £ se miden transversalmente a la dirección del vano para el cual se determinan los momentos.

C.13.7.4 – Columnas

C.13.7.4.1 – Se permite determinar el momento de inercia de las columnas en cualquier sección transversal fuera de nudos o capiteles de columnas, usando el área bruta de concreto.

C.13.7.4.2 – Debe tenerse en cuenta la variación del momento de inercia a lo largo de los ejes de las columnas.

C.13.7.4.3 – El momento de inercia de las columnas en el nudo, desde la parte superior a la parte inferior del sistema viga-losa, debe suponerse infinito.

C.13.7.5 – Elementos torsionales

C.13.7.5.1 – Deben suponerse elementos torsionales (C.13.7.2.3) con una sección transversal constante en toda su longitud, que consiste en la mayor de (a), (b), y (c):

(a) Una porción de losa que tenga un ancho igual al de la columna, ménsula o capitel, en la dirección del vano para el cual se determinan los momentos, o

(b) Para sistemas monolíticos o totalmente compuestos, la porción de losa especificada en (a) más la parte de la viga transversal arriba y abajo de la losa y

(c) La viga transversal, como se define en C.13.2.4.

C.13.7.5.2 – Cuando las vigas se unen a las columnas en la dirección del vano para el cual se determinan los momentos, la rigidez torsional debe multiplicarse por la relación entre el momento de inercia de la losa con la viga y el momento de inercia de la losa sin la viga.

C.13.7.6 – Disposición de la carga viva

C.13.7.6.1 – Cuando se conoce la disposición de la carga, el pórtico equivalente debe analizarse para dicha carga.

C.13.7.6.2 – Cuando la carga viva no mayorada sea variable pero no exceda de 3/4 de la carga muerta no mayorada, o bien la naturaleza de la carga viva sea tal que todos los paneles se carguen simultáneamente, se permite suponer que se producen los momentos mayorados máximos en todas las secciones con la carga viva mayorada total actuando en todo el sistema de losa.

C.13.7.6.3 – Para condiciones de carga distintas a las definidas en C.13.7.6.2, se puede suponer que el momento máximo positivo mayorado cerca del centro de la luz del panel ocurre con 3/4 del total de la carga viva mayorada colocada sobre el panel y sobre paneles alternos; y se permite suponer que el momento máximo negativo mayorado de la losa en un apoyo se produce con 3/ 4 del total de la carga viva mayorada colocada solamente en los paneles adyacentes.

C.13.7.6.4 – Los momentos mayorados no deben considerarse menores que los que se presentan con la carga viva total mayorada distribuida en todas los paneles.

C.13.7.7 – Momentos mayorados

C.13.7.7.1 – En apoyos interiores, la sección crítica para el momento negativo mayorado (tanto en la franja de columna como en las franjas centrales) se debe tomar en el borde de los apoyos rectilíneos, pero a no más de 0.175£1 del centro de la columna.

C.13.7.7.2 – En los apoyos exteriores provistos de ménsulas o capiteles, la sección crítica para el momento negativo mayorado en el vano perpendicular a un borde, debe considerarse situada a una distancia del borde del elemento de soporte no mayor de 1/2 de la proyección de la ménsula o capitel más allá de la cara del elemento de apoyo.

C.13.7.7.3 – Los apoyos circulares o en forma de polígono regular deben tratarse como apoyos cuadrados que tengan la misma área, con el objeto de localizar la sección crítica para el momento negativo de diseño.

C.13.7.7.4 – Cuando se analicen sistemas de losas que cumplan con las limitaciones de C.13.6.1 por medio del Método del Pórtico Equivalente, se permite reducir los momentos calculados resultantes en una proporción tal que la suma absoluta de los momentos positivos y el promedio de los momentos negativos utilizados para el diseño no excedan del valor obtenido con la ecuación (C.13-4).

C.13.7.7.5 – Se permite la distribución de los momentos en las secciones críticas de la franja viga-losa de cada pórtico a las franjas de columna, vigas y franjas centrales de cuerdo con lo establecido en C.13.6.4, C.13.6.5, C.13.6.6. si se cumple con los requisitos de C.13.6.1.6.

C.13.8 – Métodos plásticos de análisis y diseño

C.13.8.1 – Se pueden utilizar métodos plásticos de análisis y diseño de losas en una o dos direcciones. Se reconocen como apropiados el métodos de las líneas de fluencia (método cinemático de frontera superior), y el método de las franjas (método estático de frontera inferior).

C.13.8.1.1 – Se permite el uso del método de las líneas de fluencia o de las franjas en el diseño sólo cuando la deformación unitaria neta a tracción «t sea menor de 0.0075.

C.13.8.2 – Al escoger la relación entre valores absolutos de momento negativo y momento positivo en un panel, debe tenerse en cuenta que el panel adyacente sea capaz de resistir el momento negativo así fijado y, además, que los momentos negativos sobre un mismo apoyo provenientes de dos paneles adyacentes sean iguales, a menos que se apliquen los requisitos de C.13.8.3.

C.13.8.3 – Si los momentos negativos sobre un mismo apoyo, calculados de dos paneles adyacentes, resultan diferentes, debe modificarse la relación entre valores absolutos de momento negativo y momento positivo en uno o ambos paneles de tal manera que se logre la igualdad deseada o se pueda absorber la diferencia por torsión del apoyo, de ser ello posible.

C.13.8.3.1 – Cuando la diferencia entre los momentos negativos calculados sobre un mismo apoyo de dos paneles adyacentes sea inferior al 25%, puede tenerse como momento negativo de diseño el promedio de los dos calculados, ajustando correspondientemente los momentos positivos de las dos luces adyacentes en el sentido de la corrección solamente.

C.13.8.4 – Los apoyos deben dimensionarse para la magnitud y forma de las cargas delimitadas por la porción definida de las líneas de fluencia.

C.13.8.5 – Cuando el análisis de la losa se haga por medio del método de líneas de fluencia, todo el refuerzo positivo debe llegar a los apoyos, a menos que el recorte de parte de la armadura haya sido tenido en cuenta en el análisis respectivo.

C.13.9 – Losas en dos direcciones apoyadas sobre muros o vigas rígidas

C.13.9.1 – El procedimiento de la presente sección solo es aplicable a losas cuyos paneles están apoyados en sus cuatro bordes sobre muros o sobre vigas rígidas ante deflexiones verticales.

C.13.9.1.1 – Una viga se considera rígida ante deflexiones verticales, para efectos de la aplicación del presente método, cuando el parámetro af es mayor o igual a 2, o en losas macizas cuando la altura de la viga es mayor o igual a tres veces el espesor de la losa.

C.13.9.1.2 – Cuando se trate de losas nervadas, el mínimo número de nervaduras en cada dirección debe ser mayor o igual a cinco, para poder aplicar el método de esta sección.

C.13.9.2 – Los paneles de losa se dividen, en cada dirección, en franjas de columnas y franjas centrales de acuerdo con lo indicado en C.13.2.1 y C.13.2.2 respectivamente.

C.13.9.3 – En la aplicación del método de la presente sección, cuando el parámetro m de un panel es menor de 0.5, la losa se puede considerar como una losa en una dirección y puede diseñarse de acuerdo con los requisitos de C.13.5.5, excepto que el refuerzo negativo paralelo a la luz larga debe ser el correspondiente a un panel con m - 0.5.

C.13.9.4 – En la aplicación del método se consideran dos condiciones de borde para efectos de la rigidez a flexión de la losa en el apoyo de borde:

C.13.9.4.1 – Cuando la viga de apoyo en el borde es suficientemente rígida a torsión, el apoyo puede considerarse equivalente a un apoyo central continuo.

C.13.9.4.2 – Cuando la viga de apoyo en el borde tiene una rigidez torsional despreciable, debe considerarse que la losa tiene un apoyo no continuo. En este último caso el momento negativo de diseño de la losa en el borde debe ser igual a un tercio del momento positivo de diseño.

C.13.9.5 – Las secciones críticas para momento, en cualquiera de las dos direcciones, son las siguientes:

C.13.9.5.1 – Para momentos negativos los bordes de los paneles en las caras de los apoyos.

C.13.9.5.2 – Para momento positivo los centros de los paneles.

C.13.9.6 – Los momentos de diseño en la franja central deben calcularse utilizando las tablas C.13.9-1 a C.13.9-3, utilizando las siguientes ecuaciones:

Mas = Cajqj^a (C.13-8)

Mbs - CjA (C.13-9)

donde q_jcorresponde a q_Lu,q_Du o q_u según se indica en cada una de las tablas C.13.9-1 a C.13.9-3.

C.13.9.7 – Los momentos de diseño en la franja de columnas debe reducirse gradualmente de su valor total M_as o M_bs en el límite de la franja central a 1/3 de estos valores en el borde del panel.

C.13.9.8 – Cuando el momento negativo en un lado del apoyo sea menos del 80% del correspondiente al otro lado del apoyo, la diferencia debe distribuirse en proporción a la rigidez a flexión relativa de las losas.

C.13.9.9 – Los esfuerzos cortantes en la losa deben calcularse bajo la suposición de que la carga en el panel se distribuye a los apoyos en la proporción indicada en la tabla C.13.9-4.

C.13.9.10 – Las cargas sobre las vigas de apoyo del panel rectangular en dos direcciones se calculan utilizando las proporciones de carga, para cada una de las direcciones, indicadas en la tabla C.13.9-4. Estas cargas pueden considerarse como cargas uniformemente distribuidas sobre toda la longitud de la viga.

C.13.9.10.1 – En ningún caso la carga sobre la viga que salva la luz corta puede ser menor que la carga aferente de una área de la losa contenida por la viga y dos líneas trazadas a 45° a partir de las esquinas del panel, y la carga equivalente uniformemente repartida sobre la viga debe ser qu¿_M/3.

TABLA C.13.9-1

COEFICIENTES PARA MOMENTO NEGATIVO EN LA LOSA
(En las ecuaciones C.13-8 y C.13-9 se utiliza qj - qu)

Nota: Un borde achurado indica que la losa continúa a través, o esta restringida a momento por la
rigidez, del apoyo. Un borde sin achurar indica que hay apoyo vertical, pero que este apoyo da
una restricción a momento despreciable.

TABLA C.13.9-2

COEFICIENTES PARA MOMENTO POSITIVO DE CARGA MUERTA EN LA LOSA (En las ecuaciones C.13-8 y C.13-9 se utiliza qj - qDu)

Nota: Un borde achurado indica que la losa continúa a través, o esta restringida a momento por la
rigidez, del apoyo. Un borde sin achurar indica que hay apoyo vertical, pero que este apoyo da una
restricción a momento despreciable.

TABLA C.13.9-3

COEFICIENTES PARA MOMENTO POSITIVO DE CARGA VIVA EN LA LOSA
(En las ecuaciones C.13-8 y C.13-9 se utiliza qj - qLu)

Nota: Un borde achurado indica que la losa continúa a través, o esta restringida a momento por la
rigidez, del apoyo. Un borde sin achurar indica que hay apoyo vertical, pero que este apoyo da
una restricción a momento despreciable.

TABLA C.13.9-4

RELACIÓN DE LA CARGA q_u EN LAS DIRECCIONES ¿_na y Z_nb PARA DETERMINAR
EL CORTANTE DE LA LOSA EN EL APOYO Y LA CARGA EN LOS APOYOS

Nota: Un borde achurado indica que la losa continúa a través, o esta restringida a momento por la
rigidez, del apoyo. Un borde sin achurar indica que hay apoyo vertical, pero que este apoyo da una
restricción a momento despreciable

CAPÍTULO C.14.

MUROS.

C.14.1 – Alcance

C.14.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.14 deben aplicarse al diseño de muros sometidos a carga axial, con o sin flexión.

C.14.1.2 – Los muros de contención en voladizo se diseñan de acuerdo con las disposiciones de diseño por flexión del Capítulo C.10, con un refuerzo horizontal mínimo de acuerdo con C.14.3.3.

C.14.2 – Generalidades

C.14.2.1 – Los muros deben diseñarse para cargas excéntricas y cualquier carga lateral o de otro tipo a las que estén sometidos.

C.14.2.2 – Los muros sometidos a cargas axiales deben diseñarse de acuerdo con C.14.2, C.14.3 y ya sea C.14.4, C.14.5 ó C.14.8.

C.14.2.3 – El diseño para cortante debe cumplir con lo estipulado en C.11.9.

C.14.2.4 – A menos que se demuestre lo contrario mediante un análisis, la longitud horizontal de un muro considerada como efectiva para cada carga concentrada, no debe exceder la menor distancia centro a centro de las cargas, ni el ancho de apoyo más cuatro veces el espesor del muro.

C.14.2.5 – Los elementos en compresión construidos monolíticamente con muros deben cumplir con lo establecido en C.10.8.2.

C.14.2.6 – Los muros deben anclarse a los elementos que los intersectan, como pisos o cubiertas; o a columnas, pilastras, contrafuertes, de otros muros, y zapatas.

C.14.2.7 – Se permite que la cuantía de refuerzo y los límites de espesor exigidos por C.14.3 y C.14.5, sean dispensadas cuando el análisis estructural muestra que el muro posee resistencia y estabilidad adecuadas.

C.14.2.8 – La transferencia de fuerzas a la cimentación en la base del muro debe hacerse de acuerdo con C.15.8.

C.14.3 – Refuerzo mínimo

C.14.3.1 – El refuerzo mínimo vertical y horizontal debe cumplir con las disposiciones de C.14.3.2 y C.14.3.3, a menos que se requiera una cantidad mayor por cortante, de cuerdo con C.11.9.8 y C.11.9.9.

C.14.3.2 – La cuantía mínima para refuerzo vertical p_¿, es:

(a) 0.0012 para barras corrugadas no mayores que No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) con f_y no menor que 420 MPa, o

(b) 0.0015 para otras barras corrugadas, o

(c) 0.0012 para refuerzo electrosoldado de alambre (liso o corrugado) no mayor que MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro).

C.14.3.3 – La cuantía mínima para refuerzo horizontal, pt, es:

(a) 0.0020 para barras corrugadas no mayores que No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) con f_yno menor que 420 MPa, o

(b) 0.0025 para otras barras corrugadas, o

(c) 0.0020 para refuerzo electrosoldado de alambre (liso o corrugado) no mayor que MW200 ó MD200 (16 mm de diámetro).

C.14.3.4 – Los muros con un espesor mayor que 250 mm, excepto los muros de sótanos, deben tener el refuerzo en cada dirección colocado en dos capas paralelas a las caras del muro de acuerdo con:

(a) Una capa consistente en no menos de 1/2, y no más de 2/3 de el refuerzo total requerido para cada dirección debe colocarse a no menos de 50 mm ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie exterior.

(b) La otra capa, consistente en el resto del refuerzo requerido en esa dirección, debe colocarse a no menos de 20 mm ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie interior.

C.14.3.5 – El refuerzo vertical y horizontal debe espaciarse a no más de tres veces el espesor del muro, ni de 450 mm.

C.14.3.6 – El refuerzo vertical no necesita estar confinado por estribos laterales cuando el refuerzo vertical no es mayor de 0.01 veces el área total de concreto, o cuando el refuerzo vertical no se requiere como refuerzo de compresión.

C.14.3.7 – Alrededor de vanos de ventanas, puertas y aberturas de similar tamaño, además del refuerzo mínimo requerido por C.14.3.1, deben colocarse por lo menos dos barras No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) en todos los muros que tengan dos capas de refuerzo en ambas direcciones y una barra No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) en los muros que tengan una sola capa de refuerzo en ambas direcciones. Estas barras deben anclarse para desarrollar el f_y en tracción en las esquinas de las aberturas.

C.14.4 – Muros diseñados como elementos en compresión

Con excepción de lo dispuesto en C.14.5, los muros sometidos a carga axial o combinación de carga axial y de flexión deben diseñarse como elementos en compresión de acuerdo con las disposiciones de C.10.2, C.10.3, C.10.10, C.10.11, C.10.14, C.14.2 y C.14.3.

C.14.5 – Método empírico de diseño

C.14.5.1 – Se permite que los muros de sección transversal rectangular sin vacíos sean diseñados mediante las disposiciones empíricas de C.14.5, cuando la resultante de todas las cargas mayoradas esté localizada dentro del tercio central del espesor total del muro, y se satisfagan los requisitos de C.14.2, C.14.3 y C.14.5.

C.14.5.2 – La resistencia axial de diseño $Pn de un muro que satisface las limitaciones de C.14.5.1, debe calcularse mediante la ecuación (C.14-1), a menos que se diseñe de acuerdo con C.14.4.

>>P - [1 -[khj] (C.14-1)

donde $ corresponde al de secciones controladas por compresión de acuerdo con C.9.3.2.2. y el factor de longitud efectiva k es:

Para muros arriostrados en la parte superior e inferior con el fin de evitar el desplazamiento lateral y:

(a) Restringidos contra la rotación en uno o ambos extremos (superior o inferior o ambos) 0.8

(b) No restringidos contra la rotación en ambos extremos 1.0

Para muros no arriostrados con el fin de evitar el desplazamiento lateral 2.0

C.14.5.3 – Espesor mínimo de muros diseñados por el método empírico de diseño

C.14.5.3.1 – El espesor de muros de carga no debe ser menor de 1/25 de la altura o longitud del muro, la que sea menor, ni tampoco puede ser menor que 100 mm.

C.14.5.3.2 – El espesor de los muros exteriores de sótanos y cimentaciones no debe ser menor que 190 mm.

C.14.6 – Muros no portantes

C.14.6.1 – El espesor de los muros que no sean de carga no debe ser menor de 100 mm, ni menor de 1/30 de la distancia mínima entre elementos que le proporcionen apoyo lateral.

C.14.7 – Muros empleados como vigas de cimentación

C.14.7.1 – Los muros diseñados como vigas de cimentación deben tener el refuerzo superior e inferior que se requiere para resistir los momentos flectores, de acuerdo con las disposiciones de C.10.2 a C.10.7. El diseño por cortante debe cumplir con las disposiciones del Capítulo C.11.

C.14.7.2 – Las zonas expuestas de muros empleadas como vigas de cimentación que sobresalen del nivel del terreno, también deben cumplir con los requisitos de C.14.3.

C.14.8 – Diseño alternativo para muros esbeltos

C.14.8.1 – Cuando la tracción causada por flexión controla el diseño de un muro fuera de su plano, se considera que los requerimientos de C.14.8 satisfacen C.10.10.

C.14.8.2 – Los muros diseñados de cuerdo con las disposiciones de C.14.8 deben cumplir C.14.8.2.1 a C.14.8.2.6.

C.14.8.2.1 – El panel de muro debe diseñarse como un elemento simplemente apoyado, cargado axialmente, sometido a una carga lateral uniforme fuera del plano (perpendicular al plano), con momentos y deflexiones máximas a media altura.

C.14.8.2.2 – La sección transversal es constante en toda la altura del muro.

C.14.8.2.3 – El muro debe estar controlado por tracción.

C.14.8.2.4 – El refuerzo debe proporcionar un refuerzo de diseño:

*Mn > M_cr (14-2)

donde M_cr debe obtenerse usando el módulo de rotura dado en la ecuación (C.9-10).

C.14.8.2.5 – Las cargas gravitacionales concentradas aplicadas al muro por encima de la sección de diseño por flexión deben suponerse distribuidas en un ancho:

(a) Igual al ancho del apoyo, más un ancho a cada lado que se incrementa con una pendiente de 2 en vertical a 1 en horizontal hacia la sección de diseño; pero

(b) no mayor al espaciamiento de las cargas concentradas; y

(c) sin extenderse más allá de los bordes del muro.

C.14.8.2.6 – El esfuerzo vertical P_u/Ag a media altura del muro no debe exceder 0.06f_c'.

C.14.8.3 – La resistencia de diseño a momento, |Mn, para la combinación de carga axial y flexión a media altura debe cumplir:

$Mn > Mu (C.14-3)

donde:

Mu = Mua + PuAu (C.14-4)

M_ua es el momento máximo mayorado ubicado a media altura del muro, debido por las cargas laterales y verticales excéntricas, sin incluir los efectos PA, y Au es:

5M,<²

(O.⁷⁵) ^48Ec^I„

(C.14 - 5)

M_u debe obtenerse por iteración de las deflexiones, o con la ecuación (C.14-6)

donde:

^Mu

5Pu¿²

( 0.75) 48EJ„

(C.14 - 6)

I_{cr =} S. f A_s + AJlJ(d - c)² + ^cr E_c f ^s fy 2d J 3

y el valor de E_s/Ec no debe tomarse menor que 6.

(C.14-7)

C.14.8.4 – La deflexión máxima fuera del plano, As, debida a las cargas de servicio, incluyendo el efecto PA, no debe exceder £^150. Si Ma, momento máximo a media altura del muro debido a las cargas laterales y verticales excéntricas, en servicio, incluyendo los efectos PA, excede de (2/3)M_m, As debe calcularse con la ecuación (C.14- 8):

^As ^(2/3)A“ ^{+ (}Mn ^³; Mi )^(An^-(2/3)Acr ⁾ (C.14-«)

Si Ma, no excede de (2/3)M_m, As debe calcularse con la ecuación (C.14-9):

^As =( M;]^Acr -C '^{4 9}

donde:

^5Mcr^£2

48EcIg

^5Mn^£2

48EcIcr

(C.14-10)

(C.14-11)

I_cr debe calcularse con la ecuación (14-7) y M_a debe obtenerse por iteración de las deflexiones.

CAPÍTULO C.15.

CIMENTACIONES.

C.15.1 – Alcance

C.15.1.1 - Las disposiciones del Capítulo C.15 deben usarse en el diseño de zapatas aisladas y, cuando sean aplicables, a zapatas combinadas, zapatas sobre pilotes, losas de cimentación, pilotes, cajones de cimentación (caissons), muros y estructuras de contención y vigas de amarre de la cimentación.

C.15.1.2 – En C.15.10 se indican los requisitos adicionales para el diseño de zapatas combinadas y losas de cimentación, en C.15.11 pilotes y cajones de cimentación, en C.15.12 muros y estructuras de contención y en C.15.13 vigas de amarre de la cimentación.

C.15.2 – Cargas y reacciones

C.15.2.1 – Las zapatas deben diseñarse para resistir las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con los requisitos de diseño apropiados de este Reglamento y conforme a lo dispuesto en el Capítulo C.15.

C.15.2.2 – El área base de la zapata o el número y distribución de pilotes debe determinarse a partir de las fuerzas y momentos no mayorados transmitidos al suelo o a los pilotes a través de la zapata, y debe determinarse mediante principios de mecánica de suelos la resistencia admisible del suelo o la capacidad admisible de los pilotes.

C.15.2.3 – El cálculo de los momentos y esfuerzos de cortante para zapatas apoyadas sobre pilotes puede basarse en la suposición de que la reacción de cualquier pilote está concentrada en el centro del mismo.

C.15.3 – Zapatas que soportan columnas o pedestales de forma circular o de polígono regular

Para la localización de las secciones críticas para momentos, cortantes, y longitud de desarrollo del refuerzo en las zapatas, se permite considerar las columnas o pedestales de concreto de forma circular o de polígono regular como elementos cuadrados con la misma área.

C.15.4 – Momentos en zapatas

C.15.4.1 – El momento externo en cualquier sección de una zapata debe determinarse pasando un plano vertical a través de la zapata, y calculando el momento de las fuerzas que actúan sobre el área total de la zapata que quede a un lado de dicho plano vertical.

C.15.4.2 – El momento máximo mayorado, M_u, para una zapata aislada debe calcularse en la forma prescrita en C.15.4.1, para las secciones críticas localizadas como se indica a continuación:

(a) En la cara de la columna, pedestal o muro, para zapatas que soporten una columna, pedestal o muro de concreto.

(b) En el punto medio entre el eje central y el borde del muro, para zapatas que soporten muros de albañilería.

(c) En el punto medio entre la cara de la columna y el borde de la platina de base de acero, para zapatas que soporten una columna con platina de acero de base.

C.15.4.3 – En zapatas en una dirección y en zapatas cuadradas en dos direcciones, el refuerzo debe distribuirse uniformemente a lo largo del ancho total de la zapata.

C.15.4.4 – En zapatas rectangulares en dos direcciones, el refuerzo debe distribuirse como se indica en 15.4.4.1 y 15.4.4.2.

C.15.4.4.1 – El refuerzo en la dirección larga debe distribuirse uniformemente en el ancho total de la zapata.

C.15.4.4.2 – Para el refuerzo en la dirección corta, una porción del refuerzo total, YsAs, debe distribuirse en forma uniforme sobre una franja (centrada con respecto al eje de la columna o pedestal) cuyo ancho sea igual a la longitud del lado corto de la zapata. El resto del refuerzo requerido en la dirección corta, (i-Ys)As, debe distribuirse uniformemente en las zonas que queden fuera de la franja central de la zapata.

2

⁼(p+¹)

(15-1)

donde p es la relación del lado largo al lado corto de la zapata.

C.15.5 – Cortante en zapatas

C.15.5.1 – La resistencia al cortante de zapatas apoyadas en suelo o en roca, debe cumplir con lo estipulado en C.11.11.

C.15.5.2 – La ubicación de la sección crítica para cortante de acuerdo con el Capítulo C.11 debe medirse desde la cara de la columna, pedestal o muro. Para zapatas que soporten una columna o un pedestal con platina de acero de base, la sección crítica debe medirse a partir del punto definido en C.15.4.2(c).

C.15.5.3 – Cuando la distancia entre el eje de cualquier pilote y el eje de la columna es mayor a dos veces la distancia entre la parte superior del cabezal de los pilotes y la parte superior del pilote, el cabezal de los pilotes debe cumplir con C.11.11 y C.15.5.4. Otros cabezales de pilotes deben cumplir ya sea con el Apéndice C-A, o ambos C.11.11, y C.15.5.4. Si se usa el Apéndice C-A, la resistencia a la compresión efectiva del concreto de los puntales, f_ce, debe determinarse usando C-A.3.2.2(b).

C.15.5.4 – El cálculo del cortante en cualquier sección de una zapata apoyada sobre pilotes debe cumplir con C.15.5.4.1, C.15.5.4.2 y C.15.5.4.3.

C.15.5.4.1 – Se debe considerar que la reacción total de todo pilote con su centro localizado a dp_Ue/2 o más hacia el lado de afuera de la sección produce cortante en dicha sección.

C.15.5.4.2 – Se debe considerar que la reacción de cualquier pilote con su centro localizado dp_ü^2 o más hacia el lado interior de una sección no produce cortante en dicha sección.

C.15.5.4.3 – Para posiciones intermedias del centro del pilote, la parte de la reacción del pilote que produce cortante en la sección debe basarse en una interpolación lineal entre el valor total a dp_fle/2 hacia afuera de la sección y el valor cero correspondiente a dp_Ue/2 hacia adentro de la sección.

C.15.6 – Desarrollo del refuerzo en zapatas

C.15.6.1 – El desarrollo del refuerzo en las zapatas debe hacerse de acuerdo con el Capítulo C.12.

C.15.6.2 – La tracción o compresión calculadas en el refuerzo en cada sección debe desarrollarse a cada lado de dicha sección ya sea mediante una longitud embebida, ganchos (sólo en tracción) o dispositivos mecánicos, o bien mediante una combinación de los mismos.

C.15.6.3 – Las secciones críticas para el desarrollo del refuerzo deben suponerse en los mismos planos definidos en C.15.4.2 para el momento máximo mayorado y en todos los demás planos verticales en los cuales se presentan cambios de sección o de refuerzo. Véase también C.12.10.6.

C.15.7 – Altura mínima de las zapatas

La altura de las zapatas sobre el refuerzo inferior no debe ser menor de 150 mm para zapatas apoyadas sobre el suelo, ni menor de 300 mm en el caso de zapatas apoyadas sobre pilotes.

C.15.8 – Transmisión de fuerzas en la base de columnas, muros o pedestales reforzados

C.15.8.1 – Las fuerzas y los momentos en la base de columnas, muros o pedestales deben transmitirse al pedestal de apoyo o a la zapata a través del concreto por aplastamiento y mediante refuerzo, pasadores (dowels), y conectores mecánicos.

C.15.8.1.1 – El esfuerzo de aplastamiento en la superficie de contacto entre el elemento de apoyo y el elemento apoyado, no debe exceder la resistencia al aplastamiento del concreto para cualquiera de las superficies, de acuerdo con lo dispuesto en C.10.14.

C.15.8.1.2 – El refuerzo, los pasadores (dowels) o los conectores mecánicos entre elementos apoyados y de apoyo deben ser adecuados para transmitir:

(a) Toda la fuerza de compresión que exceda de la resistencia al aplastamiento del concreto de cualquiera de los elementos.

(b) Cualquier fuerza de tracción calculada a través de la interfaz.

Además, el refuerzo, las barras de traspaso o los conectores mecánicos deben satisfacer las disposiciones de C.15.8.2 ó C.15.8.3.

C.15.8.1.3 – Cuando los momentos calculados se transmiten al pedestal o a la zapata, el refuerzo, los pasadores (dowels) o los conectores mecánicos deben tener las características necesarias para satisfacer las disposiciones de C.12.17.

C.15.8.1.4 – Las fuerzas laterales deben transmitirse al pedestal o a la zapata de acuerdo con las disposiciones de cortante por fricción de C.11.6, o mediante otros medios apropiados.

C.15.8.2 – En estructuras construidas en obra, debe proporcionarse el refuerzo requerido para satisfacer C.15.8.1, ya sea extendiendo las barras longitudinales dentro del pedestal de apoyo o de las zapatas, o mediante pasadores (dowels).

C.15.8.2.1 – Para columnas y pedestales construidos en obra, el área de refuerzo a través de la interfaz no debe ser menor de 0.005 A_g, donde A_g es el área bruta del elemento soportado.

C.15.8.2.2 – Para muros construidos en obra, el área del refuerzo a través de la interfaz no debe ser menor que el refuerzo mínimo vertical señalado en C.14.3.2.

C.15.8.2.3 – En las zapatas, se permite el empalme por traslapo de las barras longitudinales de diámetro No. 43 y No. 57, sólo en compresión, con pasadores (dowels) para proporcionar el refuerzo requerido para satisfacer lo estipulado en C.15.8.1. Los pasadores (dowels) no deben ser mayores que barras No. 36 y deben extenderse dentro del elemento soportado por una distancia no menor que el mayor de ¿dc, de barras No. 43 y No. 57, y la longitud de empalme por traslapo para compresión de los pasadores (dowels), la que sea mayor, y dentro de la zapata por una distancia no menor que ¿dc de los pasadores.

C.15.8.2.4 – Cuando se proporciona una conexión que permita giro (articulada) en estructuras construidas en obra, dicha conexión debe cumplir con lo especificado en C.15.8.1 y C.15.8.3.

C.15.8.3 – En construcciones prefabricadas, se permite usar pernos de anclaje o conectores mecánicos apropiados para satisfacer lo estipulado en C.15.8.1. Los pernos de anclaje deben diseñarse de cuerdo con el Apéndice C-D.

C.15.8.3.1 – La conexión entre columnas prefabricadas o pedestales y los elementos de apoyo debe cumplir los requisitos de C.16.5.1.3(a).

C.15.8.3.2 – La conexión entre muros prefabricados y elementos de apoyo debe cumplir los requisitos de C.16.5.1.3(b) y (c).

C.15.8.3.3 – Los pernos de anclaje y los conectores mecánicos deben diseñarse para alcanzar su resistencia de diseño antes de que se presente la falla de anclaje o la falla del concreto que los circunda. Los pernos de anclaje deben diseñarse de cuerdo con el Apéndice C-D.

C.15.9 – Zapatas inclinadas o escalonadas

C.15.9.1 – En las zapatas con pendiente o escalonadas el ángulo de la pendiente, o la altura y ubicación de los escalones deben ser tales que se satisfagan los requisitos de diseño en cada sección. (Véase también C.12.10.6)

C.15.9.2 – Las zapatas con pendiente o escalonadas que se diseñen como una unidad, deben construirse para asegurar tal comportamiento.

C.15.10 – Zapatas combinadas y losas de cimentación

C.15.10.1 – Las zapatas que soporten más de una columna, pedestal o muro (zapatas combinadas y losas de cimentación) deben diseñarse para resistir las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con los requisitos de diseño apropiados de este Reglamento.

C.15.10.2 – El Método Directo de Diseño del Capítulo C.13 no debe utilizarse para el diseño de zapatas combinadas y losas de cimentación.

C.15.10.3 – La distribución del esfuerzo del terreno bajo zapatas combinadas y losas de cimentación debe estar de acuerdo con las propiedades del suelo y la estructura, y con principios establecidos de mecánica de suelos.

C.15.10.4 – El acero de refuerzo mínimo en losas de cimentación no preesforzadas debe cumplir con los requisitos de C.7.12.2 en cada dirección principal. El espaciamiento máximo no debe exceder 450 mm.

C.15.11 – Pilotes y cajones de cimentación

C.15.11.1 – Alcance - Los requisitos que se presentan en esta sección corresponden a los requerimientos mínimos por razones estructurales de pilotes y cajones de cimentación de concreto, incluyendo pilotes hincados, pilotes vaciados en sitio con camisa de acero, pilotes prebarrenados y cajones de cimentación excavados manual y mecánicamente. Las armaduras mínimas prescritas en la presente sección no cubren los efectos de impacto por hincado, ni las solicitaciones derivadas de empujes laterales y efectos sísmicos sobre los pilotes y cajones de cimentación, los cuales deben ser definidos por el estudio geotécnico de acuerdo con lo establecido en el Título H.

C.15.11.2 – Anclaje del refuerzo - El refuerzo longitudinal de los pilotes y cajones de cimentación debe anclarse en la zapata o dado, como mínimo, una distancia igual a la longitud de desarrollo en tracción, sin reducción por refuerzo en exceso, definida en el Capítulo C.12.

C.15.11.3 – Esfuerzos axiales máximos - Los esfuerzos axiales máximos admisibles sobre el pilote, o sobre el fuste cuando se trate de pilotes acampanados en su base, son los siguientes:

(a) Esfuerzos de compresión causados por las cargas gravitacionales (no incluye efectos de hincado):

D + L < 0.25f_c'Ag (C.15-2)

1.2D + 1.6L < 0.35f_c'Ag (C.15-3)

(b) Esfuerzos de compresión causados por las cargas gravitacionales más los efectos sísmicos:

D + L + 0.7E < 0.33f_c'Ag (C.15-4)

1.2D + 1.0L + 1.0E < 0.35f_c'Ag (C.15-5)

(c) Esfuerzos de tracción causados por los efectos sísmicos, cuando hay levantamiento (en este caso el pilote debe armarse en toda su longitud, a menos que el estudio geotécnico defina una longitud menor):

-1.0D + E < 0.9fyA_st (C.15-6)

C.15.11.4 – Esfuerzos de flexión - Cuando el pilote pueda verse sometido a momentos flectores debidos a empujes laterales o a efectos sísmicos, la determinación de los momentos de diseño debe realizarse de acuerdo con las recomendaciones del estudio geotécnico tal como lo indica el Título H. El diseño a flexión del pilote debe realizarse de acuerdo con los requisitos del presente Título C.

TABLA C.15.11-1 – CUANTÍAS MÍNIMAS LONGITUDINALES Y TRANSVERSALES EN PILOTES Y CAJONES DE CIMENTACIÓN VACIADOS EN SITIO

Nota: Cuando el diseño indica que se presentará disipación de energía en el rango inelástico en la zona superior del pilote o cajón, deben cumplirse los requisitos dados en el Capítulo C.21 y deben tomarse las precauciones necesarias para garantizar que la articulación plástica se presenta en la zona confinada.

C.15.11.5 – Cuantías mínimas y longitudes mínimas de armado - A menos que se requiera un mayor refuerzo de acuerdo con lo indicado en los Artículos C.15.11.3 y C.15.11.4, deben utilizarse las siguientes cuantías y longitudes mínimas de armado:

C.15.11.5.1 – Pilotes y cajones de cimentación vaciados in-situ - En los pilotes y cajones de cimentación vaciados en sitio, deben tenerse todas las precauciones para evitar que haya estrangulamientos causados por derrumbes internos dentro del pilote en el momento de vaciar el concreto. Las cuantías mínimas, longitudinales y transversales para pilotes y cajones de cimentación vaciados en sitio son las dadas en la Tabla C.15.11-1.

C.15.11.5.2 – Pilotes con camisa de acero - Los mismos requisitos que para pilotes y cajones de cimentación vaciados in-situ. Una camisa de acero, de calibre N° 14 (14 gauge) o mayor, del tipo de espiral electrosoldada, puede considerarse que reemplaza el efecto de confinamiento de los estribos; siempre y cuando se garantice la protección contra la corrosión de la camisa de acero.

C.15.11.5.3 – Tubería rellena de concreto - Debe colocarse refuerzo longitudinal con una cuantía mínima de 0.01 en la parte superior del pilote por una distancia igual al doble de la longitud de anclaje requerida para el refuerzo. Deben colocarse los estribos necesarios para garantizar que el refuerzo permanece en su sitio durante el vaciado del concreto.

C.15.11.5.4 – Pilotes prefabricados de concreto reforzado - Debe colocarse refuerzo longitudinal con una cuantía mínima de 0.01 en toda la longitud del pilote. Deben colocarse estribos, o una espiral equivalente, con un diámetro de barra mínimo N° 2 (1/4”) ó 6M (6 mm) con una separación máxima de 100 mm en los 600 mm superiores del pilote y 16 diámetros de barra longitudinal en el resto del pilote. Debe verificarse que el refuerzo mínimo anterior

sea suficiente para garantizar la integridad del pilote durante el proceso de hincado, y aumentarlo en caso que se requiera una mayor cantidad. La resistencia mínima a la compresión del concreto antes de iniciar el hincado debe ser f_c' = 21 MPa. En estructuras con capacidad especial de disipación de energía (DES) debe colocarse una espiral con una cuantía mínima ps 0.006, en vez de los estribos indicados anteriormente.

C.15.11.5.5 – Pilotes prefabricados de concreto preesforzado - Deben colocarse estribos, o una espiral equivalente, con un diámetro de barra mínimo N° 3 (3/8”) ó 10M (10 mm) con una separación máxima de 100 mm en los 600 mm superiores del pilote. La conexión a la zapata o dado, debe hacerse por medio de barras adicionales. La resistencia mínima a la compresión del concreto antes de iniciar el hincado debe ser fc' = 28 MPa.

C.15.11.5.6 – Pilotes de perfil laminado de acero - En estructuras con capacidad especial de disipación de energía (DES), la conexión con la zapata o dado de cimentación debe ser capaz de resistir una fuerza de tracción igual al 10 por ciento de la capacidad a compresión del pilote.

C.15.12 – Muros y estructuras de contención

C.15.12.1 – Los muros y elementos de contención de concreto reforzado deben diseñarse de acuerdo con los requisitos apropiados del presente Título C del Reglamento NSR-10. Los empujes, presiones activas y pasivas del suelo, empujes inducidos por los movimientos sísmicos, y los demás parámetros requeridos para el dimensionamiento de las estructuras de contención deben ser definidos en el estudio geotécnico, de acuerdo con lo prescrito en el Título H.

C.15.12.2 – Cuando los muros y elementos de contención están conectados o le dan apoyo al sistema de resistencia sísmica de la edificación, las conexiones entre el sistema de contención y el sistema de resistencia sísmica deben cumplir los requisitos apropiados del Título A y deben tomarse todas las precauciones para que los elementos de contención tengan un comportamiento compatible con el grado de disipación de energía en el rango inelástico propio del sistema de resistencia sísmica de la edificación.

C.15.13 – Vigas de amarre de la cimentación

C.15.13.1 – Fuerzas de diseño - En el diseño de las vigas de amarre de cimentación, deben cumplirse los siguientes requisitos:

(a) Los de A.3.6.4.2 con respecto a las fuerzas axiales que debe resistir la viga de amarre por efectos sísmicos,

(b) Las recomendaciones que al respecto contenga el estudio geotécnico, y

(c) Las del Título H del Reglamento.

C.15.13.3 – Dimensiones mínimas - Las dimensiones de las vigas de amarre deben establecerse en función de las solicitaciones que las afecten, dentro de las cuales se cuentan la resistencia a fuerzas axiales por razones sísmicas y la rigidez y características para efectos de diferencias de carga vertical sobre los elementos de cimentación y la posibilidad de ocurrencia de asentamientos totales y diferenciales.

C.15.13.3.1 – Las vigas de amarre deben tener una sección tal que su mayor dimensión debe ser mayor o igual a la luz dividida por 20 para estructuras con capacidad especial de disipación de energía (DES), a la luz dividida por 30 para estructuras con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) y a la luz dividida por 40 para estructuras con capacidad mínima de disipación de energía (DMI).

C.15.13.2 – Refuerzo longitudinal - Las vigas de amarre sobre el terreno que enlacen dados o zapatas deben tener refuerzo longitudinal continuo, el cual debe ser capaz de desarrollar f_ypor medio de anclaje en la columna exterior del vano final.

C.15.13.4 – Refuerzo transversal - Deben colocarse estribos cerrados en toda su longitud, con una separación que no exceda la mitad de la menor dimensión de la sección ó 300 mm. Las vigas de amarre que resistan momentos flectores provenientes de columnas deben cumplir los requisitos de separación y cantidad de refuerzo transversal que fije el Reglamento para el nivel de capacidad de disipación de energía en el rango inelástico del sistema de resistencia sísmica.

CAPÍTULO C.16.

CONCRETO PREFABRICADO.

C.16.1 – Alcance

C.16.1.1 – Todas las disposiciones del Reglamento NSR-10 que no sean específicamente excluidas y que no contradigan las disposiciones del Capítulo C.16, deben aplicarse a las estructuras que incorporan elementos estructurales prefabricados de concreto.
C.16.2 – Generalidades
C.16.2.1 – El diseño de elementos prefabricados y sus conexiones debe incluir las condiciones de carga y de restricción, desde la fabricación inicial hasta completar la estructura, incluyendo el desencofrado, almacenamiento, transporte y montaje.
C.16.2.2 – Cuando se incorporen elementos prefabricados a un sistema estructural, las fuerzas y deformaciones que se produzcan dentro y junto a las conexiones deben ser incluidas en el diseño.

C.16.2.3 – Deben especificarse las tolerancias tanto para los elementos prefabricados como para los elementos de interconexión. El diseño de los elementos prefabricados y de las conexiones debe incluir los efectos de estas tolerancias.

C.16.2.4 – Adicionalmente a los requisitos para planos y especificaciones de 1.2, debe incluirse (a) y (b) siguientes ya sea en los documentos contractuales o en los planos de taller:

(a) Detallado del refuerzo, insertos y dispositivos de izaje necesarios para resistir la fuerzas temporales derivadas del manejo, almacenamiento, transporte y montaje.

(b) Resistencia del concreto a las edades o etapas de construcción establecidas.

C.16.3 – Distribución de fuerzas entre elementos
C.16.3.1 – La distribución de fuerzas perpendiculares al plano de los elementos debe establecerse por medio de

análisis o ensayos.
C.16.3.2 – Cuando el comportamiento del sistema requiera que las fuerzas en el plano sean transferidas entre los elementos de un sistema de muro o piso prefabricado, deben aplicarse C.16.3.2.1 y C.16.3.2.2.

C.16.3.2.1 – La trayectoria de las fuerzas en el plano debe ser continua a través tanto de las conexiones como de los elementos.

C.16.3.2.2 – Cuando se produzcan fuerzas de tracción, debe proporcionarse una trayectoria continua de acero o refuerzo.

C.16.4 – Diseño de los elementos

C.16.4.1 – En losas de piso o cubierta en una dirección y en paneles de muros prefabricados preesforzados, con anchos menores de 3.7 m, y cuando los elementos no estén conectados mecánicamente como para provocar una restricción en la dirección transversal, se permite que los requisitos de refuerzo por retracción y temperatura de 7.12 en la dirección normal al refuerzo por flexión sean omitidos. Esta omisión no se aplica a elementos que requieren el refuerzo para resistir esfuerzos transversales de flexión.

C.16.4.2 – En muros prefabricados no preesforzados, el refuerzo debe diseñarse de acuerdo con las disposiciones de los Capítulos 10 ó 14 excepto que el área de refuerzo vertical y horizontal debe, cada una, no ser menor de 0.001 Ag, donde Ag es el área bruta del muro. El espaciamiento del refuerzo no debe exceder de 5 veces el espesor del muro ni 750 mm para muros interiores o 450 mm para muros exteriores.

C.16.5 – Integridad estructural

C.16.5.1 – Excepto cuando controlen las disposiciones de C.16.5.2, deben aplicarse las disposiciones mínimas sobre integridad estructural de C.16.5.1.1 a C.16.5.1.4 en todas las estructuras prefabricadas:

C.16.5.1.1 – Los amarres longitudinales y transversales requeridos por C.7.13.3 deben conectar los elementos a un sistema resistente a cargas laterales.

C.16.5.1.2 – Cuando elementos prefabricados formen diafragmas de cubierta o piso, las conexiones entre el diafragma y aquellos elementos que están siendo soportados lateralmente deben tener un resistencia nominal a la tracción no menor que 4.4 kN por metro lineal.

C.16.5.1.3 – Los requisitos de amarres verticales de tracción de C.7.13.3 se deben aplicar a todos los elementos estructurales verticales, excepto enchapes de fachada, y se deben lograr especificando conexiones en las juntas horizontales de acuerdo con (a) a (c):

(a) Las columnas prefabricadas deben tener una resistencia nominal a tracción no menor a 1.4Ag en N. En columnas con una sección transversal mayor a la requerida por consideraciones de carga, se permite emplear un área efectiva reducida Ag basada en la sección transversal requerida, pero no menor a la mitad del área total.

(b) Los paneles de muro prefabricados deben tener un mínimo de dos amarres por panel, con una resistencia nominal a la tracción no menor a 44 kN por amarre.

(c) Cuando las fuerzas de diseño no generen tracción en la base, se permite que los amarres requeridos por C.16.5.1.3(b) sean ancladas en una losa sobre el terreno de concreto apropiadamente reforzado.

C.16.5.1.4 – No se deben usar detalles de conexión que dependan solamente en la fricción causada por las cargas gravitacionales.

C.16.5.2 – En estructuras con muros portantes de concreto prefabricado que tengan tres o más pisos de altura, deben aplicarse las disposiciones mínimas de C.16.5.2.1 a C.16.5.2.5.

C.16.5.2.1 – En sistemas de piso y cubierta se deben especificar amarres transversales y longitudinales capaces de ofrecer una resistencia nominal de 22 kN por metro de ancho o largo. Los amarres deben colocarse sobre los apoyos de los muros interiores y entre los elementos y los muros exteriores. Los amarres deben estar ubicados en o dentro de 600 mm del plano del sistema de piso o cubierta.

C.16.5.2.2 – Los amarres longitudinales paralelos a los vanos de las losas de piso o cubierta deben espaciarse a no más de 3 m medido entre centros. Deben tomarse provisiones para transferir las fuerzas alrededor de aberturas.

C.16.5.2.3 – Los amarres transversales perpendiculares a los vanos de las losas de piso o cubierta deben tener un espaciamiento no mayor al espaciamiento de los muros de carga.

C.16.5.2.4 – Los amarres alrededor del perímetro de cada piso o cubierta, dentro de 1.2 m del borde, debe proporcionar una resistencia nominal a tracción no menor a 71 kN.

C.16.5.2.5 – Deben proporcionarse amarres verticales de tracción en todos los muros, y deben ser continuos en toda la altura de la edificación. Deben, además, proporcionar una resistencia nominal a la tracción no menor a 44 kN por metro horizontal de muro. Debe proporcionarse no menos de dos amarres por cada panel prefabricado.

C.16.6 – Diseño de conexiones y apoyos

C.16.6.1 – Se permite que las fuerzas sean transmitidas entre los elementos a través de juntas inyectadas con mortero, llaves de cortante, conectores mecánicos, conexiones con refuerzo de acero, afinado de piso reforzado, o combinación de estos métodos.

C.16.6.1.1 – La efectividad de las conexiones para transmitir fuerzas entre elementos debe ser determinada por medio del análisis o de ensayos. Cuando el cortante sea la principal carga impuesta, se permite usar las disposiciones de C.11.6.

C.16.6.1.2 – Cuando se diseña una conexión usando materiales con diferentes propiedades estructurales, deben considerarse sus rigideces, resistencias y ductilidades relativas.

C.16.6.2 – Los apoyos de elementos prefabricados de cubierta o piso en apoyos simples deben satisfacer C.16.6.2.1 y C.16.6.2.2.

C.16.6.2.1 – El esfuerzo de aplastamiento admisible en la superficie de contacto entre el elemento de apoyo y el apoyado y entre cualquier elemento de apoyo intermedio, no debe exceder la resistencia al aplastamiento de cualquiera de las superficies ni del elemento de apoyo. La resistencia al aplastamiento del concreto se da en C.10.17.

C.16.6.2.2 – A menos que se muestre por medio del análisis o ensayos que el comportamiento no se ve afectado, debe cumplirse con (a) y (b):

(a) Cada elemento y su sistema de apoyo debe tener dimensiones de diseño seleccionadas de manera que, después de considerar las tolerancias, la distancia desde el borde del apoyo al extremo del elemento prefabricado en la dirección de la luz sea al menos ¿^180, pero no menos que:

Para losas sólidas o alveolares (hollow-core) 50 mm

Para vigas o elementos en forma de T alargada 75 mm

(b) Las almohadillas de soporte en bordes no reforzados deben desplazarse hacia atrás un mínimo de 13 mm desde la cara del apoyo, o al menos la dimensión del chaflán en bordes achaflanados.

C.16.6.2.3 – Los requisitos de C.12.11.1 no se aplican al refuerzo para momento positivo en elementos prefabricados estáticamente determinados, pero al menos un tercio de dicho refuerzo debe extenderse hasta el centro del apoyo, tomando en consideración las tolerancias permitidas en C.7.5.2.2 y C.16.2.3.

C.16.7 – Elementos embebidos después de la colocación del concreto

C.16.7.1 – Cuando lo apruebe el profesional facultado para diseñar, se permite que los elementos embebidos (como espigos - dowels - o insertos) que sobresalgan del concreto o que queden expuestos para inspección sean embebidos mientras el concreto está plástico, siempre que se cumpla con C.16.7.1.1, C.16.7.1.2 y C.16.7.1.3.

C.16.7.1.1 – No se requiera que los elementos embebidos sean enganchados o amarrados al refuerzo dentro del concreto.

C.16.7.1.2 – Los elementos embebidos sean mantenidos en la posición correcta mientras el concreto está plástico.

C.16.7.1.3 – El concreto sea compactado adecuadamente alrededor de los elementos embebidos.

C.16.8 – Marcas de identificación

C.16.8.1 – Todo elemento prefabricado debe ser marcado para indicar su ubicación y orientación en la estructura y su fecha de fabricación.

C.16.8.2 – Las marcas de identificación deben corresponder con las de los planos de montaje.

C.16.8 – Marcas de identificación

C.16.8.1 – Todo elemento prefabricado debe ser marcado para indicar su ubicación y orientación en la estructura y su fecha de fabricación.

C.16.8.2 – Las marcas de identificación deben corresponder con las de los planos de montaje.

C.16.9 – Manejo
C.16.9.1 – El diseño de los elementos debe considerar las fuerzas y distorsiones que ocurren durante el curado, desencofrado, almacenamiento y montaje, de manera que los elementos prefabricados no sufran sobreesfuerzos o se dañen en forma alguna.
C.16.9.2 – Las estructuras y elementos prefabricados deben estar adecuadamente apoyados y arriostrados durante el montaje para asegurar el adecuado alineamiento e integridad estructural hasta que se completen las conexiones permanentes.

C.16.10 – Evaluación de la resistencia de estructuras prefabricadas

C.16.10.1 – Se permite que un elemento prefabricado que se transforma en uno compuesto mediante concreto colocado en sitio, sea ensayado como un elemento prefabricado aislado en flexión de acuerdo con C.16.10.1.1 y C.16.10.1.2.

C.16.10.1.1 – Las cargas de ensayo deben ser aplicadas sólo cuando los cálculos indiquen que para el elemento prefabricado aislado no es crítica la compresión o el pandeo.

C.16.10.1.2 – La carga de prueba debe ser la carga que, cuando se aplica al elemento prefabricado aislado, induce las mismas fuerzas totales en el refuerzo de tracción que las que se inducirían al cargar el elemento compuesto con las cargas de ensayo requeridas por C.20.3.2.

C.16.10.2 – Las disposiciones de C.20.5 deben ser la base para la aceptación o rechazo de los elementos prefabricados.

CAPÍTULO 17.

ELEMENTOS COMPUESTOS CONCRETO-CONCRETO SOMETIDOS A FLEXIÓN.

C.17.1 – Alcance

C.17.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.17 deben aplicarse al diseño de elementos compuestos de concreto sometidos a flexión, definidos como elementos prefabricados de concreto y/o fabricados en obra, construidos en etapas diferentes pero interconectados de manera tal que respondan a las cargas como una sola unidad.

C.17.1.2 – Todas las disposiciones del Título C del Reglamento NSR-10 se aplican a los elementos compuestos sometidos a flexión, excepto en lo modificado explícitamente en el Capítulo C.17.

C.17.2 – Generalidades

C.17.2.1 – Se permite usar elementos compuestos en su totalidad o partes de ellos, para resistir cortante y momento.

C.17.2.2 – Los elementos individuales deben investigarse para todas las etapas críticas de carga.

C.17.2.3 – Si la resistencia especificada, la densidad u otras propiedades de los diversos elementos son diferentes, deben utilizarse en el diseño las propiedades de los elementos individuales o los valores más críticos.

C.17.2.4 – En el cálculo de la resistencia de elementos compuestos no debe hacerse distinción entre elementos apuntalados y no apuntalados.

C.17.2.5 – Todos los elementos deben diseñarse para resistir las cargas introducidas antes del completo desarrollo de la resistencia de diseño del elemento compuesto.

C.17.2.6 – Se debe diseñar el refuerzo requerido para controlar el agrietamiento y prevenir la separación de los elementos individuales de los miembros compuestos.

C.17.2.7 – Los elementos compuestos deben cumplir con los requisitos de control de deflexiones dados en C.9.5.5.

C.17.3 – Apuntalamiento

Donde se emplee el apuntalami

Donde se emplee el apuntalamiento, éste no debe retirarse hasta que los elementos soportados hayan desarrollado las propiedades de diseño requeridas para resistir todas las cargas, y limitar las defecciones y el agrietamiento en el momento de retirar los puntales.

C.17.4 – Resistencia al cortante vertical

C.17.4.1 – Donde se considere que el cortante vertical es resistido por todo el elemento compuesto, se debe diseñar de acuerdo con los requisitos del Capítulo C.11, como si se tratara de un elemento de la misma sección transversal construido monolíticamente.

C.17.4.2 – El refuerzo para cortante debe estar totalmente anclado dentro de los elementos interconectados, de acuerdo con lo dispuesto en C.12.13.

C.17.4.3 – Se permite considerar el refuerzo para cortante, anclado y prolongado, como estribos para tomar el cortante horizontal.

C.17.5 – Resistencia al cortante horizontal

C.17.5.1 – En un elemento compuesto, debe asegurarse la transmisión completa de las fuerzas cortantes horizontales en las superficies de contacto de los elementos interconectados.

C.17.5.2 – En los requisitos de 17.5, d debe tomarse como la distancia desde la fibra extrema en compresión de la sección compuesta total al centroide de refuerzo longitudinal en tracción, preesforzado y no preesforzado, si existe, pero no hay necesidad de tomarlo menor de 0.8h para elementos de concreto preesforzado.

C.17.5.3 – A menos que se calcule de acuerdo con C.17.5.4, el diseño de las secciones transversales sometidas a cortante horizontal debe basarse en:

C.17.5.3.1 – Donde las superficies de contacto están limpias, libres de lechada y se han hecho rugosas intencionalmente, la resistencia al cortante Vnh no debe tomarse mayor a 0.55b v d.

C.17.5.3.2 – Donde se proporciona el mínimo de estribos de acuerdo con C.17.6 y las superficies de contacto están limpias y libres de lechada, pero no se han hecho rugosas intencionalmente, Vnh no debe tomarse mayor a 0.55b v d.

C.17.5.3.3 – Donde se proporciona el mínimo de estribos de acuerdo con C.17.6 y las superficies de contacto están limpias, libres de lechada y se han hecho rugosas intencionalmente con una amplitud aproximada de 6 mm.

C.17.5.3.4 – Donde Vu en la sección bajo consideración excede, el diseño por cortante horizontal debe hacerse de acuerdo con C.11.6.4.

C.17.5.4 – Como alternativa a C.17.5.3, el cortante horizontal debe determinarse calculando la variación real de la fuerza de comprensión o de tracción en cualquier segmento, y deben tomarse medidas para transferir esa fuerza como cortante horizontal al elemento soportante. La fuerza cortante horizontal mayorada no debe exceder la resistencia a cortante como se indica en C.17.5.3.1 a C.17.5.3.4.

C.17.5.4.1 – Donde los estribos proporcionados para resistir el cortante horizontal se diseñan para satisfacer C.17.5.4, la relación entre el área de los estribos y el espaciamiento a lo largo del elemento debe reflejar aproximadamente la distribución del esfuerzo de cortante en el elemento.

C.17.5.5 – Donde exista tracción a través de cualquier superficie de contacto entre elementos interconectados, sólo se permite la transmisión de cortante por contacto cuando se proporcione el mínimo de estribos de acuerdo con C.17.6.

C.17.6 – Estribos para cortante horizontal

C.17.6.1 – Donde se colocan estribos para transferir el cortante horizontal, el área de los estribos no debe ser menor que la requerida por C.11.4.6.3, y su espaciamiento no debe exceder de 4 veces la dimensión menor del elemento soportado, ni 600 mm.

C.17.6.2 – Los estribos que resisten el cortante horizontal deben consistir en barras individuales o alambre, estribos de ramas múltiples, o ramas verticales de refuerzo electrosoldado de alambre.

C.17.6.3 – Todos los estribos deben anclarse totalmente dentro de los elementos interconectados de acuerdo con C.12.13.

CAPÍTULO C.18.

CONCRETO PREESFORZADO.

C.18.1 – Alcance

C.18.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.18 se deben aplicar a elementos preesforzados con alambre, torones o barras que cumplan con los requisitos para aceros de preesforzado de C.3.5.5.

C.18.1.2 – Todas las disposiciones del Título C del Reglamento NSR-10 no excluidas específicamente y que no contradigan las disposiciones del Capítulo C.18, deben considerare aplicables al concreto preesforzado.

C.18.1.3 – Las siguientes disposiciones de este Título C del Reglamento NSR-10 no deben aplicarse al concreto preesforzado excepto cuando esté específicamente señalado: C.6.4.4, C.7.6.5, C.8.12.2, C.8.12.3, C.8.12.4, C.8.13, C.10.5, C.10.6, C.10.9.1 y C.10.9.2; Capítulo C.13; y secciones C.14.3, C.14.5 y C.14.6, salvo que se puedan aplicar algunas secciones de C.10.6 como se indica en C.18.4.4.

C.18.2 – Generalidades

C.18.2.1 – Los elementos preesforzados deben cumplir con los requisitos de resistencia especificados en este Título C del Reglamento NSR-10.

C.18.2.2 – El diseño de elementos preesforzados debe basarse en la resistencia y en el comportamiento en condiciones de servicio durante todas las etapas de carga que serán críticas durante la vida de la estructura, desde el momento en que el preesforzado se aplique por primera vez.

C.18.2.3 – En el diseño deben considerarse las concentraciones de esfuerzos debidas al preesforzado.

C.18.2.4 – Deben tomarse medidas con respecto a los efectos sobre estructuras adyacentes producidos por deformaciones plásticas y elásticas, deflexiones, cambios de longitud y rotaciones provocados por el preesforzado. También deben incluirse los efectos debido a cambios de temperatura y a retracción.

C.18.2.5 – Debe considerarse la posibilidad de pandeo de un elemento entre los puntos en que el concreto y el acero de preesforzado estén en contacto intermitente en un ducto de mayor tamaño del necesario, al igual que la posibilidad de pandeo de almas y alas delgadas.

C.18.2.6 – Al calcular las propiedades de la sección antes de la adherencia del acero de preesforzado, debe considerarse el efecto de la pérdida de área debida a ductos abiertos.

C.18.3 – Suposiciones de diseño

C.18.3.1 – El diseño por resistencia de elementos preesforzados para cargas axiales y de flexión debe basarse en las suposiciones de C.10.2, excepto que C.10.2.4 se debe aplicar únicamente al refuerzo que cumpla con lo señalado en C.3.5.3.

C.18.3.2 – Para el estudio de los esfuerzos en transferencia del preesforzado, bajo cargas de servicio y en el estado correspondiente a cargas de fisuración, se debe emplear la teoría elástica con las suposiciones de C.18.3.2.1 y C.18.3.2.2.

C.18.3.2.1 – Las deformaciones unitarias varían linealmente con la altura en todas las etapas de carga.

C.18.3.2.2 – En las secciones fisuradas el concreto no resiste tracción.

C.18.3.3 – Los elementos preesforzados a flexión deben clasificarse como Clase U, Clase T o Clase C en función de ft, correspondiente al esfuerzo calculado en la fibra extrema en tracción en la zona precomprimida en tracción, calculada para cargas de servicio, de la siguiente forma:

a) Clase U.

(b) Clase T.

(c) Clase C.

Los sistemas de losas preesforzadas en dos direcciones deben ser diseñadas como Clase U.

C.18.3.4 – Para los elementos sometidos a flexión Clase U y Clase T, se permite calcular los esfuerzos para cargas de servicio usando la sección no fisurada. Para los elementos sometidos a flexión de la Clase C, los esfuerzos para cargas de servicio se deben calcular usando la sección transformada fisurada.

C.18.3.5 – Las deflexiones de los elementos preesforzados sometidos a flexión deben ser calculadas de acuerdo con C.9.5.4.

C.18.4 – Requisitos de funcionamiento – Elementos sometidos a flexión

C.18.4.1 – Esfuerzos en el concreto inmediatamente después de la aplicación del preesforzado (antes de las pérdidas de preesforzado que dependen del tiempo).

(a) El esfuerzo en la fibra extrema en compresión, excepto lo permitido en (b), no debe exceder.

(b) El esfuerzo en la fibra extrema en compresión en los extremos de elementos simplemente apoyados no debe exceder.

(c) Donde los esfuerzos de tracción calculados excedan los límites establecidos, debe colocarse refuerzo adicional adherido (no preesforzado o preesforzado) en la zona de tracción, para resistir la fuerza total de tracción en el concreto, calculada con la suposición de sección no fisurada.

C.18.4.2 – Para los elementos preesforzados sometidos a flexión Clase U y Clase T, los esfuerzos en el concreto bajo las cargas de servicio (después de que han ocurrido todas las pérdidas de preesforzado) no deben exceder los siguientes valores:

(a) Esfuerzo en la fibra extrema en compresión debido al preesforzado y a las cargas permanentes en el tiempo.

(b) Esfuerzo en la fibra extrema en compresión debida al preesforzado y a todas las cargas.

C.18.4.3 – Se pueden exceder los esfuerzos admisibles del concreto, indicados en C.18.4.1 y C.18.4.2 si se demuestra mediante ensayos o análisis que no se perjudica el comportamiento.

C.18.4.4 – Para los elementos preesforzados sometidos a flexión Clase C no sometidos a fatiga o a una exposición agresiva, el espaciamiento del refuerzo adherido más cercano al borde más alejado en tracción no debe exceder el valor dado en C.10.6.4.

Para estructuras sometidas a fatiga o expuestas a medios corrosivos, se necesitan investigaciones y precauciones especiales.

C.18.4.4.1 – Los requisitos de espaciamiento deben ser cumplidos para el refuerzo no preesforzado y para los tendones adheridos. El espaciamiento de los tendones adheridos no debe exceder los 2/3 del espaciamiento máximo permitido para refuerzos no preesforzados. Cuando se usa tanto el refuerzo normal como los tendones de preesforzado adheridos para cumplir con los requisitos de espaciamiento, el espacio entre una barra y un tendón no debe exceder los 5/6 del permitido por C.10.6.4. Véase también C.18.4.4.3.

C.18.4.4.2 – Al aplicar la ecuación (C.10-4) a los tendones de preesforzado, Afps debe sustituir a fs, donde Afps debe tomarse como el esfuerzo calculado en el acero de preesforzado debido a cargas de servicio en un análisis con sección fisurada menos el esfuerzo de descompresión fdc. Puede considerarse fdc igual al esfuerzo efectivo en el acero de preesforzado fse. Véase también C.18.4.4.3.

C.18.4.4.3 – Al aplicar la ecuación (C.10-4) a tendones de preesforzado, la magnitud de AfpS no debe exceder los 250 MPa. Cuando AfpS es menor o igual a 140 MPa, los requisitos de espaciamiento de C.18.4.4.1 y C.18.4.4.2 no se aplican.

C.18.4.4.4 – Cuando h en una viga exceda de 900 mm, el área de refuerzo longitudinal de superficie compuesto de refuerzo o tendones adheridos, debe proporcionarse de acuerdo con los requisitos de C.10.6.7.

C.18.5 – Esfuerzos admisibles en el acero de preesforzado

C.18.5.1 – Los esfuerzos de tracción en el acero de preesforzado no deben exceder:

(a) Debido a la fuerza del gato de preesforzado, pero no mayor que el mínimo entre el máximo valor recomendado por el fabricante del acero de preesforzado o de los dispositivos de anclaje.

(b) Inmediatamente después de la transferencia del preesfuerzo, pero no mayor que.

(c) Tendones de postensado, en anclajes y acoples, inmediatamente después de transferencia.

C.18.6 – Pérdidas de preesfuerzo

C.18.6.1 – Para determinar el esfuerzo efectivo en el acero de preesforzado, fse, deben considerarse las siguientes fuentes de pérdidas de preesforzado:

(a) Asentamiento del acero de preesforzado durante la transferencia.

(b) Acortamiento elástico del concreto.

(c) Flujo plástico del concreto.

(d) Retracción del concreto.

(e) Relajación de esfuerzo en el acero de preesforzado.

(f) Pérdidas por fricción debidas a la curvatura intencional o accidental de los tendones de postensado.

C.18.6.2 – Pérdidas por fricción en los tendones de postensado

C.18.6.2.1 – Ppx, la fuerza en los tendones de postensado a una distancia del extremo donde se aplica la fuerza del gato, debe calcularse por medio de:

C.18.6.2.2 – Las pérdidas por fricción deben basarse en coeficientes de fricción por desviación accidental K y por curvatura Pp determinados experimentalmente, y deben verificarse durante las operaciones de tensionamiento del tendón.

C.18.6.2.3 – En los planos de diseño se deben colocar los valores de K y Pp empleados en el diseño.

C.18.6.3 – Cuando exista pérdida de preesforzado en un elemento debido a la unión del mismo con una estructura adyacente, dicha pérdida de preesforzado debe tenerse en cuenta en el diseño.

C.18.7 – Resistencia a flexión

C.18.7.1 – La resistencia a flexión de diseño para elementos sometidos a flexión se debe calcular con los métodos de diseño por resistencia de este Título C del Reglamento NSR-10. Para el acero de preesforzado, fps debe sustituir a fy en los cálculos de resistencia.

C.18.7.2 – Como alternativa a una determinación más precisa de fps basada en la compatibilidad de deformaciones, se pueden utilizar los siguientes valores aproximados de fps, siempre que fse no sea menor que 0.50fpu.

(a) Para elementos con tendones adheridos.

Cuando se tiene en cuenta cualquier refuerzo de compresión al calcular fps mediante la ecuación (C.18-3), el término debe tomarse no menor de 0.17 y d' no debe ser mayor de 0.15dp.

(b) Para elementos con tendones no adheridos y con una relación luz-altura de 35 o menos.

Pero fps en la ecuación (C.18-4), no debe tomarse mayor que el menor de fpy y (fse + 420).

(c) Para elementos con tendones no adheridos y con una relación luz-altura mayor de 35:

(c) Para elementos con tendones no adheridos y con una relación luz-altura mayor de 35.

Pero fps en la ecuación (C.18-5) no debe tomarse mayor que el menor de f y (fse + 210).

C.18.7.3 – Puede considerarse que el refuerzo no preesforzado que cumple con C.3.5.3, en caso de utilizarse simultáneamente con acero de preesforzado, contribuye a la fuerza de tracción y se permite incluirlo en los cálculos de resistencia a la flexión con un esfuerzo igual a fy. Se permite incluir otros refuerzos no preesforzados en los cálculos de resistencia únicamente si se efectúa un análisis de compatibilidad de deformaciones con el fin de determinar los esfuerzos en dicho refuerzo.

C.18.8 – Límites del refuerzo en elementos sometidos a flexión

C.18.8.1 – Las secciones de concreto preesforzado deben clasificarse como secciones controladas por tracción, de transición o controladas por compresión, de acuerdo con C.10.3.3 y C.10.3.4. Se deben usar los factores adecuados de reducción de resistencia, de C.9.3.2.

C.18.8.2 – La cantidad total de refuerzo preesforzado y no preesforzado en elementos con refuerzo preesforzado adherido, debe ser la necesaria para desarrollar una carga mayorada de por lo menos 1.2 veces la carga de fisuración, calculada con base en el módulo de rotura fr especificado en C.9.5.2.3. Se permite omitir esta disposición para elementos sometidos a flexión con resistencia a cortante y flexión de al menos el doble de lo exigido en C.9.2.

C.18.8.3 – Parte o todo el refuerzo adherido consistente en barras o tendones debe colocarse lo más cerca posible de la cara en tracción en los elementos preesforzados sometidos a flexión. En elementos preesforzados con tendones no adheridos, el refuerzo mínimo adherido consistente en barras o tendones debe cumplir con los requisitos de C.18.9.

C.18.9 – Refuerzo mínimo adherido

C.18.9.1 – En todos los elementos sometidos a flexión con tendones no adheridos, debe proporcionarse un área mínima de refuerzo adherido, tal como se requiere en C.18.9.2 y C.18.9.3.

C.18.9.2 – Con excepción de lo dispuesto en C.18.9.3, el área mínima del refuerzo adherido debe calcularse mediante.

C.18.9.2.1 – El refuerzo adherido requerido por la ecuación (18-6) debe estar distribuido de manera uniforme sobre la zona de tracción precomprimida y tan cerca como sea posible de la fibra extrema en tracción.

C.18.9.2.2 – El refuerzo adherido se requiere independientemente de las condiciones de esfuerzo bajo carga de servicio.

C.18.9.3 – En sistemas de losas planas en dos direcciones, el área mínima y la distribución del refuerzo adherido deben cumplir con lo requerido en C.18.9.3.1, C.18.9.3.2 y C.18.9.3.3.

C.18.9.3.1 – No se debe requerir refuerzo adherido en las zonas de momento positivo donde ft, el esfuerzo de tracción en la fibra extrema en tracción de la zona de tracción precomprimida al nivel de cargas de servicio (después de considerar todas las pérdidas de preesforzado), no excede.

C.18.9.3.2 – En zonas de momento positivo donde el esfuerzo de tracción calculado en el concreto bajo carga de servicio excede, el área mínima del refuerzo adherido debe calcularse mediante.

Donde el valor de fy usado en la ecuación (C.18-7) no debe exceder de 420 MPa. El refuerzo adherido debe distribuirse de manera uniforme sobre la zona de tracción precomprimida, tan cerca como sea posible de la fibra extrema en tracción.

C.18.9.3.3 – En zonas de momento negativo sobre las columnas de apoyo, el área mínima del refuerzo adherido, As, en la parte superior de la losa en cada dirección debe calcularse mediante.

Donde Acf es la mayor área de la sección transversal bruta de las franjas viga-losa en los dos pórticos equivalentes ortogonales que se intersectan en la columna en una losa en dos direcciones.

El refuerzo adherido requerido por la ecuación (C.18-8) debe distribuirse entre líneas que están 1.5h fuera de las caras opuestas de la columna de apoyo. Deben colocarse por lo menos 4 barras o alambres en cada dirección. El espaciamiento del refuerzo adherido no debe exceder de 300 mm.

C.18.9.4 – La longitud mínima del refuerzo adherido requerido en C.18.9.2 y C.18.9.3 debe ser la indicada en C.18.9.4.1, C.18.9.4.2 y C.18.9.4.3.

C.18.9.4.1 – En zonas de momento positivo, la longitud mínima del refuerzo adherido debe ser 1/3 de la luz libre, ¿n, y estar centrada en la zona de momento positivo.

C.18.9.4.2 – En zonas de momento negativo, el refuerzo adherido debe prolongarse 1/6 de la luz libre, ¿n, a cada lado del apoyo.

C.18.9.4.3 – Cuando se dispone refuerzo adherido para contribuir a |Mn de acuerdo con C.18.7.3, o para las condiciones de esfuerzo de tracción de acuerdo con C.18.9.3.2, la longitud mínima debe cumplir también con las disposiciones del Capítulo C.12.

C.18.10 – Estructuras estáticamente indeterminadas

C.18.10.1 – Los pórticos y elementos continuos de concreto preesforzado deben diseñarse para un comportamiento satisfactorio en condiciones de cargas de servicio y para ofrecer una resistencia adecuada.

C.18.10.2 – El comportamiento en condiciones de carga de servicio debe determinarse mediante un análisis elástico, considerando las reacciones, momentos, cortantes y fuerzas axiales producidas por el preesforzado, flujo plástico, retracción, variaciones de temperatura, deformación axial, restricción de los elementos estructurales adyacentes y asentamientos de la cimentación.

C.18.10.3 – Los momentos que se utilizan para calcular la resistencia requerida deben ser la suma de los momentos debidos a las reacciones inducidas por el preesforzado (con un factor de mayoración de 1.0) y los momentos debidos a las cargas de diseño mayoradas. Se permite ajustar la suma de estos momentos tal como lo indica C.18.10.4.

C.18.10.4 – Redistribución de momentos en elementos continuos preesforzados a flexión

C.18.10.4.1 – Cuando se provee refuerzo adherido en los apoyos de acuerdo con C.18.9, se permite disminuir los momentos negativos o positivos calculados por medio de la teoría elástica para cualquier tipo de carga, según C.8.4.

C.18.10.4.2 – El momento reducido debe utilizarse para calcular los momentos redistribuidos en todas las demás secciones de los vanos. Se debe mantener el equilibrio estático después de la redistribución de momentos para cada disposición de carga.

C.18.11 – Elementos a compresión – Carga axial y flexión combinadas

C.18.11.1 – Los elementos de concreto preesforzado sometidos a carga axial y flexión combinadas, con o sin refuerzo no preesforzado, deben diseñarse de acuerdo con los métodos de diseño por resistencia de este Título C del Reglamento NSR-10 para elementos no preesforzados. Deben incluirse los efectos de preesforzado, retracción, flujo plástico y cambio de temperatura.

C.18.11.2 – Límites del refuerzo en elementos preesforzados sometidos a compresión.

C.18.11.2.1 – Los elementos con un esfuerzo promedio de compresión en el concreto debido solamente a la fuerza de preesforzado efectivo menor que 1.6 MPa deben contar con un refuerzo mínimo de acuerdo con C.7.10, C.10.9.1 y C.10.9.2 para columnas, o con C.14.3 para muros.

C.18.11.2.2 – Excepto en el caso de muros, los elementos con un esfuerzo promedio de compresión en el concreto, debido únicamente a la fuerza efectiva de preesforzado, igual o superior a 1.6 MPa deben tener todos los tendones rodeados por espirales o estribos laterales, de acuerdo con (a) a (d):

(a) Las espirales deben cumplir con lo indicado en C.7.10.4.

(b) Los estribos laterales deben ser por lo menos No. 10, o formarse con refuerzo electrosoldado de alambre de área equivalente, y tener un espaciamiento vertical que no exceda de 48 veces el diámetro de la barra o del alambre, ni la menor dimensión del elemento a compresión.

(c) Los estribos deben localizarse verticalmente, por encima del borde superior de la zapata o de la losa de cualquier piso, a una distancia no mayor de la mitad del espaciamiento de estribo requerido, y deben distribuirse, tal como se especifica aquí, hasta una distancia no mayor de la mitad del espaciamiento por debajo del refuerzo horizontal inferior de los elementos apoyados localizados encima.

(d) Cuando existan vigas o ménsulas que enmarquen por todos los lados a la columna, se permite terminar los estribos a no más de 75 mm por debajo del refuerzo inferior de dichas vigas o ménsulas.

C.18.11.2.3 – Para muros con un esfuerzo promedio de compresión en el concreto, debido únicamente a la fuerza efectiva de preesforzado igual o mayor que 1.6 MPa, los requisitos mínimos de refuerzo de C.14.3 pueden obviarse cuando el análisis estructural demuestre una resistencia y estabilidad adecuadas.

C.18.12 – Sistemas de losas

C.18.12.1 – Los momentos y cortantes mayorados en sistemas de losas preesforzadas, reforzadas a flexión en más de una dirección, deben determinarse de acuerdo con las disposiciones de C.13.7 (excluyendo lo mencionado en C.13.7.7.4 y C.13.7.7.5) o mediante procedimientos de diseño más elaborados.

C.18.12.2 – El öMn en losas preesforzadas exigido por C.9.3 para cada sección debe ser mayor o igual a Mu teniendo en cuenta C.9.2, C.18.10.3 y C.18.10.4.

C.18.12.3 – En condiciones de carga de servicio, todas las limitaciones de funcionamiento, incluyendo los límites especificados para las deflexiones, deben cumplirse considerando adecuadamente los factores enumerados en C.18.10.2.

C.18.12.4 – Para cargas uniformemente distribuidas, el espaciamiento de los tendones o grupos de tendones en al menos una dirección no debe exceder el menor de 8 veces el espesor de la losa ni 1.5 m. El espaciamiento de los tendones debe proveer un preesforzado promedio mínimo efectivo de 0.9 MPa sobre la sección de losa aferente al.

C.18.12.4 – Tendón o grupo de tendones. Para losas con variación de la sección transversal a lo largo del vano de la losa, ya sea paralelo o perpendicular al tendón o grupo de tendones, se requiere un preesforzado promedio mínimo efectivo de 0.9 MPa en cada sección transversal de losa aferente al tendón o grupo de tendones a lo largo del vano. Se deben considerar las cargas concentradas y las aberturas en las losas al determinar el espaciamiento de los tendones.

C.18.12.5 – En losas con tendones no adheridos debe proporcionarse refuerzo adherido de acuerdo con C.18.9.3 y C.18.9.4.

C.18.12.6 – Excepto lo permitido en C.18.12.7, en losas con tendones no adheridos, se debe proporcionar torones postensados de siete alambres, con un mínimo de 2 torones de 12.7 mm de diámetro o más, en cada dirección en las columnas, ya sea pasando a través de o anclados dentro de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna. Por fuera de las caras exteriores de la columna y descolgado para cortante, estos dos tendones de integridad estructural deben pasar bajo cualquier tendón ortogonal en los vanos adyacentes. Donde se anclen los dos tendones de integridad estructural, dentro de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna, el anclaje debe colocarse fuera del centroide de la columna y lejos del vano anclado.

C.18.12.7 – Se permiten losas pretensionadas que no cumplan con C.18.12.6 siempre que contengan refuerzo inferior en cada dirección, que pase dentro de la región circunscrita por el refuerzo longitudinal de la columna y estén anclados en los apoyos exteriores como lo exige C.13.3.8.5. La extensión mínima de estas barras más allá de la cara de la columna o del descolgado para cortante debe ser igual o mayor a la longitud de desarrollo de la barra, según C.12.2.1.

C.18.12.8 – En losas izadas, el refuerzo inferior de anclaje debe detallarse de acuerdo con C.13.3.8.6.

C.18.13 – Zona de anclaje de tendones postensados

C.18.13.1 – Zona de anclaje.

La zona de anclaje se debe considerar como compuesta de dos sectores:

(a) La zona local es el prisma rectangular (o rectangular equivalente para anclajes circulares u ovalados) que circunda al dispositivo de anclaje y cualquier refuerzo de confinamiento.

(b) La zona general es la zona de anclaje tal como se define en C.2.2 e incluye la zona local.

C.18.13.2 – Zona local.

C.18.13.2.1 – El diseño de las zonas locales debe basarse en la fuerza mayorada de preesforzado, Ppu, y en los requisitos de C.9.2.5 y C.9.3.2.5.

C.18.13.2.2 – Debe proporcionarse refuerzo a la zona local en donde se requiera para un funcionamiento adecuado del dispositivo de anclaje.

C.18.13.2.3 – Los requisitos para la zona local de C.18.13.2.2 se satisfacen con C.18.14.1 ó C.18.15.1 y C.18.15.2.

C.18.13.3 – Zona general.

C.18.13.3.1 – El diseño de las zonas generales debe basarse en la fuerza mayorada de preesforzado, Ppu, y en los requisitos de C.9.2.5 y C.9.3.2.5.

C.18.13.3.2 – Se debe proporcionar refuerzo en la zona general donde se requiera para resistir el estallido, descascaramiento y las fuerzas longitudinales de tracción en el borde inducidas por los dispositivos de anclaje. Deben considerarse los efectos de cambios abruptos en la sección.

C.18.13.3.3 – Los requisitos para la zona general establecidos en C.18.13.3.2 se consideran satisfechos por C.18.13.4, C.18.13.5, C.18.13.6 y cuando sea aplicable lo indicado en C.18.14.2, ó C.18.14.3, ó C.18.15.3.

C.18.13.4 – Resistencia nominal de los materiales.

C.18.13.4.1 – El esfuerzo a tracción del refuerzo adherido a la resistencia nominal está limitado a fy para el refuerzo no preesforzado y a fpy para el refuerzo preesforzado. El esfuerzo nominal de tracción del refuerzo no adherido preesforzado para resistir las fuerzas de tracción en las zonas de anclaje debe estar limitado a fps = fse + 70.

C.18.13.4.2 – Salvo el caso de concreto confinado dentro de espirales o estribos cerrados de confinamiento que proporcionen confinamiento equivalente al indicado por la ecuación (C.10-5), la resistencia nominal a compresión del concreto en la zona general debe limitarse a 0.7ëfc'.

C.18.13.4.3 – La resistencia a compresión del concreto en el momento de postensar debe especificarse en los planos de diseño. A menos que se usen dispositivos de anclaje sobredimensionados para compensar la menor resistencia a compresión o que el acero esté esforzado a no más del 50 por ciento de la fuerza final del preesforzado, el acero de preesforzado no debe tensarse hasta que la resistencia a la compresión del concreto, medida en ensayos consistentes con el curado del elemento, sea al menos 28 MPa para torones de varios alambres o de al menos 17 MPa para los tendones de un torón o para barras.

C.18.13.5 – Métodos de diseño.

C.18.13.5.1 – Para el diseño de zonas generales se permiten los siguientes métodos, siempre que los procedimientos específicos usados den como resultado predicciones de resistencia que concuerden sustancialmente con los resultados de ensayos de amplio alcance:

(a) Modelos de plasticidad basados en equilibrio (modelos “puntal - tensor”).

(b) Análisis lineal de esfuerzos (incluyendo análisis por elementos finitos o equivalente).

(c) Ecuaciones simplificadas, cuando sean aplicables.

C.18.13.5.2 – No deben usarse las ecuaciones simplificadas en los casos en que la sección transversal del elemento no sea rectangular, en donde las discontinuidades en o cerca de la zona general causen desviaciones en la trayectoria de las fuerzas, en donde la distancia mínima al borde sea menor que 1.5 veces la dimensión lateral del dispositivo de anclaje en esa dirección, o en donde se usen dispositivos múltiples de anclaje que no queden dispuestos como un solo grupo compacto.

C.18.13.5.3 – La secuencia de tensionamiento debe especificarse en los planos y considerarse en el diseño.

C.18.13.5.4 – Deben considerarse los efectos tridimensionales en el diseño y deben analizarse usando procedimientos tridimensionales o ser aproximados considerando la suma de los efectos en dos planos ortogonales.

C.18.13.5.5 – Para los dispositivos de anclaje ubicados lejos del extremo del elemento, debe proporcionarse refuerzo adherido para transferir, al menos, 0.35Ppu a la sección de concreto que queda detrás del anclaje. Tal refuerzo debe colocarse simétricamente alrededor de los dispositivos de anclaje y debe estar completamente desarrollado tanto por detrás como por delante de los dispositivos de anclaje.

C.18.13.5.6 – Cuando los tendones son curvados en la zona general, excepto para tendones de un alambre o donde el análisis demuestre que no se requiere refuerzo, se debe proporcionar refuerzo adherido con el objeto de resistir las fuerzas radiales y de hendimiento.

C.18.13.5.7 – Excepto para tendones de un torón o donde el análisis demuestre que no se requiere refuerzo, se debe proporcionar un refuerzo mínimo en direcciones ortogonales paralelas a la superficie posterior de todas las zonas de anclaje con una resistencia nominal a la tracción igual al 2 por ciento de cada fuerza de preesforzado mayorada con el objeto de evitar el descascaramiento.

C.18.13.5.8 – Debe obviarse la resistencia a la tracción del concreto al calcular el refuerzo requerido.

C.18.13.6 – Requisitos de detallado.

La elección de los tamaños de refuerzo, espaciamientos, recubrimiento y otros detalles para las zonas de anclaje debe contemplar las tolerancias en el doblado, fabricación e instalación del refuerzo, el tamaño del agregado y la correcta colocación y consolidación del concreto.

C.18.14 – Diseño de las zonas de anclaje para tendones de un alambre o barras de 16 mm de diámetro

C.18.14.1 – Diseño de la zona local.

Los dispositivos de anclaje de un solo tendón o barras de 16 mm o menos de diámetro y el refuerzo de una zona local deben cumplir con los requisitos establecidos en ACI 423.7 o con los requisitos para dispositivos especiales de anclaje indicados en C.18.15.2.

C.18.14.2 – Diseño de la zona general para tendones de losa.

C.18.14.2.1 – Para los dispositivos de anclaje para torones de 13 mm de diámetro o menores en losas de concreto de peso normal, se debe proporcionar refuerzo mínimo que cumpla con los requisitos de C.18.14.2.2 y C.18.14.2.3, a menos que un análisis detallado que cumpla con lo indicado en C.18.13.5 demuestre que tal refuerzo no es necesario.

C.18.14.2.2 – Se deben disponer dos barras horizontales no menores de No. 13 paralelas al borde de la losa. Se permite que dichas barras estén en contacto con la cara frontal del dispositivo de anclaje y deben estar dentro de una distancia h/2 adelante de cada dispositivo. Dichas barras deben extenderse, al menos, 150 mm a cada lado de los bordes exteriores de cada dispositivo.

C.18.14.2.3 – Si el espaciamiento, centro a centro, de los dispositivos de anclaje es de 300 mm o menos, los dispositivos de anclaje se deben considerar como agrupados. Por cada grupo de seis o más dispositivos de anclaje, se deben proporcionar n + 1 barras en horquilla o estribos cerrados al menos No. 10, donde n es la cantidad de dispositivos de anclaje. Debe colocarse una barra en horquilla o estribo entre cada dispositivo de anclaje y uno a cada lado del grupo. Las barras en horquilla o estribos deben colocarse con los extremos extendiéndose dentro de la losa perpendicularmente al borde. La parte central de las barras en horquilla o estribos debe colocarse perpendicularmente al plano de la losa desde 3h/8 hasta h/2 adelante de los dispositivos de anclaje.

C.18.14.2.4 – Para dispositivos de anclaje que no se ajusten a lo indicado en C.18.14.2.1, el refuerzo mínimo debe basarse en un análisis detallado que cumpla con los requisitos de C.18.13.5.

C.18.14.3 – Diseño de la zona general para grupos de tendones de un alambre en vigas principales y secundarias.

El diseño de la zona general para los grupos de tendones de un alambre en vigas principales y secundarias debe cumplir con los requisitos de C.18.13.3 a C.18.13.5.

C.18.15 – Diseño de las zonas de anclaje para tendones de varios torones

C.18.15.1 – Diseño de la zona local.

Los dispositivos básicos de anclaje para varios torones y el refuerzo de la zona local deben cumplir con los requisitos establecidos por AASHTO en Standard Specification for Highway Bridges, División I, artículos C.9.21.7.2.2 al C.9.21.7.2.4.

Los dispositivos especiales de anclaje deben cumplir con los ensayos requeridos en AASHTO Standard Specification for Highway Bridges, División I, artículo C.9.21.7.3 y descritos en AASHTO Standard Specification for Highway Bridges, División II, artículo C.10.3.2.3.

C.18.15.2 – Uso de dispositivos especiales de anclaje

Cuando se vayan a usar dispositivos especiales de anclaje se debe proporcionar refuerzo de superficie suplementario en las regiones correspondientes a las zonas de anclaje, además del refuerzo de confinamiento especificada para el dispositivo de anclaje. Este refuerzo suplementario debe ser igual en configuración y por lo menos equivalente en cuantía volumétrica a cualquier refuerzo de superficie suplementario usado en los ensayos para calificar la aceptación del dispositivo de anclaje.

C.18.15.3 – Diseño de la zona general

El diseño de la zona general para los tendones de varios torones debe cumplir con los requisitos establecidos en C.18.13.3 a C.18.13.5.

C.18.16 – Protección contra la corrosión de tendones de preesforzado no adheridos

C.18.16.1 – Los aceros de preesforzado no adheridos deben estar encapsulados en un ducto de postensado. El acero de preesforzado deben quedar completamente recubierto y el ducto postensado alrededor del acero de preesforzado debe llenarse con un material adecuado que asegure la protección contra la corrosión.

C.18.16.2 – El ducto postensado debe ser impermeable y continuo en toda la longitud no adherida.

C.18.16.3 – Para aplicaciones en ambientes corrosivos, el ducto postensado debe estar conectado a todos los anclajes ya sean de tensionamiento, intermedios o fijos, de manera impermeable.

C.18.16.4 – Los tendones no adheridos de un solo torón deben protegerse de la corrosión de acuerdo con lo indicado en la publicación de ACI 423.7.

C.18.17 – Ductos para postensado

C.18.17.1 – Los ductos para tendones que se inyectan con mortero de inyección deben ser impermeables al mortero y no reactivos con el concreto, acero de preesforzado, mortero de inyección e inhibidores de la corrosión.

C.18.17.2 – Los ductos para tendones inyectados de un solo alambre o torones de una barra deben tener un diámetro interior al menos 6 mm mayor que el diámetro del acero de preesforzado.

C.18.17.3 – Los ductos para alambres, torones o barras múltiples agrupadas que se vayan a inyectar con mortero de inyección deben tener un área transversal interior a lo menos igual a dos veces el área transversal del acero de preesforzado.

C.18.17.4 – Los ductos deben mantenerse libres de agua empozada si los elementos que van a inyectarse con mortero de inyección quedan expuestos a temperaturas bajo el punto de congelamiento antes de la inyección del mortero de inyección.

C.18.18 – Mortero de inyección para tendones adheridos

C.18.18.1 – El mortero de inyección debe consistir en cemento portland y agua o en cemento portland, arena y agua.

C.18.18.2 – Los materiales para el mortero de inyección deben cumplir con lo especificado en C.18.18.2.1 a C.18.18.2.4.

C.18.18.2.1 – El cemento pórtland debe cumplir con los requisitos de C.3.2.

C.18.18.2.2 – El agua debe cumplir con los requisitos de C.3.4.

C.18.18.2.3 – Si se usa arena, esta debe cumplir con los requisitos de ASTM C144, excepto que se permite modificar la granulometría conforme sea necesario para lograr una trabajabilidad satisfactoria.

C.18.18.2.4 – Se permite el uso de aditivos que cumplan con lo establecido en C.3.6 de los cuales se sepa que no producen efectos perjudiciales en el mortero de inyección, acero u concreto. No debe emplearse cloruro de calcio.

C.18.18.3 – Dosificación del mortero de inyección

C.18.18.3.1 – La dosificación del mortero de inyección debe basarse en una de las siguientes condiciones; (a) o (b):

(a) Los resultados de ensayos de mortero de inyección fresco y endurecido realizados antes de iniciar las operaciones de inyección; o

(b) Experiencia documentada previa con materiales y equipo similares y bajo condiciones de obra comparables.

C.18.18.3.2 – El cemento utilizado en la obra debe corresponder a aquél en el cual se basó la selección de la dosificación del mortero de inyección.

C.18.18.3.3 – El contenido de agua debe ser el mínimo necesario para el bombeo adecuado del mortero de inyección; sin embargo, la relación agua cemento no debe exceder de 0.45 en peso.

C.18.18.3.4 – No debe añadirse agua con el objeto de aumentar la fluidez cuando ésta haya disminuido por demora en el uso del mortero de inyección.

C.18.18.4 – Mezclado y bombeo del mortero de inyección

C.18.18.4.1 – El mortero de inyección debe mezclarse en un equipo capaz de efectuar el mezclado y agitación mecánica continua que produzca una distribución uniforme de los materiales, debe tamizarse y bombearse de tal manera que se llenen por completo los ductos.

C.18.18.4.2 – La temperatura de los elementos en el momento de inyección del mortero de inyección debe estar por encima de 2 °C y debe mantenerse por encima de esta temperatura hasta que los cubos de 50 mm fabricados con el mismo mortero de inyección y curados en la obra logren una resistencia mínima a la compresión de 5.5 MPa.

C.18.18.4.3 – La temperatura del mortero de inyección no debe ser superior a 32 °C durante el mezclado y el bombeo.

C.18.19 – Protección del acero de preesforzado

Las operaciones de soldadura o calentamiento en las proximidades de tendones de preesforzado deben realizarse de manera tal que el acero de preesforzado no quede expuesto a temperaturas excesivas, chispas de soldadura o descargas eléctricas.

C.18.20 – Aplicación y medición de la fuerza de preesfuerzo

C.18.20.1 – La fuerza de preesforzado debe determinarse por medio de los dos métodos siguientes:

(a) La medición de la elongación del acero. La elongación requerida debe determinarse a partir de las curvas promedio carga-elongación para el acero de preesforzado usado;

(b) La medición de la fuerza del gato en un manómetro calibrado o celda de carga o por medio del uso de un dinamómetro calibrado.

Debe investigarse y corregirse la causa de cualquier diferencia en la determinación de la fuerza entre los métodos (a) y (b) que exceda del 5 por ciento en los elementos pretensados o de un 7 por ciento para las construcciones postensadas.

C.18.20.2 – Cuando la transferencia de fuerza desde los extremos del banco de pretensado se efectúe cortando el acero de preesforzado con soplete, los puntos de corte y la secuencia de cortado deben predeterminarse con el objeto de evitar esfuerzos temporales no deseados.

(a) La medición de la elongación del acero. La elongación requerida debe determinarse a partir de las curvas promedio carga-elongación para el acero de preesforzado usado;

(b) La medición de la fuerza del gato en un manómetro calibrado o celda de carga o por medio del uso de un dinamómetro calibrado.

Debe investigarse y corregirse la causa de cualquier diferencia en la determinación de la fuerza entre los métodos (a) y (b) que exceda del 5 por ciento en los elementos pretensados o de un 7 por ciento para las construcciones postensadas.

C.18.20.2 – Cuando la transferencia de fuerza desde los extremos del banco de pretensado se efectúe cortando el acero de preesforzado con soplete, los puntos de corte y la secuencia de cortado deben predeterminarse con el objeto de evitar esfuerzos temporales no deseados.

Notas

CAPÍTULO C.19.

CÁSCARAS Y LOSAS PLEGADAS.

C.19.1 – Alcance y definiciones

C.19.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.19 se deben aplicar a cáscaras delgadas y losas plegadas de concreto, incluyendo nervaduras y elementos de borde.

C.19.1.2 – Todas las disposiciones de este Título C del Reglamento NSR-10 que no estén excluidas específicamente y que no estén en conflicto con las disposiciones del Capítulo C.19, deben aplicarse a cáscaras delgadas.

C.19.1.3 – Cáscaras delgadas (Thin shells) – Estructuras espaciales tridimensionales, hechas de una o más losas curvas o losas plegadas, cuyo espesor es pequeño en comparación con sus otras dimensiones. Las cáscaras delgadas se caracterizan por su comportamiento tridimensional frente a la carga, determinado por la geometría de sus formas, por la manera en que están apoyadas y por la naturaleza de la carga aplicada.

C.19.1.4 – Losas plegadas (Folded plates) – Una clase especial de estructuras de cáscaras, formadas por losas planas y delgadas unidas a lo largo de sus bordes para crear estructuras espaciales tridimensionales.

C.19.1.5 – Cáscaras nervadas (Ribbed shells) – Estructuras espaciales con el material colocado principalmente a lo largo de ciertas líneas nervadas preferidas, con el área entre nervaduras cubierta por losas delgadas o abierta.

C.19.1.6 – Elementos auxiliares (Auxiliary members) – Nervaduras o vigas de borde que sirven para dar rigidez, reforzar, y apoyar la cáscara. Por lo general, los elementos auxiliares actúan conjuntamente con la cáscara.

C.19.1.7 – Análisis elástico (Elastic analysis) – Análisis de deformaciones y fuerzas internas basado en el equilibrio, la compatibilidad de las deformaciones y en el supuesto de comportamiento elástico, y que representa con aproximación adecuada la acción tridimensional de la cáscara junto con sus elementos auxiliares.

C.19.1.8 – Análisis inelástico (Inelastic analysis) – Análisis de deformaciones y fuerzas internas basado en el equilibrio, relaciones esfuerzo-deformación no lineales para el concreto y el refuerzo, la consideración de la fisuración y de los efectos dependientes del tiempo y la compatibilidad de las deformaciones. El análisis debe representar con aproximación adecuada la acción tridimensional de la cáscara, junto con sus elementos auxiliares.

C.19.1.9 – Análisis experimental (Experimental analysis) – Procedimiento de análisis basado en la medición de deformaciones de la estructura o de su modelo; el análisis experimental se basa ya sea en el comportamiento elástico o en el comportamiento inelástico.

C.19.2 – Análisis y diseño

C.19.2.1 – El comportamiento elástico puede ser una base aceptada para determinar fuerzas internas y desplazamientos en cáscaras delgadas. Se puede establecer este comportamiento mediante cálculos basados en un análisis de la estructura de concreto no fisurada, en la que se supone que el material es linealmente elástico, homogéneo e isotrópico. Se puede suponer el coeficiente de Poisson del concreto igual a cero.

C.19.2.2 – Se pueden emplear análisis inelásticos cuando se pueda demostrar que estos métodos proporcionan una base segura para el diseño.

C.19.2.3 – Se deben hacer verificaciones del equilibrio de resistencias internas y cargas externas para asegurar la consistencia de los resultados.

C.19.2.4 – Se pueden emplear procedimientos experimentales o análisis numéricos cuando se demuestre que dichos procedimientos proporcionan una base segura para el diseño.

C.19.2.5 – Se permiten los métodos aproximados de análisis cuando se pueda demostrar que dichos métodos proporcionan una base segura para el diseño.

C.19.2.6 – En cáscaras preesforzadas el análisis debe considerar también el comportamiento bajo cargas inducidas durante el preesforzado, bajo la carga de fisuración, y bajo cargas mayoradas. Cuando los tendones cambian de dirección y no están colocados en un mismo plano dentro de la cáscara, el diseño debe tener en cuenta las componentes de la fuerza resultantes sobre la cáscara causados porque el perfil del tendón no esté situado en un solo plano.

C.19.2.7 – El espesor de una cáscara y su refuerzo deben diseñarse para la resistencia y funcionamiento requerido, empleando ya sea el método de diseño por resistencia de C.8.1.1 o el método alternativo de diseño de C.8.1.2.

C.19.2.8 – Debe investigarse la inestabilidad de la cáscara y debe mostrarse en el diseño que ha sido evitada.

C.19.2.9 – Los elementos auxiliares deben diseñarse de acuerdo con las disposiciones aplicables de este Título C del Reglamento NSR-10. Se puede suponer que una porción de la cáscara igual al ancho del ala, según lo especificado en C.8.12, actúa con el elemento auxiliar. En dichas partes de la cáscara el refuerzo perpendicular al elemento auxiliar debe ser al menos igual a la establecida en C.8.12.5 para el ala de una viga T.

C.19.2.10 – El diseño por resistencia de losas que hacen parte de cáscaras para esfuerzos de membrana y flexión debe estar basado en la distribución de esfuerzos y deformaciones determinada a partir de un análisis elástico o inelástico.

C.19.2.11 – En una región en la cual se ha previsto fisuración en la membrana, la resistencia nominal a compresión en la dirección paralela a las fisuras debe tomarse como 0.4fc'.

C.19.3 – Resistencia de diseño de los materiales

C.19.3.1 – La resistencia especificada a la compresión del concreto f' a 28 días no debe ser menor de 21 MPa.

C.19.3.2 – La resistencia a la fluencia especificada del refuerzo no preesforzado fy no debe exceder de 420 MPa.

C.19.4 – Refuerzo de la cáscara

C.19.4.1 – El refuerzo de la cáscara se debe proporcionar para resistir los esfuerzos de tracción provocados por las fuerzas internas de la membrana, para resistir la tracción producida por los momentos de flexión y de torsión, para controlar la fisuración por retracción y temperatura y para actuar como refuerzo especial en los bordes de la cáscara, en los puntos de aplicación de la carga y en las aberturas de la cáscara.

C.19.4.2 – El refuerzo por tracción debe disponerse en dos o más direcciones y debe proporcionarse de manera tal que su resistencia en cualquier dirección iguale o exceda a la componente de esfuerzos internos en esa dirección.

Alternativamente, el refuerzo para los esfuerzos de membrana en la losa puede calcularse como el refuerzo requerido para resistir las fuerzas de tracción axial más las fuerzas de tracción debidas al cortante por fricción necesario para transferir el cortante a través de cualquier sección transversal de la membrana. El coeficiente de fricción, p, no debe exceder lo especificado en C.11.6.4.3.

C.19.4.3 – El área de refuerzo de la cáscara en cualquier sección, medida en dos direcciones ortogonales, no debe ser menor que el refuerzo de losa por retracción o temperatura requerida por C.7.12.

C.19.4.4 – El refuerzo por cortante y momento flector alrededor de ejes en el plano de la losa de la cáscara, deben calcularse de acuerdo con los Capítulos C.10, C.11 y C.13.

C.19.4.5 – El área de refuerzo por tracción de la cáscara debe ser limitada de manera que el refuerzo debe fluir antes de que tenga lugar el aplastamiento del concreto en compresión o el pandeo de la cáscara.

C.19.4.6 – En regiones de gran tracción, el refuerzo debe colocarse, cuando resulte práctico, en las direcciones generales de las fuerzas principales de tracción de membrana. Cuando esta medida no resulte práctica, se puede colocar el refuerzo de membrana en dos o más direcciones para las componentes.

C.19.4.7 – Si la dirección del refuerzo varía más de 10° de la dirección de la fuerza principal de tracción de membrana, debe revisarse la cantidad de refuerzo respecto a la fisuración a nivel de carga de servicio.

C.19.4.8 – Cuando la magnitud del esfuerzo principal de tracción de membrana dentro de la cáscara varía significativamente dentro del área de la superficie de la cáscara, se puede concentrar el refuerzo que resise la tracción total en las regiones de mayor esfuerzo de tracción, cuando se pueda demostrar que esto proporciona una base segura para el diseño. Sin embargo, la cuantía de refuerzo de la cáscara en cualquier porción de la zona de tracción no debe ser menor de 0.0035, basada en el espesor total de la cáscara.

C.19.4.9 – El refuerzo requerido para resistir momentos de flexión de la cáscara debe diseñarse con la debida consideración a la acción simultánea de las fuerzas axiales de membrana en el mismo sitio. Cuando se requiere refuerzo de cáscara sólo en una cara para resistir los momentos de flexión, se deben colocar cantidades iguales cerca de ambas superficies de la cáscara, aunque el análisis no indique reversión de los momentos de flexión.

C.19.4.10 – El refuerzo de la cáscara en cualquier dirección no debe espaciarse a más de 450 mm, ni más de 5 veces el espesor de la cáscara. Cuando el esfuerzo principal de tracción de membrana sobre el área total de concreto, debido a cargas mayoradas, excede de 0.33$xf, el refuerzo no debe espaciarse a más de 3 veces el espesor de la cáscara.

C.19.4.11 – El refuerzo de la cáscara en la unión de esta con los elementos de apoyo o los elementos de borde se debe anclar o extender a través de dichos elementos de acuerdo con los requisitos del Capítulo C.12, excepto que la longitud de desarrollo mínima debe ser 1.2¿d, pero no menor de 450 mm.

C.19.4.12 – Las longitudes de desarrollo de los empalmes del refuerzo de la cáscara deben regirse por las disposiciones del Capítulo C.12, excepto que la longitud mínima de empalme por traslapo de barras en tracción debe ser 1.2 veces el valor requerido en el Capítulo C.12, pero no menor de 450 mm. El número de empalmes en el refuerzo principal de tracción debe mantenerse en un mínimo práctico. Donde los empalmes sean necesarios, se deben escalonar al menos, con no más de un tercio del refuerzo empalmado en cualquier sección.

C.19.5 – Construcción

C.19.5.1 – Cuando el descimbrado se basa en un módulo de elasticidad del concreto específico, debido a consideraciones de estabilidad o deformación, el valor del módulo de elasticidad, Ec, usado se debe determinar mediante ensayos de flexión de viguetas curadas en obra. El profesional facultado para diseñar debe especificar el número de probetas, las dimensiones de las viguetas y los procedimientos de ensayo.

C.19.5.2 – Los documentos del contrato debe especificar las tolerancias para la forma de la cáscara. Cuando la construcción tenga desviaciones de la forma mayores que las tolerancias especificadas, se debe hacer un análisis del efecto de las desviaciones y se debe tomar las medidas correctivas necesarias para asegurar un comportamiento seguro.

Notas

CAPÍTULO C.20.

EVALUACIÓN DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS EXISTENTES.

C.20.1 – Evaluación de la resistencia – Generalidades

C.20.1.1 – Si existen dudas respecto acerca de si una parte o toda una estructura cumple los requisitos de seguridad del Título C del Reglamento NSR-10, debe realizarse una evaluación de resistencia de acuerdo con lo requerido por el profesional facultado para diseñar o la autoridad competente.

C.20.1.2 – Si el efecto de una deficiencia en la resistencia se entiende bien y es posible medir las dimensiones y propiedades de los materiales que se requieren para llevar a cabo un análisis, es suficiente una evaluación analítica de la resistencia basada en dichas mediciones. Los datos necesarios deben determinarse de acuerdo con C.20.2.

C.20.1.3 – En el caso que los efectos de una deficiencia en la resistencia no sean bien entendidas o no sea posible establecer las dimensiones y propiedades del material a través de mediciones, se requiere una prueba de carga en el caso que la estructura se vaya a mantener en servicio.

C.20.1.4 – Si la duda respecto a una parte o a toda una estructura involucra deterioro, y si la respuesta observada durante la prueba de carga satisface los criterios de aceptación, se permite que la estructura o parte de ella se mantenga en servicio por un período de tiempo especificado. Si el profesional facultado para diseñar lo considera necesario, deben realizarse reevaluaciones periódicas.

C.20.2 – Determinación de las dimensiones y propiedades de los materiales

C.20.2.1 – Deben establecerse las dimensiones de los elementos en las secciones críticas.

C.20.2.2 – La ubicación y tamaño de las barras de refuerzo, refuerzo electrosoldado de alambre, o tendones deben determinarse a través de mediciones. Se puede basar la ubicación del refuerzo en los planos disponibles si se realizan verificaciones puntuales para confirmar la información de los planos.

C.20.2.3 – Si se requiere, la resistencia del concreto debe basarse en resultados de ensayos de cilindros de la construcción original o ensayos de núcleos extraídos en la parte de la estructura cuya resistencia está en duda. Para evaluar la resistencia de una estructura existente, se pueden usar los datos de los ensayos de cilindros o núcleos para calcular un f'c equivalente. El método para obtener y ensayar los núcleos debe estar de acuerdo con la NTC 3658 (ASTM C42M).

C.20.2.4 – Si se requiere, la resistencia del refuerzo o del acero de preesforzado debe basarse en ensayos de tracción de muestras representativas del material de la estructura en cuestión.

C.20.2.5 – Si las dimensiones y propiedades del material requeridas se determinan a través de mediciones o ensayos, y si los cálculos se pueden realizar de acuerdo con C.20.1.2, se puede incrementar el valor de ö con respecto a los valores dados en C.9.3, pero ö no puede ser mayor a:

Secciones controladas por tracción, como se define en C.10.3.4: 1.0

Secciones controladas por compresión, como se define en C.10.3.3:

- Elementos con espiral que cumplan con C.10.9.3: 0.9

- Otros elementos reforzados: 0.8

Cortante y/o torsión: 0.8

Aplastamiento del concreto: 0.8

C.20.3 – Procedimiento para la prueba de carga

C.20.3.1 – Disposición de la carga

El número y disposición de vanos o paneles cargados debe seleccionarse para maximizar las deflexiones y esfuerzos en las zonas críticas de los elementos estructurales cuya resistencia esté en duda. Debe usarse más de un patrón de carga si un patrón único no produce simultáneamente valores máximos de los efectos (tal como deflexión, rotaciones o esfuerzos) necesarios para demostrar la idoneidad de la estructura.

C.20.3.2 – Intensidad de la carga

La carga total de ensayo (incluyendo la carga muerta ya presente) no debe ser menor que el mayor entre (a), (b) y (c):

(a)

(b)

(c)

Se puede reducir el factor de carga en la carga viva L en (b) a 0.45, excepto en estacionamientos, áreas ocupadas como lugares para reuniones públicas y todas las áreas donde L sea mayor de 4.8 kN/m². Se permite reducir L de acuerdo con las disposiciones del Título B del Reglamento NSR-10.

C.20.3.3 – Una prueba de carga no debe realizarse hasta que la porción de la estructura que se someterá a la carga tenga al menos 56 días. Se pueden realizar las pruebas a una edad menor si el propietario de la estructura, el constructor, y todas las partes involucradas están de acuerdo.

C.20.4 – Criterio de carga

C.20.4.1 – Debe obtenerse el valor inicial de todas las mediciones de la respuesta que sean pertinentes (tales como deflexión, rotación, deformación unitaria, deslizamiento, ancho de fisura) no más de una hora antes de la aplicación del primer incremento de carga. Las mediciones deben realizarse en ubicaciones donde se espere la respuesta máxima. Deben realizarse mediciones adicionales si así se requiere.

C.20.4.2 – La carga de ensayo debe aplicarse en no menos de cuatro incrementos aproximadamente iguales.

C.20.4.3 – La carga uniforme de ensayo debe aplicarse de manera que se asegure su distribución uniforme a la estructura o parte de la estructura que está siendo ensayada. Debe evitarse el efecto arco en la carga aplicada.

C.20.4.4 – Debe realizarse un conjunto de mediciones de la respuesta después de que se coloca cada incremento de carga, y después de que se ha colocado el total de la carga sobre la estructura por al menos 24 horas.

C.20.4.5 – Debe removerse toda la carga de prueba inmediatamente después que se han realizado todas las mediciones de la respuesta definidas en C.20.4.4.

C.20.4.6 – Debe realizarse un conjunto final de mediciones de la respuesta 24 horas después que se ha removido la carga de prueba.

C.20.5 – Criterio de aceptación

C.20.5.1 – La porción de la estructura ensayada no debe mostrar evidencias de falla. El descascaramiento y aplastamiento del concreto comprimido debe considerarse como una indicación de falla.

C.20.5.2 – Las deflexiones máximas medidas deben satisfacer una de las siguientes condiciones:

Si la máxima medida y las deflexiones residuales, Ai y Ar, no satisfacen las ecuaciones (C.20-1) ó (C.20-2), se puede repetir la prueba de carga.

La repetición de la prueba no debe realizarse antes de 72 horas desde la remoción de la carga correspondiente a la primera prueba. La porción de la estructura ensayada en la repetición de la prueba debe considerarse aceptable si la recuperación de la deflexión Ar satisface la condición:

donde A2 es la deflexión máxima medida durante la segunda prueba, relativa a la posición de la estructura al iniciar la segunda prueba.

C.20.5.3 – Los elementos estructurales ensayados no deben tener fisuras que indiquen la inminencia de una falla por cortante.

C.20.5.4 – En las zonas de elementos estructurales que no cuenten con refuerzo transversal, la aparición de fisuras estructurales inclinadas respecto al eje longitudinal y que tengan una proyección horizontal mayor que la altura del elemento en el punto medio de la fisura debe ser evaluada.

C.20.5.5 – En zonas de anclaje o empalmes por traslapo, la aparición a lo largo de la línea de refuerzo de una serie de fisuras cortas inclinadas o de fisuras horizontales debe ser investigada.

C.20.6 – Disposiciones para la aceptación de cargas de servicio menores

Si la estructura no satisface las condiciones o criterios de C.20.1.2, C.20.5.2 ó C.20.5.3, se puede utilizar la estructura para un nivel menor de carga, con base en los resultados de la prueba de carga o del análisis, siempre que lo apruebe la autoridad competente.

C.20.7 – Seguridad

C.20.7.1 – Las pruebas de carga deben efectuarse de tal forma que existan condiciones seguras para la vida y para la estructura durante la prueba.

C.20.7.2 – Ninguna medida de seguridad debe interferir en los procedimientos de la prueba de carga ni afectar los resultados.

Notas

CAPÍTULO C.21.

REQUISITOS DE DISEÑO SISMO RESISTENTE.

C.21.1 – Requisitos generales

C.21.1.1 – Alcance

C.21.1.1.1 – El Capítulo C.21 contiene disposiciones para el diseño y la construcción de los elementos de concreto reforzado de una estructura en la cual las fuerzas de diseño, relacionadas con los movimientos sísmicos, se han determinado con base en la disipación de energía en el rango no lineal de respuesta.

C.21.1.1.2 – El Título A del Reglamento NSR-10 designa la capacidad de disipación de energía de cada sistema estructural de resistencia sísmica como se indica en C.1.1.9.1 para estructuras de concreto estructural.

C.21.1.1.3 – Todos los elementos deben cumplir los requisitos de los Capítulos C.1 a C.19 y C.22. Las estructuras asignadas a las capacidades de disipación de energía mínima (DMI), moderada (DMO) y especial (DES) deben también cumplir con C.21.1.1.4 a C.21.1.1.8 tal como sea aplicable.

C.21.1.1.4 – Estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía mínima (DMI) deben cumplir C.21.1.2.

C.21.1.1.5 – Estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía moderada (DMO) deben cumplir C.21.1.2 a C.21.1.8.

C.21.1.1.6 – Estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía especial (DES) deben cumplir C.21.1.2 a C.21.1.8, y C.21.11 a C.21.13.

C.21.1.1.7 – Los sistemas estructurales designados como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas deben limitarse a aquellos designados por el Título A del Reglamento NSR-10. Los siguientes requisitos deben ser cumplidos por todo sistema estructural designado como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas, sin distingo de su capacidad de disipación de energía:

(a) Los pórticos ordinarios resistentes a momento con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) deben cumplir con C.21.2.

(b) Los muros estructurales ordinarios de concreto reforzado con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) no necesitan cumplir requisito alguno del Capítulo C.21.

(c) Los pórticos intermedios resistentes a momento con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) deben cumplir con C.21.3.

(d) Los muros estructurales intermedios prefabricados y construidos en sitio con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) deben cumplir con C.21.4.

(e) Los pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES) deben cumplir con C.21.5 a C.21.8.

(f) Los muros estructurales especiales con capacidad especial de disipación de energía (DES) deben cumplir con C.21.9.

(g) Los muros estructurales especiales prefabricados con capacidad especial de disipación de energía (DES) deben cumplir con C.21.10.

Todos los pórticos especiales resistentes a momento y todos los muros estructurales especiales con capacidad especial de disipación de energía (DES) deben cumplir también con C.21.1.3 a C.21.1.7.

C.21.1.1.8 – Se puede permitir un sistema estructural de concreto reforzado que no cumpla los requisitos de este Capítulo si se demuestra por medio de evidencia experimental y análisis que el sistema propuesto tiene rigidez y tenacidad igual o mayor a las de una estructura monolítica comparable de concreto reforzado que cumpla con este Capítulo. Para el efecto se debe obtener una autorización especial ante la Comisión Asesora Permanente del Régimen de Construcciones Sismo Resistentes, creada por medio de la Ley 400 de 1997 y adscrita al Ministerio de Ambiente, Vivienda y Desarrollo Territorial.

C.21.1.2 – Análisis y diseño de elementos estructurales

C.21.1.2.1 – En el análisis debe tenerse en cuenta la interacción de todos los elementos estructurales y no estructurales que afecten la respuesta lineal y no lineal de la estructura ante movimientos sísmicos.

C.21.1.2.2 – Se permiten elementos rígidos no considerados como parte de un sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas con la condición de considerar y tener en cuenta en el diseño de la estructura su efecto en la respuesta del sistema. Se deben considerar también las consecuencias de las fallas de los elementos estructurales y no estructurales que no forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.1.2.3 – Los elementos estructurales situados por debajo de la base de la estructura y que se requieren para transmitir a la cimentación las fuerzas resultantes de los efectos sísmicos, deben cumplir también con las disposiciones del Capítulo C.21, que sean congruentes con el sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas localizado encima de la base de la estructura.

C.21.1.3 – Factores de reducción de la resistencia

Los factores de reducción de la resistencia deben ser los indicados en C.9.3.4.

C.21.1.4 – Concreto en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES)

C.21.1.4.1 – Se deben aplicar los requisitos de C.21.1.4 a los pórticos especiales resistentes a momento, muros estructurales especiales y vigas de acople.

C.21.1.4.2 – La resistencia especificada a la compresión del concreto, f'c, no debe ser menor que 21 MPa. Se exime de esta restricción a las estructuras hasta de tres pisos cuyo sistema de resistencia sísmica consista en muros de carga (véase C.1.1.1).

C.21.1.4.3 – La resistencia especificada a la compresión del concreto liviano, f'c, no debe ser mayor que 35 MPa a menos que se demuestre, por medio de evidencia experimental, que los elementos estructurales hechos con dicho concreto liviano proporcionan resistencia y tenacidad iguales o mayores que las de elementos comparables hechos con concreto de peso normal de la misma resistencia. El factor de modificación ë para concreto de peso liviano en este Capítulo debe concordar con C.8.6.1 a menos que específicamente se indique de otro modo.

C.21.1.5 – Refuerzo en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES)

C.21.1.5.1 – Se deben aplicar los requisitos de C.21.1.5 a los pórticos especiales resistentes a momento, muros estructurales especiales y vigas de acople.

C.21.1.5.2 – Todo el refuerzo corrugado (C.3.5.3.1) debe resistir fuerzas axiales y de flexión inducidas por sismo en elementos de pórticos, muros estructurales y vigas de acople, debe cumplir con las disposiciones de NTC 2289 (ASTM A706M).

(a) La resistencia real a la fluencia basada en ensayos realizados por la fábrica no sea mayor que fy en más de 125 MPa.

(b) La relación entre la resistencia real de tracción y la resistencia real de fluencia no sea menor de 1.25.

C.21.1.5.3 – El acero de preesfuerzo que resiste fuerzas axiales y de flexión inducidas por sismo en elementos de pórticos y muros estructurales prefabricados, debe cumplir con las disposiciones de NTC 2010 (ASTM A416M) o NTC 2142 (ASTM A722M).

C.21.1.5.4 – El valor de fyt usado para calcular la cuantía del refuerzo de confinamiento no debe exceder 700 MPa.

C.21.1.5.5 – El valor de fy o fyt usado en el diseño del refuerzo a cortante debe cumplir con C.11.4.2.

C.21.1.6 – Empalmes mecánicos en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES)

C.21.1.6.1 – Los empalmes mecánicos deben clasificarse como Tipo 1 o Tipo 2, de acuerdo con lo siguiente:

(a) Los empalmes mecánicos Tipo 1 deben cumplir con C.12.14.3.2;

(b) Los empalmes mecánicos Tipo 2 deben cumplir con C.12.14.3.2 y deben desarrollar la resistencia a tracción especificada de las barras empalmadas.

C.21.1.6.2 – Los empalmes mecánicos Tipo 1 no deben usarse dentro de una distancia igual al doble de la altura del elemento, medida desde la cara de la viga o columna para pórticos resistentes a momento especiales, o donde sea probable que se produzca fluencia del refuerzo como resultado de desplazamientos laterales inelásticos. Se pueden usar empalmes mecánicos tipo 2 en cualquier localización.

C.21.1.7 – Empalmes soldados en estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES)

C.21.1.7.1 – Los empalmes soldados del refuerzo que resiste fuerzas inducidas por sismos deben cumplir con C.12.14.3.4 y no deben usarse dentro de una distancia igual al doble de la altura del elemento, medida desde la cara de la viga o columna para pórticos resistentes a momento especiales, o de donde sea probable que se produzca fluencia del refuerzo como resultado de desplazamientos laterales inelásticos.

C.21.1.7.2 – No se puede soldar estribos, insertos, u otros elementos similares al refuerzo longitudinal requerido por el diseño.

C.21.1.8 – Anclaje al concreto

Los anclajes que resistan fuerzas inducidas por sismo en estructuras asignadas a capacidades de disipación de energía moderada (DMO) y especial (DES) deben cumplir los requisitos adicionales de C-D.3.3.

C.21.2 – Pórticos ordinarios resistentes a momento con capacidad mínima de disipación de energía (DMI)

C.21.2.1 – Alcance

Las disposiciones de C.21.2 son aplicables a pórticos ordinarios resistentes a momento con capacidad mínima de disipación de energía (DMI) que forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas. Cuando el Título A del Reglamento NSR-10 permita un sistema de losas en dos direcciones, sin vigas, que se considere como parte de un pórtico del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas con capacidad mínima de disipación de energía (DMI), los detalles del refuerzo de cualquier vano que resiste momentos causados por E deben cumplir con C.21.2.4.

C.21.2.2 – Las vigas deben tener al menos dos barras longitudinales continuas colocadas a lo largo de ambas caras superior e inferior. Estas barras deben desarrollarse en la cara de apoyo.

C.21.2.3 – Las columnas que tengan una altura libre menor o igual a cinco veces la dimensión c1 deben diseñarse para cortante de acuerdo a C.21.3.3.

C.21.2.4 – Losas en dos direcciones sin vigas con capacidad mínima de disipación de energía (DMI)

C.21.2.4.1 – El momento mayorado de la losa en el apoyo asociado con el efecto sísmico, E, debe determinarse mediante las combinaciones de cargas definidas por las ecuaciones (C.9-5) y (C.9-7). El refuerzo proporcionado para resistir Mslab, debe colocarse dentro de la franja de columna definida en C.13.2.1.

C.21.2.4.2 – El refuerzo colocado dentro del ancho efectivo especificado en C.13.5.3.2 debe resistir ãfMslab. El ancho efectivo de la losa para las conexiones exteriores y de esquina no debe extenderse más allá de la cara de la columna una distancia mayor a ct medida en forma perpendicular a la luz de la losa.

C.21.2.4.3 – No menos de la mitad del refuerzo en la franja de columna en el apoyo debe colocarse dentro del ancho efectivo de la losa especificado en C.13.5.3.2.

C.21.2.4.4 – No menos de un cuarto del refuerzo superior en el apoyo de la franja de columna debe ser continuo a lo largo de la luz.

C.21.2.4.5 – El refuerzo continuo inferior en la franja de columna no debe ser menor que un tercio del refuerzo superior en el apoyo en la franja de columna.

C.21.2.4.6 – No menos de la mitad de todo el refuerzo inferior en el centro de la luz debe ser continuo y debe desarrollar fy en la cara del apoyo, como se define en C.13.6.2.5.

C.21.2.4.7 – En los bordes discontinuos de la losa, todo el refuerzo superior e inferior en el apoyo debe desarrollarse en la cara del apoyo, como se define en C.13.6.2.5.

C.21.2.4.8 – En las secciones críticas para columnas definidas en C.11.11.1.2, el cortante en dos direcciones causado por las cargas gravitacionales mayoradas no debe exceder de 0.4, donde Vc debe ser calculado como se define en C.11.11.2.1 para las losas no preesforzadas y en C.11.11.2.2 para las losas preesforzadas. Este requisito puede obviarse si el diseño de la losa cumple con C.21.13.6.

C.21.3 – Pórticos intermedios resistentes a momento con capacidad moderada de disipación de energía (DMO)

C.21.3.1 – Alcance

Las disposiciones de C.21.3 son aplicables a pórticos intermedios resistentes a momento con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) que forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.3.2 – Los detalles del refuerzo en un elemento de un pórtico deben satisfacer C.21.3.4 cuando la carga axial mayorada de compresión del elemento, Pu, no exceda Agf'/10. Cuando Pu es mayor, los detalles de refuerzo del pórtico deben cumplir con C.21.3.5.

C.21.3.3 – El ^Vn de vigas y columnas que resisten efectos sísmicos, E, no debe ser menor que el menor de (a) y (b):

(a) La suma del cortante asociado con el desarrollo de los momentos nominales del elemento en cada extremo restringido de la luz libre y el cortante calculado para cargas gravitacionales mayoradas.

(b) El cortante máximo obtenido de las combinaciones de carga de diseño que incluyan E, considerando E como el doble del prescrito por el Título A del Reglamento NSR-10.

C.21.3.4 – Vigas con capacidad moderada de disipación de energía (DMO)

C.21.3.4.1 – El ancho del elemento, bw, no debe ser menor que 200 mm.

C.21.3.4.2 – La excentricidad respecto a la columna que le da apoyo no puede ser mayor que el 25% del ancho del apoyo medido en la dirección perpendicular a la dirección del eje longitudinal de la viga.

C.21.3.4.3 – En cualquier sección de la viga el refuerzo superior e inferior no debe tener una cuantía, p, inferior a la que se obtiene con la ecuación C.10-3, ni debe exceder 0.025. Debe haber al menos dos barras continuas con diámetro igual o superior a N° 4 (1/2”) ó 12M (12 mm), tanto arriba como abajo.

C.21.3.4.4 – La resistencia a momento positivo en la cara del nudo no debe ser menor que un tercio de la resistencia a momento negativo proporcionada en esa misma cara del nudo. La resistencia a momento negativo o positivo, en cualquier sección a lo largo de la longitud del elemento, no debe ser menor de un quinto de la resistencia máxima a momento proporcionada en la cara de cualquiera de los nudos.

C.21.3.4.5 – No se permiten empalmes por traslapo dentro de los nudos.

C.21.3.4.6 – En ambos extremos del elemento, deben disponerse estribos cerrados de confinamiento al menos No. 3 (3/8”) ó 10M (10 mm) por longitudes iguales a 2h, medidas desde la cara de elemento de apoyo hacia el centro de la luz. El primer estribo cerrado de confinamiento debe estar situado a no más de 50 mm de la cara del elemento de apoyo. El espaciamiento de los estribos cerrados de confinamiento no debe exceder el menor de (a), (b), (c) y (d):

(a) d/4.

(b) Ocho veces el diámetro de la barra longitudinal confinada más pequeña.

(c) 24 veces el diámetro de la barra del estribo cerrado de confinamiento.

(d) 300 mm.

C.21.3.4.7 – Donde se requieran estribos cerrados de confinamiento, las barras longitudinales del perímetro deben tener soporte lateral conforme a C.7.10.5.3.

C.21.3.4.8 – Deben colocarse estribos con ganchos sísmicos en ambos extremos espaciados a no más de d/2 en toda la longitud del elemento.

C.21.3.5 – Columnas con capacidad moderada de disipación de energía (DMO)

C.21.3.5.1 – La dimensión menor de la sección transversal, medida en una línea recta que pasa a través del centroide geométrico, no debe ser menor de 250 mm. Las columnas en forma de T, C o I pueden tener una dimensión mínima de 0.20 m pero su área no puede ser menor de 0.0625 m².

C.21.3.5.2 – El área de refuerzo longitudinal, Ast, no debe ser menor que 0.01Ag ni mayor que 0.04Ag.

C.21.3.5.3 – Los empalmes mecánicos deben cumplir C.21.1.6 y los empalmes soldados deben cumplir C.21.1.7. Los empalmes por traslapo se permiten únicamente en la mitad central de la longitud del elemento y deben diseñarse como empalmes en tracción.

C.21.3.5.4 – Debe utilizarse refuerzo en espiral, o estribos de confinamiento, como se indica a continuación, a menos que se requieran cantidades mayores por esfuerzos cortantes. Cuando se utilice refuerzo en espiral debe cumplirse con C.21.3.5.5. Cuando se utilicen estribos de confinamiento se debe cumplir con C.21.3.5.6 a C.21.3.5.11. La Sección C.21.3.5.12 se aplica a todas las columnas, y C.21.3.5.13 se aplica a todas las columnas que soportan elementos rígidos discontinuos.

C.21.3.5.5 – La cuantía volumétrica de refuerzo en espiral o de estribos cerrados de confinamiento circulares, ñs, no debe ser menor que la requerida por la ecuación (C.21-1) y no debe ser menor que la requerida por la ecuación (C.10-5).

C.21.3.5.6 – En ambos extremos del elemento debe proporcionarse estribos cerrados de confinamiento con un espaciamiento de So por una longitud lo, medida desde la cara del nudo. El espaciamiento So no debe exceder el menor de (a), (b), (c) y (d):

(a) Ocho veces el diámetro de la barra longitudinal confinada de menor diámetro.

(b) 16 veces el diámetro de la barra del estribo cerrado de confinamiento.

(c) Un tercio de la menor dimensión de la sección transversal de la columna.

(d) 150 mm.

La longitud lo, no debe ser menor que la mayor entre (e), (f) y (g):

(e) Una sexta parte de la luz libre de la columna.

(f) La mayor dimensión de la sección transversal de la columna.

(g) 500 mm.

C.21.3.5.7 – El área total de la sección transversal del refuerzo de estribos cerrados de confinamiento rectangulares, Ash, colocados en la longitud lo no debe ser menor que la requerida por las ecuaciones (C.21-2) y (C.21-3).

C.21.3.5.8 – El refuerzo transversal debe disponerse mediante estribos cerrados de confinamiento rectilíneos, como mínimo de diámetro N° 3 (3/8”) ó 10M (10 mm), con o sin ganchos suplementarios. Se pueden usar ganchos suplementarios del mismo diámetro de barra con el mismo espaciamiento de los estribos cerrados de confinamiento. Cada extremo del gancho suplementario debe enlazar una barra perimetral del refuerzo longitudinal. Los extremos de los ganchos suplementarios consecutivos deben alternarse a lo largo del refuerzo longitudinal. El espaciamiento de los ganchos suplementarios o ramas con estribos de confinamiento rectilíneos dentro de una sección del elemento no debe exceder de 350 mm centro a centro en la dirección perpendicular al eje longitudinal del elemento estructural.

C.21.3.5.9 – Alternativamente a lo indicado en C.21.3.5.7 y C.21.3.5.8 pueden colocarse estribos de confinamiento de diámetro N° 3 (3/8”) ó 10M (10 mm), con fyt de 420 MPa, con una separación s de 100 mm. Si la distancia horizontal entre dos ramas paralelas de estribo es mayor que la mitad de la menor dimensión de la sección de la columna ó 200 mm, deben utilizarse cuantos estribos suplementarios de diámetro N° 3 (3/8”) ó 10M (10 mm), con fyt de 420 MPa, sean necesarios para que esta separación entre ramas paralelas no exceda la mitad de la dimensión menor de la sección de la columna ó 200 mm. Este procedimiento alterno solo puede emplearse en columnas cuyo concreto tenga un f'c menor o igual a 35 MPa.

C.21.3.5.10 – El primer estribo cerrado de confinamiento debe estar situado a no más de so/2 de la cara del nudo.

C.21.3.5.11 – Fuera de la longitud lo, deben colocarse estribos de confinamiento con la misma disposición, diámetro de barra y resistencia a la fluencia, fyt, con un espaciamiento centro a centro que no debe ser mayor que 2 veces el espaciamiento utilizado en la longitud lo.

C.21.3.5.12 – El refuerzo transversal del nudo debe cumplir con C.11.10.

C.21.3.5.13 – Las columnas que soportan reacciones de elementos rígidos discontinuos, como muros, deben estar provistas de refuerzo transversal con espaciamiento so, como se especifica en C.21.3.5.6, en su altura total debajo del nivel en el cual ocurre la discontinuidad, cuando la parte de la fuerza mayorada de compresión axial en estos elementos, relacionada con el efecto sísmico, excede Agf'c/10. Cuando las fuerzas de diseño han sido magnificadas para tener en cuenta la sobreresistencia de los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas,

C.21.3.5.13 – Las columnas que soportan reacciones de elementos rígidos discontinuos, como muros, deben estar provistas de refuerzo transversal con espaciamiento so, como se especifica en C.21.3.5.6, en su altura total debajo del nivel en el cual ocurre la discontinuidad, cuando la parte de la fuerza mayorada de compresión axial en estos elementos, relacionada con el efecto sísmico, excede Agf'c/10. Cuando las fuerzas de diseño han sido magnificadas para tener en cuenta la sobreresistencia de los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas, el límite de Agf'c/10 debe ser incrementado a Agf'c/4. Este refuerzo transversal debe extenderse sobre y bajo las columnas, como se exige en C.21.6.4.6(b).

C.21.3.6 – Resistencia mínima a flexión de las columnas de pórticos con capacidad moderada de disipación de energía (DMO)

C.21.3.6.1 – Las columnas de pórticos con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) deben satisfacer C.21.3.6.2 ó C.21.3.6.3.

C.21.3.6.2 – Las resistencias a flexión de las columnas deben satisfacer la ecuación (C.21-4).

Mnc = suma de los momentos nominales de flexión de las columnas que llegan al nudo, evaluados en las caras del nudo. La resistencia a la flexión de la columna debe calcularse para la fuerza axial mayorada, congruente con la dirección de las fuerzas laterales consideradas, que conduzca a la resistencia a la flexión más baja.

ÓMnb = suma de los momentos resistentes nominales a flexión de las vigas que llegan al nudo, evaluadas en la cara del nudo. En vigas T, cuando la losa está en tracción debida a momento en la cara del nudo, el refuerzo de la losa dentro del ancho efectivo de losa definido en 8.12 debe suponerse que contribuye a Mnb siempre que el refuerzo de la losa esté desarrollado en la sección crítica para flexión.

Las resistencias a la flexión deben sumarse de tal manera que los momentos de la columna se opongan a los momentos de la viga. Debe satisfacerse la ecuación (C.21-4) para momentos de vigas que actúen en ambas direcciones en el plano vertical del pórtico que se considera.

C.21.3.6.3 – Cuando C.21.3.6.2 no se satisface en un nudo, la resistencia lateral y la rigidez de las columnas que soportan las reacciones provenientes de dicho nudo deben ser ignoradas al determinar la resistencia y la rigidez calculadas para la estructura. Estas columnas deben tener el refuerzo de confinamiento requerido en C.21.3.5.5, ó en C.21.3.5.7 a C.21.3.5.9 en toda la longitud vertical de la columna hasta la cimentación desde el nudo donde no se satisface. El incumplimiento del requisito solo se permite hasta en un 10 por ciento de las columnas de un mismo piso. Si se excede este porcentaje deben rediseñarse las columnas y vigas hasta que se logre el cumplimiento del requisito contenido en C.21.3.6.2.

C.21.4 – Muros estructurales intermedios con capacidad moderada de disipación de energía (DMO)

C.21.4.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.4 se aplican a muros estructurales intermedios construidos con concreto prefabricado o vaciado en sitio que forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas en estructuras con capacidad moderada de disipación de energía (DMO). Los muros estructurales prefabricados, deben cumplir con C.21.4.2 y C.21.4.3 además de los requisitos para muros vaciados en sitio. Los muros vaciados en sitio deben cumplir con C.21.4.4.

C.21.4.2 – En las conexiones entre los paneles de muro, o entre los paneles de muro y la cimentación, se debe restringir la fluencia a los elementos de acero o al refuerzo.

C.21.4.3 – Los elementos de la conexión que no han sido diseñados para fluencia deben resistir al menos 1.5fy.

C.21.4.4 – Los muros estructurales intermedios con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) y sus vigas de acople deben cumplir todos los requisitos de C.21.9 para muros estructurales especiales (DES) vaciados en sitio, con las excepciones y modificaciones que se presentan a continuación:

C.21.4.4.1 – En C.21.9.6.2(a) para muros con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) el cociente äu/hw en la ecuación (C.21-11) no debe tomarse menor que 0.0035.

C.21.4.4.2 – En C.21.9.6.3 para muros con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) los elementos de borde deben colocarse cuando el esfuerzo de compresión máximo de la fibra extrema correspondiente a las fuerzas mayoradas incluyendo los efectos sísmicos E, sobrepase 0.3f'c. Los elementos de borde especiales pueden ser descontinuados donde el esfuerzo de compresión calculado sea menor que 0.22f'c. El resto de los requisitos de esta sección se aplican como dice allí.

C.21.4.4.3 – Para muros con capacidad moderada de disipación de energía (DMO) la sección C.21.9.6.4(c) debe substituirse por:

(c) El refuerzo transversal de los elementos especiales de borde debe cumplir con los requisitos especificados en C.21.3.5.6 (a), (b), (c) y (d), C.21.3.5.7 y C.21.3.5.8 excepto que no se necesita cumplir con la ecuación (C.21-2) y el límite de espaciamiento del refuerzo transversal de C.21.3.5.6(c) debe ser de al menos un medio de la dimensión menor del elemento de borde pero no hay necesidad de tomarla menor de 150 mm.

C.21.4.4.4 – La sección C.21.9.9 no hay necesidad de cumplirla.

C.21.5 – Elementos sometidos a flexión en pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.5.1 – Alcance

Las disposiciones de C.21.5 son aplicables a elementos de pórticos especiales resistentes a momento diseñados principalmente para resistir flexión. Estos elementos de pórtico también deben satisfacer las condiciones de C.21.5.1.1 a C.21.5.1.4.

C.21.5.1.1 – La fuerza mayorada de compresión axial en el elemento, Pu, no debe exceder Agf'c/10.

C.21.5.1.2 – La luz libre del elemento, ln, no debe ser menor que cuatro veces su altura útil.

C.21.5.1.3 – El ancho del elemento, bw, no debe ser menor que el más pequeño de 0.3h y 250 mm.

C.21.5.1.4 – El ancho del elemento, bw, no debe exceder el ancho del elemento de apoyo c2, más una distancia a cada lado del elemento de apoyo que sea igual al menor de entre (a) y (b):

(a) Ancho del elemento de apoyo, c2, y

(b) 0.75 veces la dimensión total del elemento de apoyo c1.

C.21.5.2 – Refuerzo longitudinal

C.21.5.2.1 – En cualquier sección de un elemento a flexión, excepto por lo dispuesto en C.10.5.3, para el refuerzo tanto superior como inferior, el área de refuerzo no debe ser menor que la dada por la ecuación (C.10-3) ni menor que 1.4bwdfy y la cuantía de refuerzo, ñ, no debe exceder 0.025. Al menos dos barras deben disponerse en forma continua tanto en la parte superior como inferior.

C.21.5.2.2 – La resistencia a momento positivo en la cara del nudo no debe ser menor que la mitad de la resistencia a momento negativo proporcionada en esa misma cara. La resistencia a momento negativo o positivo, en cualquier sección a lo largo de la longitud del elemento, debe ser menor a un cuarto de la resistencia máxima a momento proporcionada en la cara de cualquiera de los nudos.

C.21.5.2.3 – Sólo se permiten empalmes por traslapo de refuerzo de flexión cuando se proporcionan estribos cerrados de confinamiento o espirales en la longitud de empalme por traslapo. El espaciamiento del refuerzo transversal que confina las barras traslapadas no debe exceder al menor entre d/4 y 100 mm. No deben usarse empalmes por traslapo:

(a) Dentro de los nudos.

(b) En una distancia de dos veces la altura del elemento medida desde la cara del nudo, y

(c) Donde el análisis indique fluencia por flexión causada por desplazamientos laterales inelásticos del pórtico.

C.21.5.2.4 – Los empalmes mecánicos deben cumplir con C.21.1.6 y los empalmes soldados deben cumplir con C.21.1.7.

C.21.5.2.5 – Cuando se use preesforzado, éste debe cumplir con (a) a (d), a menos que se use en un pórtico especial a momento como lo permite C.21.8.3:

(a) El promedio de preesfuerzo, fpc, calculado para un área igual a la menor dimensión de la sección transversal del elemento multiplicado por la dimensión transversal perpendicular no debe exceder al menor de 3.5 MPa y f'c/10.

(b) El acero de preesforzado no debe estar adherido en las regiones potenciales de articulación plástica, y la deformación unitaria en el acero de preesforzado bajo el diseño de desplazamiento debe ser menor al 1 por ciento.

(c) El acero de preesforzado no debe contribuir con más del un cuarto de la resistencia a flexión positiva o negativa en la sección crítica de una región de articulación plástica y debe estar anclado en la cara externa del nudo o más allá de ella.

(d) Los anclajes de tendones de postensado resistentes a las fuerzas inducidas por sismo deben ser capaces de permitir que los tendones resistan 50 ciclos de carga, que ocurran dentro del 40 y 85 por ciento de la resistencia a tracción especificada del acero de preesfuerzo.

C.21.5.3 – Refuerzo transversal

C.21.5.3.1 – Deben disponerse estribos cerrados de confinamiento en las siguientes regiones de los elementos pertenecientes a pórticos:

(a) En una longitud igual a dos veces la altura del elemento, medida desde la cara de elemento de apoyo hacia el centro de la luz, en ambos extremos del elemento en flexión.

(b) En longitudes iguales a dos veces la altura del elemento a ambos lados de una sección donde puede ocurrir fluencia por flexión debido a desplazamientos laterales inelásticos del pórtico.

C.21.5.3.2 – El primer estribo cerrado de confinamiento debe estar situado a no más de 50 mm de la cara del elemento de apoyo. El espaciamiento de los estribos cerrados de confinamiento no debe exceder el menor de (a), (b), (c) y (d):

(a) d/4;

(b) Ocho veces el diámetro de las barras longitudinales más pequeñas.

(c) 24 veces el diámetro de la barra del estribo cerrado de confinamiento, y

(d) 300 mm.

C.21.5.3.3 – Cuando se requieran estribos cerrados de confinamiento, las barras longitudinales del perímetro deben tener soporte lateral conforme a C.7.10.5.3.

C.21.5.3.4 – Cuando no se requieran estribos cerrados de confinamiento, deben colocarse estribos con ganchos sísmicos en ambos extremos, espaciados a no más de d/2 en toda la longitud del elemento.

C.21.5.3.5 – Los estribos que se requieran para resistir cortante deben ser estribos cerrados de confinamiento colocados en los lugares dentro de los elementos descritos en C.21.5.3.1.

C.21.5.3.6 – Se permite que los estribos cerrados de confinamiento en elementos en flexión sean hechos hasta con dos piezas de refuerzo: un estribo con un gancho sísmico en cada extremo y cerrado por un gancho suplementario. Los ganchos suplementarios consecutivos que enlazan la misma barra longitudinal deben tener sus ganchos de 90° en lados opuestos del elemento en flexión. Si las barras de refuerzo longitudinal aseguradas por los ganchos suplementarios están confinadas por una losa en un solo lado del elemento en flexión, los ganchos de 90° de los ganchos suplementarios deben ser colocados en dicho lado.

C.21.5.4 – Requisitos de resistencia a cortante

C.21.5.4.1 – Fuerzas de diseño

La fuerza cortante de diseño, Ve, se debe determinar a partir de las fuerzas estáticas en la parte del elemento comprendida entre las caras del nudo. Se debe suponer que en las caras de los nudos localizados en los extremos del elemento actúan momentos de signo opuesto correspondientes a la resistencia probable, Mpr, y que el elemento está además cargado con cargas aferentes gravitacionales mayoradas a lo largo de la luz.

C.21.5.4.2 – Refuerzo transversal

El refuerzo transversal en los lugares identificados en C.21.5.3.1 debe diseñarse para resistir cortante suponiendo Vc = 0 cuando se produzcan simultáneamente (a) y (b):

(a) La fuerza cortante inducida por el sismo calculada de acuerdo con C.21.5.4.1 representa la mitad o más de la resistencia máxima a cortante requerida en esas zonas;

(b) La fuerza axial de compresión mayorada, Pu, incluyendo lo efectos sísmicos es menor que AgfC'/20.

C.21.6 – Elementos sometidos a flexión y carga axial pertenecientes a pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.6.1 – Alcance

Las disposiciones de esta sección se aplican a elementos pertenecientes a pórticos especiales resistentes a momento (a) que resisten fuerzas inducidas por sismos, y (b) que tienen una fuerza axial mayorada de compresión, Pu, bajo cualquier combinación de carga que excede AgfC'/10. Estos elementos de pórtico también deben satisfacer C.21.6.1.1 y C.21.6.1.2.

C.21.6.1.1 – La dimensión menor de la sección transversal, medida en una línea recta que pasa a través del centroide geométrico, no debe ser menor de 300 mm. Las columnas en forma de T, C o I pueden tener una dimensión mínima de 0.25 m pero su área no puede ser menor de 0.09 m².

C.21.6.1.2 – La relación entre la dimensión menor de la sección transversal y la dimensión perpendicular no debe ser menor que 0.4.

C.21.6.2 – Resistencia mínima a flexión de columnas

C.21.6.2.1 – Las columnas deben satisfacer C.21.6.2.2 ó C.21.6.2.3.

C.21.6.2.2 – Las resistencias a flexión de las columnas deben satisfacer la ecuación (C.21-4), la cual se repite acá por conveniencia.

ÓMnc = suma de los momentos nominales de flexión de las columnas que llegan al nudo, evaluados en las caras del nudo. La resistencia a la flexión de la columna debe calcularse para la fuerza axial mayorada, congruente con la dirección de las fuerzas laterales consideradas, que conduzca a la resistencia a la flexión más baja.

ÓMnb = suma de los momentos resistentes nominales a flexión de las vigas que llegan al nudo, evaluadas en la cara del nudo. En vigas T, cuando la losa está en tracción debida a momento en la cara del nudo, el refuerzo de la losa dentro del ancho efectivo de losa definido en 8.12 debe suponerse que contribuye a Mnb siempre que el refuerzo de la losa esté desarrollado en la sección crítica para flexión.

Las resistencias a la flexión deben sumarse de tal manera que los momentos de la columna se opongan a los momentos de la viga. Debe satisfacerse la ecuación (C.21-4) para momentos de vigas que actúen en ambas direcciones en el plano vertical del pórtico que se considera.

C.21.6.2.3 – Cuando C.21.6.2.2 no se satisface en un nudo, la resistencia lateral y la rigidez de las columnas que soportan las reacciones provenientes de dicho nudo deben ser ignoradas al determinar la resistencia y la rigidez calculadas para la estructura. Estas columnas deben satisfacer C.21.13.

C.21.6.3 – Refuerzo longitudinal

C.21.6.3.1 – El área de refuerzo longitudinal, Ast, no debe ser menor que 0.01Ag ni mayor que 0.04Ag.

C.21.6.3.2 – Los empalmes mecánicos deben cumplir C.21.1.6 y los empalmes soldados deben cumplir C.21.1.7. Los empalmes por traslapo se permiten sólo dentro de la mitad central de la longitud del elemento, deben diseñarse como empalmes por traslapo de tracción y deben estar confinados dentro del refuerzo transversal de acuerdo con C.21.6.4.2 y C.21.6.4.3.

C.21.6.4 – Refuerzo transversal

C.21.6.4.1 – El refuerzo transversal en las cantidades que se especifican en C.21.6.4.2 hasta C.21.6.4.4, debe suministrarse en una longitud ¿o medida desde cada cara del nudo y a ambos lados de cualquier sección donde pueda ocurrir fluencia por flexión como resultado de desplazamientos laterales inelásticos del pórtico. La longitud to no debe ser menor que la mayor de (a), (b) y (c):

(a) La altura del elemento en la cara del nudo o en la sección donde puede ocurrir fluencia por flexión.

(b) Un sexto de la luz libre del elemento, y

(c) 450 mm.

C.21.6.4.2 – El refuerzo transversal debe disponerse mediante espirales sencillas o traslapadas, que cumplan con C.7.10.4, estribos cerrados de confinamiento circulares o estribos cerrados de confinamiento rectilíneos con o sin ganchos suplementarios. Se pueden usar ganchos suplementarios del mismo diámetro de barra o con un diámetro menor y con el mismo espaciamiento de los estribos cerrados de confinamiento. Cada extremo del gancho suplementario debe enlazar una barra perimetral del refuerzo longitudinal. Los extremos de los ganchos suplementarios consecutivos deben alternarse a lo largo del refuerzo longitudinal. El espaciamiento de los ganchos suplementarios o ramas con estribos de confinamiento rectilíneos, hx, dentro de una sección del elemento no debe exceder de 350 mm centro a centro.

C.21.6.4.3 – La separación del refuerzo transversal a lo largo del eje longitudinal del elemento no debe exceder la menor de (a), (b), y (c):

(a) La cuarta parte de la dimensión mínima del elemento.

(b) Seis veces el diámetro de la barra de refuerzo longitudinal menor, y

(c) so, según lo definido en la ecuación (C.21-5).

El valor de so no debe ser mayor a 150 mm y no es necesario tomarlo menor a 100 mm.

C.21.6.4.4 – Debe proporcionarse refuerzo transversal en las cantidades que se especifican de (a) o (b), a menos que en 21.6.5 se exija mayor cantidad.

(a) La cuantía volumétrica de refuerzo en espiral o de estribos cerrados de confinamiento circulares, ps, no debe ser menor que la requerida por la ecuación (C.21-6):

y no debe ser menor que la requerida por la ecuación (C.10-5).

(b) El área total de la sección transversal del refuerzo de estribos cerrados de confinamiento rectangulares, Ash, no debe ser menor que la requerida por las ecuaciones (C.21-7) y (C.21-8).

C.21.6.4.5 – Más allá de la longitud, especificada en C.21.6.4.1, el resto de la columna debe contener refuerzo en forma de espiral o de estribo cerrado de confinamiento, que cumpla con C.7.10, con un espaciamiento, s, medido centro a centro que no exceda al menor de seis veces el diámetro de las barras longitudinales de la columna o 150 mm., a menos que C.21.6.3.2 ó C.21.6.5 requieran mayores cantidades de refuerzo transversal.

C.21.6.4.6 – Las columnas que soportan reacciones de elementos rígidos discontinuos, como muros, deben satisfacer (a) y (b):

(a) El refuerzo transversal como se especifica en C.21.6.4.2 a C.21.6.4.4, debe proporcionarse en su altura total, en todos los niveles, debajo del nivel en el cual ocurre la discontinuidad, cuando la fuerza mayorada de compresión axial en estos elementos, relacionada con el efecto sísmico, excede Agf'/10. Donde se hayan magnificado las fuerzas de diseño para calcular la sobreresistencia de los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas el límite de Agf'/10 debe aumentarse a Agfc'/4.

(b) El refuerzo transversal, debe extenderse por lo menos /d de la barra de la columna longitudinal mayor, dentro del elemento discontinuo, donde ¿d se determina de acuerdo con C.21.7.5. Si el extremo inferior de la columna termina en un muro, el refuerzo transversal requerido debe extenderse dentro del muro por lo menos ¿d de la mayor barra longitudinal de la columna en el punto en que termina. Si la columna termina en una zapata o una losa de cimentación, el refuerzo transversal requerido debe extenderse por lo menos 300 mm en la zapata o losa de cimentación.

C.21.6.4.7 – Si el recubrimiento de concreto fuera del refuerzo transversal de confinamiento, especificado en C.21.6.4.1, C.21.6.4.5 y C.21.6.4.6, excede 100 mm, debe colocarse refuerzo transversal adicional. El recubrimiento de concreto sobre el refuerzo transversal adicional no debe exceder de 100 mm con un espaciamiento del refuerzo transversal adicional no superior a 300 mm.

C.21.6.5 – Requisitos de resistencia a cortante

C.21.6.5.1 – Fuerzas de diseño

La fuerza de cortante de diseño, Ve, se debe determinar considerando las máximas fuerzas que se puedan generar en las caras de los nudos en cada extremo del elemento. Estas fuerzas en el nudo se deben determinar.

C.21.6.5.1 – Fuerzas de diseño

La fuerza de cortante de diseño, Ve, se debe determinar considerando las máximas fuerzas que se puedan generar en las caras de los nudos en cada extremo del elemento. Estas fuerzas en el nudo se deben determinar usando las resistencias a flexión máximas probables Mpr en cada extremo del elemento, correspondientes al rango de cargas axiales mayoradas, Pu, que actúan en él. No es necesario que las fuerzas cortantes en el elemento sean mayores que aquellas determinadas a partir de la resistencia de los nudos, basada en Mpr de los elementos transversales que llegan al nudo. En ningún caso Ve debe ser menor que el cortante mayorado determinado a partir del análisis de la estructura.

C.21.6.5.2 – Refuerzo transversal

El refuerzo transversal en la longitud, identificada en C.21.6.4.1, debe diseñarse para resistir el cortante suponiendo Vc = 0 cuando (a) y (b) ocurran simultáneamente:

(a) El esfuerzo de cortante inducido por sismo, calculado de acuerdo con C.21.6.5.1, representa la mitad o más de la resistencia máxima al cortante requerida dentro de ío.

(b) La fuerza axial de compresión mayorada, Pu, incluyendo el efecto sísmico es menor que Agf'/20.

C.21.7 – Nudos en pórticos especiales resistentes a momento con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.7.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.7 se aplican a los nudos viga-columna de pórticos especiales resistentes a momento que forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.7.2 – Requisitos generales

C.21.7.2.1 – Las fuerzas en el refuerzo longitudinal de vigas en la cara del nudo deben determinarse suponiendo que la resistencia en el refuerzo de tracción por flexión es 1.25fy.

C.21.7.2.2 – El refuerzo longitudinal de una viga que termine en una columna, debe prolongarse hasta la cara más distante del núcleo confinado de la columna y anclarse, en tracción, de acuerdo con C.21.7.5, y en compresión de acuerdo con el Capítulo C.12.

C.21.7.2.3 – Donde el refuerzo longitudinal de una viga atraviesa un nudo viga-columna, la dimensión de la columna paralela al refuerzo de la viga no debe ser menor que 20 veces el diámetro de la barra longitudinal de viga de mayor diámetro, para concretos de peso normal. Para concretos livianos, la dimensión no debe ser menor que 26 veces el diámetro de la barra.

C.21.7.3 – Refuerzo transversal

C.21.7.3.1 – El refuerzo transversal del nudo debe satisfacer C.21.6.4.4(a) ó C.21.6.4.4(b) y además debe cumplir con C.21.6.4.2, C.21.6.4.3 y C.21.6.4.7, excepto lo permitido en C.21.7.3.2.

C.21.7.3.2 – Cuando existan elementos que llegan en los cuatro lados del nudo y el ancho de cada elemento mide por lo menos tres cuartas partes del ancho de la columna, debe disponerse refuerzo transversal igual, por lo menos, a la mitad de la cantidad requerida en C.21.6.4.4(a) ó C.21.6.4.4(b), dentro del h del elemento de menor altura que llegue al nudo. En estos lugares, se permite que el espaciamiento especificado en C.21.6.4.3 se incremente a 150 mm.

C.21.7.3.3 – Debe disponerse refuerzo transversal que pase a través del nudo para proporcionar confinamiento al refuerzo longitudinal de viga que pasa fuera del núcleo de la columna, que cumpla con los requisitos de espaciamiento de C.21.5.3.2, y los requisitos C.21.5.3.3 y C.21.5.3.6, cuando dicho confinamiento no es suministrado por una viga que llegue al nudo.

C.21.7.4 – Resistencia al cortante

C.21.7.4.1 – Vn en el nudo no debe ser mayor que los valores especificadas a continuación, para concreto de peso normal:

Para nudos confinados en las cuatro caras

Para nudos confinados en tres caras o en dos caras opuestas

Para otros casos

Se considera que un elemento proporciona confinamiento al nudo si al menos las tres cuartas partes de la cara del nudo están cubiertas por el elemento que llega al nudo. Se permite considerar como elementos de confinamiento a las extensiones de las vigas que se extienden al menos una altura total h de la viga más allá de la cara del nudo. Las extensiones de las vigas deben cumplir con C.21.5.1.3, C.21.5.2.1, C.21.5.3.2, C.21.5.3.3 y C.21.5.3.6. Un nudo se considera confinado si tales elementos de confinamiento llegan a todas las caras del nudo.

Aj es el área efectiva de la sección transversal dentro del nudo, calculada como el producto de la profundidad del nudo por su ancho efectivo. La profundidad del nudo es la altura total de la sección de la columna, h. El ancho efectivo del nudo debe ser el ancho total de la columna, excepto que cuando la viga llega a una columna más ancha, el ancho efectivo del nudo no debe exceder el menor de (a) y (b):

(a) el ancho de la viga más la altura del nudo,

C.21.7.4.1 – Vn en el nudo no debe ser mayor que los valores especificadas a continuación, para concreto de peso normal:

Para nudos confinados en las cuatro caras

Para nudos confinados en tres caras o en dos caras opuestas

Para otros casos

Se considera que un elemento proporciona confinamiento al nudo si al menos las tres cuartas partes de la cara del nudo están cubiertas por el elemento que llega al nudo. Se permite considerar como elementos de confinamiento a las extensiones de las vigas que se extienden al menos una altura total h de la viga más allá de la cara del nudo. Las extensiones de las vigas deben cumplir con C.21.5.1.3, C.21.5.2.1, C.21.5.3.2, C.21.5.3.3 y C.21.5.3.6. Un nudo se considera confinado si tales elementos de confinamiento llegan a todas las caras del nudo.

Aj es el área efectiva de la sección transversal dentro del nudo, calculada como el producto de la profundidad del nudo por su ancho efectivo. La profundidad del nudo es la altura total de la sección de la columna, h. El ancho efectivo del nudo debe ser el ancho total de la columna, excepto que cuando la viga llega a una columna más ancha, el ancho efectivo del nudo no debe exceder el menor de (a) y (b):

(a) el ancho de la viga más la altura del nudo,

(b) dos veces la distancia perpendicular más pequeña del eje longitudinal de la vigas al lado de la columna.

C.21.7.4.2 – Para concreto con agregado liviano, la resistencia nominal al cortante del nudo no debe exceder de las tres cuartas partes de los límites señalados en C.21.7.4.1.

C.21.7.5 – Longitud de desarrollo de barras en tracción.

C.21.7.5.1 – Para tamaños de barras No. 3 (3/8”) ó 10M (10 mm) a No. 11 (1-3/8”) ó 36M (36 mm), la longitud de desarrollo /dh para una barra con gancho estándar de 90° en concreto de peso normal no debe ser menor que el mayor valor entre 8db, 150 mm, y la longitud requerida por la ecuación (C.21-9):

Para concreto liviano, /dh para una barra con gancho estándar de 90° no debe ser menor que el mayor valor entre 10db, 190 mm, y 1.25 veces la longitud requerida por la ecuación (C.21-9).

El gancho de 90° debe estar colocado dentro del núcleo confinado de una columna o elemento de borde.

C.21.7.5.2 – Para barras No. 3 (3/8”) ó 10M (10 mm) a No. 11 (1-3/8”) ó 36M (36 mm), /d, la longitud de desarrollo en tracción para una barra recta, no debe ser menor que la mayor de (a) y (b):

(a) 2.5 veces la longitud requerida en C.21.7.5.1 si el espesor de concreto colocado fresco en una sola operación debajo la barra no excede de 300 mm.

(b) 3.25 veces la longitud requerida en C.21.7.5.1 si el espesor de concreto colocado fresco en una sola operación debajo de la barra excede de 300 mm.

C.21.7.5.3 – Las barras rectas que terminan en un nudo deben pasar a través del núcleo confinado de la columna o elemento de borde. Cualquier porción de /d fuera del núcleo confinado debe incrementarse mediante un factor de 1.6.

C.21.7.5.4 – Si se usa refuerzo recubierto con epóxico, las longitudes de desarrollo de C.21.7.5.1 a C.21.7.5.3 deben multiplicarse por el factor correspondiente especificado en C.12.2.4 ó C.12.5.2.

C.21.8 – Pórticos especiales resistentes a momento construidos con concreto prefabricado con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.8.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.8 se aplican a pórticos especiales resistente a momento construidos usando concreto prefabricado que forma parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.8.2 – Los pórticos especiales resistentes a momento prefabricados con conexiones dúctiles deben cumplir con (a) y (b) y con todos los requisitos para pórticos especiales resistentes a momento construidos en obra:

(a) Vn para conexiones, calculado de acuerdo con C.11.6.4 no debe ser menos de 2Ve, donde Ve se calcula de acuerdo con C.21.5.4.1 ó C.21.6.5.1.

(b) Los empalmes mecánicos del refuerzo de las vigas deben ubicarse a no menos de h/2 de la cara del nudo y deben cumplir con los requisitos de C.21.2.6.

C.21.8.3 – Los pórticos especiales resistentes a momento prefabricados con conexiones fuertes deben cumplir con todos los requisitos para pórticos especiales resistentes a momento construidos en obra, así como también con (a), (b), (c) y (d):

(a) Las disposiciones de 21.5.1.2 deben aplicarse a los segmentos entre las zonas donde se pretende que la fluencia por flexión ocurra debido a los desplazamientos de diseño;

(b) La resistencia de diseño de la conexión fuerte no debe ser menor a Se;

(c) El refuerzo longitudinal principal debe ser continuo a lo largo de las conexiones y debe desarrollarse fuera, tanto de la conexión fuerte como de la región de la articulación plástica, y

(d) En conexiones columna-columna, no debe ser menor de l.4Se. En las conexiones columna-columna, $Mn no debe ser menor de 0.4Mpr para la columna dentro de la altura del piso, y de la conexión no debe ser menor de Ve determinado siguiendo C.21.6.5.1.

C.21.8.4 – Los pórticos especiales resistentes a momento, construidos usando concreto prefabricado y que no cumplen con los requisitos de C.21.8.2 ó C.21.8.3 deben cumplir con las disposiciones de ACI 374.1 y con los requisitos (a) y (b) siguientes:

(a) Los detalles y materiales empleados en los especímenes de ensayo deben ser representativos de los usados en la estructura, y

(b) El procedimiento de diseño usado para diseñar los especímenes de ensayo debe definir el mecanismo por el cual el pórtico resiste los efectos sísmicos y de gravedad, y debe establecer los valores de aceptación que garanticen ese mecanismo. Las partes del mecanismo que se desvían de las disposiciones del Reglamento NSR-10 deben estar contempladas en los especímenes de ensayo y deben ser ensayadas para determinar los límites superiores de los valores de aceptación.

C.21.9 – Muros estructurales especiales y vigas de acople con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.9.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.9 se aplican a muros estructurales especiales de concreto reforzado, prefabricados o construidos en obra, y vigas de acople que forman parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.9.2 – Refuerzo

C.21.9.2.1 – Las cuantías de refuerzo distribuido en el alma, p/ y pt, para muros estructurales no deben ser menores que 0.0025, excepto que si Vu no excede de 0.083ACTkf, p/ y pt se pueden reducir a los valores requeridos en 14.3. El espaciamiento del refuerzo en cada dirección en muros estructurales no debe exceder de 450 mm. El refuerzo que contribuye a Vn debe ser continuo y debe estar distribuido a través del plano de cortante.

C.21.9.2.2 – Para edificaciones del Grupo de Uso I, como lo define A.2.5.1, hasta de tres pisos y destinadas exclusivamente a vivienda, se permite utilizar las cuantías p/ y pt requeridas en C.14.3.

C.21.9.2.3 – Deben emplearse al menos dos capas de refuerzo cuando Vu exceda 0.17AwXf.

C.21.9.2.4 – El refuerzo en muros estructurales debe estar desarrollado o empalmado para fy en tracción, de acuerdo con el Capítulo C.12, excepto que:

(a) Se debe permitir que la altura efectiva del elemento mencionada en 12.10.3 sea 0.8/w, para muros.

(b) Los requisitos de C.12.11, C.12.12, y C.12.13 pueden ser obviados.

(c) En lugares donde es probable que se produzca la fluencia del refuerzo longitudinal como resultado de los desplazamientos laterales, las longitudes de desarrollo del refuerzo longitudinal debe ser 1.25 veces los valores calculados para fy en tracción.

(d) Los empalmes mecánicos del refuerzo deben cumplir con C.21.1.6 y los empalmes soldados del refuerzo deben cumplir con C.21.1.7.

C.21.9.3 – Fuerzas de diseño

Vu debe obtenerse del análisis para carga lateral de acuerdo con las combinaciones de mayoración de carga.

C.21.9.4 – Resistencia al cortante

C.21.9.4.1 – Vu, de muros estructurales no debe exceder:

C.21.9.4.2 – En C.21.9.4.1 el valor de la relación hw//w empleada para determinar Vn para segmentos de un muro debe ser la mayor entre aquella para todo el muro y aquella para el segmento de muro considerado.

C.21.9.4.3 – Los muros deben tener refuerzo por cortante distribuido que proporcione resistencia en dos direcciones ortogonales en el plano del muro. Si hw//w no excede de 2.0, la cuantía de refuerzo p/ no debe ser menor que la cuantía de refuerzo pt.

C.21.9.4.4 – Para todos los machones que comparten una fuerza lateral común, Vn no debe tomarse mayor que 0.66ACTf \ donde ACT es el área bruta de concreto definida por el ancho del alma y la longitud de la sección. Para cualquiera de los machones individuales, Vn no debe suponerse mayor que 0.83Acwf donde Acw representa el área de la sección transversal de concreto del machón considerado.

C.21.9.4.5 – Para segmentos horizontales de muro y vigas de acople, Vn no debe suponerse mayor que 0.83Acwf donde ACw representa el área de la sección de concreto del segmento horizontal de muro o viga de acople.

C.21.9.5 – Diseño a flexión y carga axial

C.21.9.5.1 – Los muros estructurales y partes de dichos muros sometidos a una combinación de carga axial y flexión deben diseñarse de acuerdo con C.10.2 y C.10.3, excepto que no se debe aplicar C.10.3.7 ni los requerimientos de deformación no lineal de C.10.2.2. Deben considerarse como efectivos el concreto y el refuerzo longitudinal desarrollado dentro del ancho efectivo del ala, del elemento de borde y del alma del muro. Debe considerarse el efecto de las aberturas.

C.21.9.5.2 – A menos que se realice un análisis más detallado, el ancho efectivo del ala en secciones con alas debe extenderse desde la cara del alma una distancia igual al menor valor entre la mitad de la distancia al alma de un muro adyacente y el 25% de la altura total del muro.

C.21.9.6 – Elementos de borde para muros estructurales especiales

C.21.9.6.1 – La necesidad de usar elementos especiales de borde en los límites verticales de muros estructurales debe evaluarse de acuerdo con C.21.9.6.2 ó C.21.9.6.3. Deben satisfacerse también los requisitos de C.21.9.6.4 y C.21.9.6.5.

C.21.9.6.2 – Esta sección se aplica a muros y pilas de muros que son efectivamente continuos desde la base de la estructura hasta la parte superior del muro y son diseñados para tener una única sección crítica para flexión y carga axial. Los muros que no satisfagan estos requisitos deben ser diseñados usando C.21.9.6.3.

(a) Las zonas de compresión deben ser reforzadas con elementos especiales de borde donde:

Donde c en la ecuación (C.21-11) corresponde a la mayor profundidad del eje neutro calculada para la fuerza axial mayorada y resistencia nominal a momento congruente con el desplazamiento de diseño 5u. El cociente 8u/hw en la ecuación (C.21-11) no debe tomarse menor que 0.007

(b) Donde se requieran elementos especiales de borde según C.21.9.6.2(a), el refuerzo del elemento especial de borde debe extenderse verticalmente desde la sección crítica por una distancia no menor que la mayor entre ó

C.21.9.6.3 – Los muros estructurales que no sean diseñados de acuerdo con las indicaciones de C.21.9.6.2 deben tener elementos de borde especiales en los bordes y alrededor de las aberturas de los muros estructurales cuando el esfuerzo de compresión máximo de la fibra extrema correspondiente a las fuerzas mayoradas incluyendo los efectos sísmicos E, sobrepase 0.2f'. Los elementos de borde especiales pueden ser descontinuados donde el esfuerzo de compresión calculado sea menor que 0.154'. Los esfuerzos deben calcularse para las fuerzas mayoradas usando un modelo lineal elástico y las propiedades de la sección bruta. Para muros con alas, debe usarse un ancho de ala efectiva como se define en C.21.9.5.2.

C.21.9.6.4 – En donde se requieran elementos especiales de borde, de acuerdo con C.21.9.6.2 ó C.21.9.6.3 se debe cumplir con las condiciones (a) hasta (e):

(a) El elemento de borde se debe extender horizontalmente desde la fibra extrema en compresión hasta una distancia no menor que el mayor valor entre c- 0.1¿w y c/2, donde c corresponde a la mayor profundidad del eje neutro calculada para la fuerza axial mayorada y resistencia nominal a momento consistente con el desplazamiento de diseño §u.

(b) El elemento de borde se debe extender horizontalmente desde la fibra extrema en compresión hasta una distancia no menor que el mayor valor entre c- 0.1¿w y c/2, donde c corresponde a la mayor profundidad del eje neutro calculada para la fuerza axial mayorada y resistencia nominal a momento consistente con el desplazamiento de diseño §u.

(c) El refuerzo transversal de los elementos especiales de borde debe cumplir con los requisitos especificados en C.21.6.4.2 a C.21.6.4.4, excepto que no se necesita cumplir con la ecuación (C.21-7) y el límite de espaciamiento del refuerzo transversal de C.21.6.4.3(a) debe ser de al menos un tercio de la dimensión menor del elemento de borde.

(d) El refuerzo transversal de los elementos de borde en la base del muro debe extenderse dentro del apoyo al menos td, de acuerdo con C.21.9.2.3, del refuerzo longitudinal de mayor diámetro de los elementos especiales de borde, a menos que los elementos especiales de borde terminen en una zapata o losa de cimentación, en donde el refuerzo transversal de los elementos especiales de borde se debe extender, a lo menos, 300 mm dentro de la zapata o losa de cimentación;

(e) El refuerzo horizontal en el alma del muro debe estar anclado para desarrollar fy dentro del núcleo confinado del elemento de borde;

C.21.9.6.5 – Cuando no se requieren elementos especiales de borde de acuerdo con lo indicado en C.21.9.6.2 ó C.21.9.6.3, se debe cumplir con (a) y (b):

(a) Si la cuantía de refuerzo longitudinal en el borde del muro es mayor que 2.8f, el refuerzo transversal de borde debe cumplir con lo indicado en C.21.6.4.2 y C.21.9.6.4(a). El espaciamiento longitudinal máximo del refuerzo transversal en el borde no debe exceder de 200 mm;

(b) Excepto cuando Vu en el plano del muro sea menor que 0.083AcvXf, el refuerzo transversal que termine en los bordes de muros estructurales sin elementos de borde debe tener un gancho estándar que enganche el refuerzo de borde, o el refuerzo de borde debe estar abrazado con estribos en U que estén empalmados al refuerzo horizontal y tengan su mismo tamaño y espaciamiento.

C.21.9.7 – Vigas de acople

C.21.9.7.1 – Las vigas de acople con (/n/h)> 4 deben cumplir con los requisitos indicados en 21.5. No se requiere cumplir los requisitos establecidos en C.21.5.1.3 y C.21.5.1.4 si se puede demostrar mediante análisis que la viga tiene una estabilidad lateral adecuada.

C.21.9.7.2 – Las vigas de acople con (/n/h)< 2 y con Vu que exceda de 0.33kf Acw deben reforzarse con dos grupos de barras que se intersecten diagonalmente, colocadas en forma simétrica respecto al centro de la luz, a menos que se pueda demostrar que la pérdida de rigidez y resistencia de las vigas de acople no debilitará la capacidad de la estructura para soportar carga vertical, o la evacuación de la estructura, o la integridad de los elementos no estructurales y sus conexiones con la estructura.

C.21.9.7.3 – Se permite que las vigas de acople que no se rigen por C.21.9.7.1 ó C.21.9.7.2 se refuercen con dos grupos de barras que se intersectan diagonalmente colocadas en forma simétrica respecto al centro de la luz o por lo contrario deben cumplir con C.21.5.2 hasta C.21.5.4.

C.21.9.7.4 – Las vigas de acople reforzadas con dos grupos de barras que se intersectan diagonalmente colocadas en forma simétrica respecto al centro de la luz deben cumplir con (a), (b) y con (c) ó (d). No se aplican los requisitos de C.11.7.

(a) Vn se debe determinar por

(b) Cada grupo de barras diagonales consiste en un mínimo de cuatro barras colocadas en dos o más capas. Las barras diagonales deben estar embebidas en el muro no menos de 1.25 veces la longitud de desarrollo para fy en tracción.

(c) Cada grupo de barras diagonales debe estar confinado por refuerzo transversal, con dimensiones exterior a exterior no menor de bw/2 en la dirección paralela a bw y b^5 a lo largo de los otros lados, donde bw es el ancho del alma de la viga de acople. El refuerzo transversal debe cumplir con lo establecido en C.21.6.4.2 al C.21.6.4.4, y debe tener un espaciamiento medido en forma paralela a las barras diagonales que cumpla con C.21.6.4.3(c) sin exceder seis veces el diámetro de las barras diagonales, y deben tener un espaciamiento de los ganchos suplementarios o ramas de los ganchos medidos en forma perpendicular a las barras diagonales que no exceda de 350 mm. Con el propósito de efectuar el cálculo de Ag para su uso en las ecuaciones (C.10-5) y (C.21-7), se supone el recubrimiento de concreto, como se requiere en C.7.7, en los cuatro costados de cada grupo de barras colocadas diagonalmente. El refuerzo transversal, o su refuerzo transversal alternativo que cumple con los requisitos de espaciamiento y relación de volumen para los refuerzos transversales a lo largo de las diagonales, debe continuar a través de la intersección de las barras diagonales. El refuerzo longitudinal y transversal adicional debe distribuirse alrededor del perímetro de la viga, con el área total en cada dirección no menor de 0.002bws y un espaciamiento que no exceda de 300 mm.

(d) Se debe proporcionar refuerzo transversal para toda la sección transversal de la viga, que cumpla con C.21.6.4.2, C.21.6.4.4 y C.21.6.4.7, con un espaciamiento longitudinal que no exceda al menor valor entre 150 mm y seis veces el diámetro de las barras diagonales, y con un espaciamiento que no exceda de 200 mm en los ganchos suplementarios o ramas de los ganchos, tanto vertical como horizontalmente, en el plano de la sección transversal de la viga. Cada gancho suplementario y cada rama del gancho deben enlazar una barra longitudinal de igual o mayor diámetro. Se permite configurar los ganchos como se especifica en C.21.5.3.6.

C.21.9.8 – Juntas de construcción

Todas las juntas de construcción en los muros estructurales deben cumplir con lo indicado en C.6.4 y la superficie de contacto debe hacerse rugosa como se especifica en C.11.6.9.

C.21.9.9 – Muros discontinuos

Las columnas que soporten muros estructurales discontinuos deben ser reforzadas de acuerdo con lo indicado en C.21.6.4.6.

C.21.10 – Muros estructurales especiales construidos usando concreto prefabricado con capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.10.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.10 se aplican a los muros estructurales especiales construidos usando concreto prefabricado que forma parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.10.2 – Los muros estructurales especiales construidos usando concreto prefabricado deben cumplir con todos los requisitos de C.21.9 para muros estructurales especiales construidos en obra, además de C.21.4.2 y C.21.4.3.

C.21.10.3 – Se permiten muros estructurales especiales construidos usando concreto prefabricado y tendones postensados y que no cumplen con los requisitos de C.21.10.1 siempre que satisfagan los requisitos del ACI ITG-5.1.

C.21.11 – Diafragmas y cerchas estructurales asignadas a la capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.11.1 – Alcance

Las losas de piso y cubierta que actúen como diafragmas estructurales para trasmitir fuerzas inducidas por los movimientos sísmicos en estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía especial (DES), deben diseñarse de acuerdo con lo indicado en esta sección. Esta sección también se aplica a elementos colectores y cerchas que sirven como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.11.2 – Fuerzas de diseño

Las fuerzas de diseño sísmico para diafragmas estructurales se deben obtener del Título A del Reglamento NSR-10 usando las disposiciones y las combinaciones de cargas aplicables.

C.21.11.3 - Trayectoria de las fuerzas sísmicas

C.21.11.3.1 - Todos los diafragmas y sus conexiones deben diseñarse y detallarse para que sean capaces de transferir todas las fuerzas a los elementos colectores y a los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.11.3.2 - Los elementos de un sistema de diafragma estructural que se encuentra sometido principalmente a fuerzas axiales y que se usa para transferir el cortante o las fuerzas a flexión del diafragma alrededor de las aberturas u otras discontinuidades, debe cumplir con los requisitos para los colectores de C.21.11.7.5 y C.21.11.7.6.

C.21.11.4 – Afinado de piso (“topping”) compuesto construido en sitio actuando como diafragma

Se permite el uso como diafragma de un afinado de piso compuesto construido en sitio sobre un piso o cubierta prefabricados siempre que el afinado de piso se refuerce y la superficie del concreto previamente endurecido sobre la cual se coloca el afinado de piso debe estar limpia, libre de lechada y debe hacerse intencionalmente rugosa.

C.21.11.5 - Afinado de piso (“topping”) construido en sitio actuando como diafragma

Se permite que un afinado de piso no compuesto construido en sitio sobre un piso o cubierta prefabricado sirva como diafragma estructural siempre que el afinado de piso construido en sitio por si mismo este diseñado y detallado para resistir las fuerzas sísmicas de diseño.

C.21.11.6 –Espesor mínimo de diafragmas

Las losas de concreto y los afinados de piso compuestos que sirven como diafragmas estructurales usados para transmitir fuerzas sísmicas deben tener un espesor mínimo de 50 mm. Los afinados de piso colocados sobre elementos de piso o cubierta prefabricados, que actúan como diafragmas estructurales y que no dependen de la acción compuesta con los elementos prefabricados para resistir las fuerzas sísmicas de diseño, deben tener un espesor no menor que 65 mm.

C.21.11.7 – Refuerzo

C.21.11.7.1 – La cuantía mínima de refuerzo para los diafragmas estructurales debe estar de acuerdo con lo indicado en C.7.12. Excepto para las losas post-tensadas, el espaciamiento del refuerzo en ambos sentidos no debe exceder de los 450 mm. Cuando se usa refuerzo electrosoldado de alambre como refuerzo distribuido para resistir el cortante en el afinado de piso colocado sobre elementos de piso y cubierta prefabricados, los alambres paralelos a la dirección de los elementos prefabricados deben estar espaciados a no menos de 250 mm. El refuerzo provisto para la resistencia de cortante debe ser continuo y debe estar distribuido uniformemente a través del plano de cortante.

C.21.11.7.2 – Los tendones adheridos que se usen como refuerzo para resistir fuerzas de los elementos colectores o cortante de diafragmas o tracción por flexión deben diseñarse de forma tal que el esfuerzo debido a las fuerzas sísmicas de diseño no exceda de 420 MPa. Se permite que la precompresión producida por tendones de preesfuerzo no adheridos resista fuerzas de diseño del diafragma si se proporciona una trayectoria para la carga sísmica.

C.21.11.7.3 - Todo refuerzo usado para resistir fuerzas de los elementos colectores, cortante en el diafragma o tracción por flexión deben ser desarrollados o traslapados para resistir fy en tracción.

C.21.11.7.4 - Se requierenempalmes tipo 2, cuando se usan empalmes mecánicos para transferir fuerzas entre el diafragma y los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.11.7.5 - Los elementos colectores con esfuerzos de compresión que excedan 0.2f' en cualquier sección deben tener refuerzo transversal a lo largo del elemento, como se indica en C.21.9.6.4 (c). Se permite descontinuar el refuerzo transversal especificado en donde el esfuerzo de compresión calculado sea menor que 0.15fC. Donde las fuerzas de diseño hayan sido amplificadas para tomar en cuenta la sobreresistencia de los elementos verticales del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas, el límite de 0.2f' debe ser incrementado a 0.5fC, y el límite de 0.154' debe ser aumentado a 0.4f'.

C.21.11.7.6 - El refuerzo longitudinal para los elementos colectores en los empalmes y zonas de anclaje debe cumplir uno de los siguientes requisitos:

(a) Un espaciamiento mínimo centro a centro de tres diámetros de barra longitudinal, pero no menos de 40 mm, y un recubrimiento mínimo de concreto libre de 2.5 diámetros de la barra longitudinal, pero no menor de 50 mm; o

(b) El refuerzo transversal como se requiere en C.11.4.6.3, excepto lo exigido en C.21.11.7.5.

C.21.11.8 - Resistencia a flexión

Los diafragmas y porciones de diafragmas deben diseñarse para flexión, de acuerdo a C.10.2 y C.10.3, excepto que no se aplica la distribución no lineal de los requisitos de esfuerzo de C.10.2.2 para vigas de gran altura. Deben considerarse los efectos de las aberturas.

C.21.11.9 – Resistencia al cortante

C.21.11.9.1 – Vn en diafragmas estructurales no debe exceder:

Para diafragmas conformados por afinado de piso construido en sitio y colocado sobre un piso o cubierta prefabricado, Acv se calcula usando el espesor del afinado de piso solamente para los diafragmas formados por afinado de piso no compuesto y por el espesor combinado de los elementos prefabricados y colocados en sitio para los diafragmas de afinado de pisos compuestos. Para los diafragmas formados por afinado de pisos compuestos, el valor de 4' usado para determinar Vn no debe exceder el menor del f' de los elementos prefabricados o el f' del afinado de piso.

C.21.11.9.2 – El Vn de diafragmas estructurales no debe exceder 0.66Ac^/fC.

C.21.11.9.3 – Por encima de las juntas entre elementos prefabricados en diafragmas no compuestos, o con afinado de pisos compuesto, Vn no debe exceder

donde Av4 es el área total del refuerzo para cortante por fricción dentro de la afinado de piso, incluyendo los refuerzos distribuidos y de borde, que esté orientado perpendicularmente a las juntas en el sistema prefabricado y el coeficiente de fricción,, es 1.0X, donde X está dado por C.11.7.4.3. Por lo menos la mitad de Avf debe estar distribuida uniformemente a lo largo de la longitud del plano potencial de cortante. El área de refuerzo de distribución en el afinado de piso debe cumplir con C.7.12.2.1 en cada dirección.

C.21.11.9.4 - Por encima de las juntas entre elementos prefabricados en diafragmas no compuestos y con afinado de piso compuesto, Vn no debe exceder los límites de C.11.6.5 con Ac calculado usando solamente el espesor del afinado de piso.

C.21.11.10 – Juntas de construcción

Todas las juntas de construcción en los diafragmas deben cumplir con lo indicado en C.6.4 y la superficie de contacto debe hacerse rugosa como se especifica en C.11.6.9.

C.21.11.11 – Cerchas estructurales

C.21.11.11.1 – Los elementos de cerchas estructurales con esfuerzos a compresión que excedan de 0.2f' en cualquier sección deben tener refuerzo transversal a lo largo del elemento, como se requiere en C.21.6.4.2 hasta C.21.6.4.4 y C.21.6.4.7.

C.21.11.11.2 – Todos los refuerzos continuos en elementos de cerchas estructurales deben estar desarrollados y empalmados para fy en tracción.

C.21.12 – Cimentaciones de estructuras asignadas a la capacidad especial de disipación de energía (DES)

C.21.12.1 – Alcance

C.21.12.1.1 – Las cimentaciones que resisten fuerzas sísmicas o que transfieran las fuerzas sísmicas entre la estructura y el terreno en estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía especial (DES), deben cumplir con lo indicado en C.21.12 y con los otros requisitos aplicables del Título H y el Capítulo C.15 del Reglamento NSR-10.

C.21.12.1.2 – Los requisitos indicados en esta sección para pilotes, pilas excavadas, cajones de cimentación y losas sobre el terreno complementan otros criterios de diseño y de construcción aplicables del Título C del Reglamento NSR-10. Véanse C.1.1.6 y C.1.1.7.

C.21.12.2 – Zapatas, losas de cimentación y cabezales de pilotes

C.21.12.2.1 – El refuerzo longitudinal de las columnas y muros estructurales que resisten las fuerzas inducidas por los efectos sísmicos debe extenderse dentro de la zapata, losa de cimentación o cabezal de pilotes, y debe estar totalmente desarrollado por tracción en la interfaz.

C.21.12.2.2 – Las columnas que sean diseñadas suponiendo condiciones de empotramiento en la cimentación, deben cumplir con lo indicado en C.21.12.2.1 y, si se requiere de ganchos el refuerzo longitudinal que resiste la flexión debe tener ganchos de 90 grados cerca del fondo de la cimentación, con el extremo libre de las barras orientado hacia el centro de la columna.

C.21.12.2.3 – Las columnas o elementos de borde de los muros estructurales especiales de concreto reforzado que tengan un borde dentro de una longitud equivalente a la mitad de la profundidad de la zapata deben tener refuerzo transversal de acuerdo con lo indicado en C.21.6.4.2 hasta C.21.6.4.4 colocado bajo la parte superior de la zapata. Este refuerzo debe extenderse dentro de la zapata, losa de cimentación o cabezal de pilotes, y desarrollar en tracción fydel refuerzo longitudinal.

C.21.12.2.4 – Cuando los efectos sísmicos crean fuerzas de levantamiento en los elementos de borde de los muros estructurales especiales de concreto reforzado o en las columnas, se debe proporcionar refuerzo de flexión en la parte superior de la zapata, losa de cimentación o cabezal de pilotes para que resista las combinaciones de carga de diseño, y no puede ser menor que lo requerido en C.10.5.

C.21.12.2.5 – Para el uso de concreto simple en zapatas y muros de cimentación consúltese C.22.10.

C.21.12.3 – Vigas y losas sobre el terreno

C.21.12.3.1 – Las vigas sobre el terreno diseñadas para actuar como amarres horizontales entre las zapatas o cabezales de pilotes deben tener refuerzo longitudinal continuo que debe desarrollarse dentro o más allá de la columna, o anclarse dentro de la zapata o el cabezal de pilotes en todas las discontinuidades.

C.21.12.3.2 – Las vigas sobre el terreno diseñadas para actuar como acoples horizontales entre zapatas o cabezales de pilotes deben diseñarse de tal manera que la menor dimensión transversal sea igual o mayor que el espacio libre entre columnas conectadas dividido por 20, pero no necesita ser mayor a 450 mm. Se deben

proporcionar estribos cerrados con un espaciamiento que no exceda al menor entre la mitad de la menor dimensión transversal o 300 mm.

C.21.12.3.3 – Las vigas sobre el terreno y las vigas que sean parte de una losa de cimentación y estén sometidas a flexión por las columnas que son parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas deben cumplir con lo indicado en C.21.5.

C.21.12.3.4 – Las losas sobre el terreno que resisten fuerzas sísmicas provenientes de los muros o columnas que son parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas deben diseñarse como diafragmas estructurales de acuerdo con lo indicado en C.21.11. Los planos de diseño deben especificar claramente que la losa sobre el terreno es un diafragma estructural y es parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas.

C.21.12.4 – Pilotes, pilas y cajones de cimentación

C.21.12.4.1 – Las especificaciones indicadas en C.21.12.4 se aplican a los pilotes, pilas y cajones de cimentación que soportan estructuras diseñadas para tener resistencia sísmica.

C.21.12.4.2 – Los pilotes, pilas o cajones de cimentación que resistan cargas de tracción deben tener refuerzo longitudinal continuo a lo largo de la zona que resiste las fuerzas de tracción. El refuerzo longitudinal debe detallarse para transferir las fuerzas de tracción del cabezal de los pilotes a los elementos estructurales soportados.

C.21.12.4.3 – Cuando las fuerzas de tracción inducidas por los efectos sísmicos sean transferidas, entre el cabezal de pilote o losa de cimentación y un pilote prefabricado, a través de barras de refuerzo colocadas con mortero inyectado o post instaladas en la parte superior del pilote, se debe demostrar mediante ensayos que el sistema de inyección desarrolla al menos 1.25fy de la barra.

C.21.12.4.4 – Los pilotes, pilas o cajones de cimentación deben tener refuerzo transversal de acuerdo con lo indicado en C.21.6.4.2 en las zonas definidas en (a) y (b):

(a) En la parte superior del elemento en por lo menos 5 veces la dimensión transversal del elemento, pero no menos de 1.8 m por debajo de la parte inferior del cabezal del pilote;

(b) Para las partes de los pilotes en suelos que no son capaces de proveer soporte lateral, o están al aire o en agua, a lo largo de toda la longitud del tramo sin soporte más el largo requerido en C.21.12.4.4(a).

C.21.12.4.5 – Para los pilotes prefabricados de concreto hincados la longitud donde se coloca el refuerzo transversal proporcionado debe ser suficiente como para tener en cuenta las variaciones potenciales de la profundidad a la que llega la punta de los pilotes.

C.21.12.4.6 – Los pilotes, pilas o cajones de cimentación que soportan edificaciones de uno o dos pisos con muros de carga de aporticamiento ligero, están exentos de los requisitos de refuerzo transversal indicado en C.21.12.4.4 y C.21.12.4.5.

C.21.12.4.7 – Los cabezales de pilotes que incorporan pilotes inclinados deben diseñarse para resistir la totalidad de la resistencia a compresión de los pilotes inclinados actuando como columnas cortas. Los efectos de esbeltez de los pilotes inclinados se deben considerar dentro de la porción del pilote en suelo que no es capaz de proporcionar soporte lateral, o que queda al aire o en el agua.

C.21.13 – Elementos que no se designan como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas

C.21.13.1 – Alcance

Los requisitos de C.21.13 no pueden ser empleados en el diseño de edificaciones nuevas y solo pueden ser usados en el diseño de rehabilitaciones sísmicas en cuyo diseño original se utilizó el subterfugio de emplear elementos de pórticos que no se designaron como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas en estructuras asignadas a la capacidad de disipación de energía especial (DES).

C.21.13.2 – Los elementos estructurales que se supone no contribuyen a la resistencia lateral deben detallarse de acuerdo con lo indicado en C.21.13.3 y C.21.13.4 dependiendo de la magnitud de los momentos inducidos en estos elementos cuando son sometidos al desplazamiento de diseño Su. Si los efectos de Su no son explícitamente verificados, se pueden aplicar los requisitos de C.21.13.4. Para losas de dos direcciones sin vigas, las conexiones losa-columna deben cumplir con las disposiciones de C.21.13.6.

C.21.13.3 – Cuando los momentos y fuerzas cortantes inducidas por los desplazamientos de diseño Su combinados con las fuerzas cortantes y momentos gravitacionales mayorados no excedan la resistencia de diseño a cortante y momento del elemento, deben satisfacerse las condiciones de C.21.13.3.1, C.21.13.3.2 y C.21.13.3.3. Para este propósito, debe usarse la combinación de carga para gravedad más crítica entre (1.2D + 1.0L) ó 0.9D. Se puede reducir el factor de carga para carga viva, L, a 0.5 salvo para garajes, áreas ocupadas como lugares de reunión pública, y todas las áreas donde L sea mayor de 4.8 kN/m2.

C.21.13.3.1 – Elementos sometidos a una fuerza axial gravitacional mayorada que no exceda AgfC/10 deben satisfacer C.21.5.2.1. El espaciamiento de los estribos debe ser menor que d/2 a lo largo del elemento.

C.21.13.3.2 – Los elementos con una fuerza axial gravitacional mayorada mayor que Agfc'/10 deben satisfacer C.21.6.3.1, C.21.6.4.2 y C.21.6.5. El espaciamiento longitudinal máximo de los estribos cerrados de confinamiento debe ser so en toda la longitud de la columna. El espaciamiento so no debe exceder el menor de que seis diámetros de la barra longitudinal de menor diámetro o 150 mm.

C.21.13.3.3 – Los elementos con una fuerza axial gravitacional mayorada que exceda de 0.35Po deben satisfacer C.21.13.3.2 y C.21.6.4.7. La cantidad de refuerzo transversal suministrado debe ser la mitad del requerido por C.21.6.4.4 sin exceder el espaciamiento so para la altura total del elemento.

C.21.13.4 – Si el momento o el cortante inducido por los desplazamientos de diseño, Su, excede o del elemento, o si los momentos inducidos no se calculan, deben satisfacerse las condiciones de C.21.13.4.1, C.21.13.4.2 y C.21.13.4.3.

C.21.13.4.1 – Los materiales deben cumplir C.21.1.4.2, C.21.1.4.3, C.21.1.5.2, C.21.1.5.4, y C.21.1.5.5. Los empalmes mecánicos deben satisfacer C.21.1.6 y los empalmes soldados deben satisfacer C.21.1.7.1.

C.21.13.4.2 – Los elementos con una fuerza axial gravitacional mayorada menor que Agfc'/l0 deben satisfacer C.21.5.2.1 y C.21.5.4. El espaciamiento de los estribos no debe ser mayor que d/2 a lo largo de todo el elemento.

C.21.13.4.3 – Los elementos con una fuerza axial gravitacional mayorada mayor que Af'/10 deben satisfacer C.21.6.3, C.21.6.4, C.21.6.5 y C.21.7.3.1.

C.21.13.5 – Los elementos para pórticos de concreto prefabricado que se supone no contribuyen con la resistencia lateral, incluyendo sus conexiones, deben cumplir con (a), (b) y (c), además de C.21.13.2 a C.21.13.4:

(a) Los estribos especificados en.21.13.3.2 deben colocarse en toda la longitud de la columna, incluyendo la altura de las vigas.

(b) Se debe proporcionar refuerzo para integridad estructural de acuerdo con lo especificado en C.16.5; y

(c) La longitud de apoyo de una viga debe ser al menos 50 mm mayor a la determinada por los cálculos usando los valores para resistencias de aplastamiento de C.10.14.

C.21.13.6 – Para las conexiones losa-columna de losas en dos direcciones sin vigas, el refuerzo para cortante de la losa que satisface los requisitos de C.11.12.3 y proporciona un Vs no menor de 0.29fbod, debe extenderse al menos 4 veces el espesor de la losa desde la cara del apoyo, a menos que se satisfaga (a) ó (b):

(a) Los requisitos de C.11.11.7 usando el cortante de diseño Vu y el momento inducido transferido entre la losa y la columna bajo el desplazamiento de diseño;

(b) La deriva de piso de diseño no excede la mayor entre 0.005 y [0.35- 0.05(Va/)].

La deriva de piso de diseño debe tomarse como la mayor de las deriva de piso de diseño de los pisos adyacentes, sobre y bajo la conexión losa-columna. Vc se encuentra definido en C.11.11.2. Vug es la fuerza cortante mayorada en la sección crítica de la losa para una acción en dos direcciones, calculada para la combinación de carga 1.2D + 1.0L + 0.2S.

Se permite reducir el factor de carga de L a 0.5, excepto para estacionamientos, áreas ocupadas como lugares de reunión pública y todas las áreas donde L es mayor de 4.8 kN/m2.

Notas:

CAPÍTULO C.22.

CONCRETO ESTRUCTURAL SIMPLE.

C.22.1 – Alcance

C.22.1.1 – Este capítulo proporciona los requisitos mínimos para el diseño y construcción de elementos de concreto simple estructural (vaciados en sitio o prefabricados).

C.22.1.2 – A menos que se encuentren en conflicto con las disposiciones del Capítulo C.22 de este Título C del Reglamento NSR-10, los siguientes requisitos se deben aplicar a los elementos de concreto estructural simple: Secciones C.1 al C.7.5, C.7.6.1, C.7.6.2, C.7.6.4, C.7.7, C.9.1.3, C.9.2, C.9.3.5, Capítulo C.20, C.21.12.2.5, C.9.2, C.9.3.5 y Apéndice C-D.

C.22.1.3 – En estructuras especiales, como arcos, estructuras subterráneas para servicios públicos, muros de gravedad, y muros de protección, las disposiciones de este capítulo deben controlar cuando sean aplicables.

C.22.2 –Limitaciones

C.22.2.1 – El uso del concreto simple estructural debe limitarse a (a), (b) o (c):

(a) Elementos que están apoyados de manera continua sobre el suelo o que están apoyados sobre otros elementos estructurales capaces de proporcionarles un apoyo vertical continuo;

(b) Elementos en los cuales el efecto de arco genera compresión bajo todas las condiciones de carga;

(c) Muros y pedestales. Véanse C.22.6 y C.22.8

No está permitido el uso de columnas de concreto simple estructural.

C.22.2.2 – Este capítulo no controla el diseño e instalación de pilas y pilotes construidos en sitio y embebidos en el terreno.

C.22.2.3 – Resistencia mínima especificada

La resistencia especificada a compresión del concreto simple estructural no debe ser menor que lo estipulado en C.1.1.1 y los requisitos de durabilidad del Capítulo C.4.

C.22.3 – Juntas

C.22.3.1 – Deben proporcionarse juntas de contracción o aislamiento para dividir los elementos de concreto simple estructural en elementos discontinuos en flexión. El tamaño de cada elemento debe escogerse para limitar el esfuerzo causados por la restricción de los movimientos debidos a los efectos de flujo plástico, retracción y variación de temperatura.

C.22.3.2 – En la determinación del número y ubicación de las juntas de contracción o aislamiento debe prestarse atención a: influencia de las condiciones climáticas; selección y dosificación de materiales; mezclado, colocación y curado del concreto; grado de restricción al movimiento; esfuerzos debidos a las cargas a las cuales está sometido el elemento; y técnicas de construcción.

C.22.4 – Método de diseño

C.22.4.1 – Las cargas y fuerzas mayoradas deben combinarse de acuerdo con lo especificado en C.9.2.

C.22.4.2 – Cuando la resistencia requerida excede a la resistencia de diseño, debe proporcionarse refuerzo y el elemento debe diseñarse como elemento de concreto reforzado de acuerdo con los requisitos apropiados de este Título C del Reglamento NSR-10.

C.22.4.3 – El diseño por resistencia de elementos de concreto simple estructural para flexión y cargas axiales debe basarse en relaciones esfuerzo-deformación lineales, tanto en tracción como en compresión.

C.22.4.4 – En el diseño de elementos de concreto simple estructural, se puede considerar la resistencia a tracción del concreto cuando se han seguido las disposiciones de C.22.3.

C.22.4.5 – No se debe asignar resistencia al refuerzo de acero que pudiera estar presente.

C.22.4.6 – La tracción no debe transmitirse a través de los bordes exteriores, juntas de construcción, juntas de contracción, o juntas de aislamiento de un elemento individual de concreto simple. No se debe suponer continuidad a la flexión debida a tracción entre elementos adyacentes de concreto simple estructural.

C.22.4.7 – Al calcular la resistencia a flexión, flexión y carga axial combinada, y cortante, debe considerarse en el diseño la sección completa de un elemento, excepto para el concreto construido contra el suelo en donde la altura total h debe tomarse como 50 mm menor que la dimensión real.

C.22.5 – Diseño por resistencia

C.22.5.1 – El diseño de secciones transversales sometidas a flexión debe basarse en:

(C.22-1)

donde

(C.22-2)

si controla la tracción, y por

(C.22-3)

si controla la compresión, donde Sm es el módulo elástico de la sección correspondiente.

C.22.5.2 – El diseño de secciones transversales sometidas a compresión debe basarse en:

(C.22-4)

donde Pn se calcula como:

(C.22-5)

y A1 es el área cargada.

C.22.5.3 – Los elementos sometidos a una combinación de flexión y carga axial de compresión deben diseñarse de manera que en la cara de compresión:

(C.22-6)

y en la cara de tracción:

(C.22-7)

C.22.5.4 – El diseño de secciones transversales rectangulares sometidas a cortante debe basarse en:

(C.22-8)

donde Vn se calcula como:

(C.22-9)

para la acción como viga, y como:

(C.22-10)

para la acción en dos direcciones, pero no mayor 0.22Xfboh. En la ecuación (C.22-10), 0 corresponde a la relación de lado largo a lado corto de la carga concentrado o del área de la reacción.

C.22.5.5 – El diseño de superficies de apoyo sometidas a compresión debe basarse en:

(C.22-11)

donde Bu es la carga de aplastamiento mayorada y Bn es la resistencia nominal al aplastamiento del área cargada A1, calculada como:

(C.22-12)

excepto cuando la superficie de apoyo es más ancha en todos los lados que el área cargada, caso en el cual Bn debe multiplicarse por ^A^AX, pero no por más de 2.

C.22.5.6 – Concreto liviano

C.22.5.6.1 – En este capítulo, el factor de modificación X para el concreto de peso liviano debe estar de acuerdo con 8.6.1 a menos que se especifique de otro modo.

C.22.6 – Muros

C.22.6.1 – Los muros de concreto simple estructural deben estar apoyados de manera continua en el terreno, en zapatas, muros de cimentación, vigas de cimentación, o en otros elementos estructurales capaces de proporcionar un apoyo vertical continuo.

C.22.6.2 – Los muros de concreto simple estructural deben diseñarse para las cargas verticales, laterales o de otro tipo a las cuales estén sometidos.

C.22.6.3 – Los muros de concreto simple estructural deben diseñarse para una excentricidad correspondiente al momento máximo que puede acompañar a la carga axial, pero no menor a 0.10h. Si la resultante de todas las cargas mayoradas se ubica dentro del tercio central del espesor total del muro, el diseño debe realizarse de acuerdo con C.22.5.3 ó C.22.6.5. En caso contrario, los muros deben diseñarse de acuerdo con C.22.5.3.

C.22.6.4 – El diseño por cortante debe realizarse de acuerdo con C.22.5.4.

C.22.6.5 – Método empírico de diseño

C.22.6.5.1 – Los muros de concreto simple estructural de sección rectangular sólida se pueden diseñar por medio de la ecuación (C.22-13), siempre que la resultante de todas las cargas mayoradas se ubique dentro del tercio central del espesor total del muro.

C.22.6.5.2 – El diseño de muros sometidos a cargas axiales de compresión debe basarse en:

(C.22-13)

donde Pu es la fuerza axial mayorada y Pn es la resistencia nominal axial, calculada como:

(C.22-14)

C.22.6.6 – Limitaciones

C.22.6.6.1 – A menos que se demuestre mediante un análisis detallado, la longitud horizontal de un muro considerada como efectiva para cada carga vertical concentrada no debe exceder la distancia entre los ejes de las cargas, ni el ancho de la zona de apoyo más 4 veces el espesor del muro.

C.22.6.6.2 – Excepto en lo establecido en C.22.6.6.3, el espesor de muros de carga no debe ser menor que 1/24 de la longitud o altura no apoyada, la que sea menor, ni que 140 mm.

C.22.6.6.3 – El espesor de muros exteriores de sótano y de cimentación no debe ser menor que 190 mm.

C.22.6.6.4 – Los muros deben estar arriostrados contra el desplazamiento lateral. Véanse C.22.3 y C.22.4.7.

C.22.6.6.5 – Se deben proporcionar no menos de dos barras No. 5 (5/8”) ó 16M (16 mm) alrededor de todas las aberturas de ventanas y puertas. Dichas barras deben extenderse al menos 600 mm más allá de las esquinas de las aberturas.

C.22.7 – Zapatas

C.22.7.1 – Las zapatas de concreto simple estructural deben diseñarse para las cargas mayoradas y las reacciones inducidas, de acuerdo con los requisitos de diseño apropiados de este Título C del Reglamento NSR-10 y según lo indicado en C.22.7.2 a C.22.7.8.

C.22.7.2 – El área de la base de la zapata debe determinarse a partir de las fuerzas y momentos no mayorados transmitidos por la zapata al suelo y la capacidad admisible del suelo determinadas de acuerdo con los principios de la mecánica de suelos.

C.22.7.3 – No debe usarse concreto simple para zapatas sobre pilotes.

C.22.7.4 – El espesor de las zapatas de concreto simple estructural no debe ser menor que 200 mm. Véase C.22.4.7.

C.22.7.5 – Los momentos mayorados máximos deben calcularse en (a), (b) y (c):

(a) En la cara de la columna, pedestal o muro, para zapatas que soporten estos elementos.

(b) A media distancia entre el eje y el borde del muro, en zapatas que soporten un muro de albañilería.

(c) A la mitad de la distancia entre el borde de la columna y el borde de la platina de base de acero en zapatas que soportan columnas con una platina de base de acero.

C.22.7.6 – Cortante en zapatas de concreto simple

C.22.7.6.1 – Vu debe calcularse de acuerdo con C.22.7.6.2, con la sección crítica ubicada en la cara de la columna, pedestal o muro en zapatas que soporten estos elementos. En zapatas que soporten columnas con platina de base de acero, la sección crítica debe ubicarse de acuerdo con lo definido en C.22.7.5(c).

C.22.7.6.2 – $Vn de zapatas de concreto simple estructural, en la cercanías de cargas concentradas o reacciones, está controlada por la más restrictiva de las dos condiciones siguientes:

(a) Acción como viga de la zapata, con la sección crítica extendiéndose a través de todo el ancho de la zapata y ubicada a una distancia h del borde de la carga concentrada o área de reacción. Para esta condición, la zapata debe diseñarse de acuerdo con la ecuación (C.22-9).

(b) Acción en dos direcciones de la zapata, con la sección crítica perpendicular al plano de la zapata y ubicada de manera que su perímetro bo sea mínimo, pero no necesita estar más cerca que h/2 del perímetro de la carga concentrada o área de carga. Para esta condición, la zapata debe diseñarse de acuerdo con la ecuación (C.22-10).

C.22.7.7 – Para la ubicación de las secciones críticas de momento y cortante, se pueden tratar a las columnas con forma circular o de polígono regular, como elementos cuadrados de la misma área.

C.22.7.8 – Las cargas de aplastamiento mayoradas, Bu, en el concreto en la superficie de contacto entre elementos soportantes y soportados no debe exceder, en cualquiera de las superficies, la resistencia de diseño al aplastamiento, $Bn, para cualquiera de las dos superficies según lo indicado en C.22.5.5.

C.22.8 – Pedestales

C.22.8.1 – Los pedestales de concreto simple deben diseñarse para las cargas verticales, laterales o de otro tipo a las cuales estén sometidos.

C.22.8.2 – La relación entre la altura no apoyada y el promedio de la menor dimensión lateral de pedestales de concreto simple no debe exceder 3.

C.22.8.3 – La carga axial mayorada máxima, Pu, aplicada a pedestales de concreto simple no debe exceder la resistencia de diseño al aplastamiento, $Bn, dada en C.22.5.5.

C.22.9 – Elementos prefabricados

C.22.9.1 – En el diseño de elementos prefabricados de concreto simple debe considerar todas las condiciones de carga desde la fabricación inicial hasta completar la estructura. Incluyendo el desencofrado, almacenamiento, transporte y montaje.

C.22.9.2 – Las limitaciones de C.22.2 aplican a elementos prefabricados de concreto simple no sólo en su condición final sino también durante la fabricación, transporte y montaje.

C.22.9.3 – Los elementos prefabricados deben estar conectados de manera segura para que transfieran todas las fuerzas laterales a un sistema estructural capaz de resistir dichas fuerzas.

C.22.9.4 – Los elementos prefabricados deben estar adecuadamente arriostrados y apoyados durante el montaje para asegurar el adecuado alineamiento y la integridad estructural hasta que se completen las conexiones permanentes.

C.22.10 – Concreto simple en estructuras resistentes a sismos

C.22.10.1 – Las estructuras con capacidad de disipación de energía especial (DES) no pueden tener elementos de cimentación de concreto simple, excepto cuando:

(a) En viviendas aisladas para una o dos familias, de tres pisos o menos en altura con muros de carga de aporticamiento ligero, se pueden usar en zapatas de concreto simple sin refuerzo longitudinal que soporten los muros y zapatas aisladas de concreto simple;

(b) Para todas las demás estructuras, se permiten las zapatas de concreto simple que soporten muros de concreto reforzado construidos en obra o muros de albañilería reforzada, siempre y cuando las zapatas sean reforzadas longitudinalmente con no menos de dos barras continuas, no menores a No. 4 (1/2”) ó 12M (12 mm) y con un área no menor que 0.002 veces la sección bruta de la zapata. Debe proporcionarse continuidad al refuerzo en las esquinas e intersecciones.

(c) En viviendas aisladas para una o dos familias, de tres pisos o menos en altura con muros de carga de aporticamiento ligero, se pueden usar cimentaciones o muros de cimentación de concreto simple, siempre y cuando el muro no tenga menos de 190 mm de ancho y no esté conteniendo más de 1.2 m de relleno no balanceado.

CAPÍTULO C.23.

TANQUES Y ESTRUCTURAS DE INGENIERÍA AMBIENTAL DE CONCRETO.

C.23.0 – Aplicación del Capítulo C.23 de la NSR-10

Todos los requisitos del Título C de la NSR-10 son aplicables a estructuras de ingeniería ambiental de concreto excepto donde se modifican en el presente Capítulo C.23. Si en C.23 no se hace referencia a un ordinal del Título C, este requisito debe cumplirse y es igualmente aplicable a estructuras ambientales. Cuando un requisito contenido en el Título C no es aplicable a estructuras ambientales esto se indica explícitamente en C.23.

Con el fin de facilitar la aplicación de las modificaciones para estructuras ambientales al resto del Título C, se ha adoptado una nomenclatura de las secciones del Reglamento NSR-10 que se modifican la cual está compuesta por “C.23-“ seguida del ordinal del la sección correspondiente del Título C que se modifica. Así, por ejemplo, “C.1.2 - Planos y especificaciones” se modifica para estructuras ambientales; el texto substitutivo se encuentra referido como “C.23-C.1.2 - Planos y especificaciones” dentro del presente Capítulo C.23 y esto quiere decir que para estructuras de ingeniería ambiental los requisitos de C.1.2 deben substituirse por los requisitos contenidos en C.23-C.1.2.

C.23-C.1.1 – Alcance

C.23-C.1.1.1 – El presente Capítulo cubre lo concerniente a tanques y compartimentos estancos tales como piscinas y albercas que hacen parte del equipamento de edificaciones. Los requisitos dados en el presente Capítulo cubren estructuras construidas con concreto reforzado vaciado en sitio, concreto prefabricado y concreto preesforzado.

Los requisitos de este Capítulo son totalmente aplicables al diseño de estructuras propias de ingeniería ambiental y sanitaria, con la excepción estructuras primarias para evitar la fuga de materiales peligrosos.

Para este tipo de estructuras propias de ingeniería ambiental y sanitaria la resistencia mínima especificada del concreto a la compresión f¿ no debe ser menor de 28 MPa. No se define una resistencia máxima especificada a la compresión, a menos que se indique explícitamente en alguna sección del Reglamento NSR-10.

C.23-C.1.1.2 – Las estructuras de concreto de ingeniería ambiental se definen como estructuras de almacenamiento, flujo, y tratamiento de líquidos y otros materiales afines tales como residuos sólidos. También aplica la denominación a estructuras secundarias para evitar la dispersión de materiales peligrosos, y a estructuras auxiliares, cuando en todas ellas se requiere impermeabilidad ante líquidos y gases, o propiedades especiales de durabilidad.

El propósito de los presentes requisitos es el de establecer los métodos de diseño y construcción que permitan cumplir con los objetivos de seguridad estructural y además permitan que el concreto producido para estructuras ambientales:

(a) cuente con un diseño tal que controle el agrietamiento y la fisuración para impedir el flujo de líquidos entre el interior del tanque y su exterior,

(b) sea lo suficientemente denso e impermeable para impedir la contaminación de los líquidos contenidos o que estos contaminen,

(c) provea la máxima resistencia a los elementos químicos contenidos en el líquido, y

(d) tenga superficies poco rugosas que minimicen la resistencia al flujo y permitan cumplir los objetivos de sanidad.

Debe tenerse especial cuidado en la construcción de este tipo de estructuras con el fin de evitar la corrosión del refuerzo y obtener un concreto lo más impermeable posible.

C.23-C.1.1.3 – El presente Capítulo incluye los requisitos adicionales o substitutivos a los dados en el resto del Título C del Reglamento NSR-10 para ser utilizados en el diseño y construcción de estructuras de concreto de ingeniería ambiental.

C.23-C.1.1.4 – Los requisitos de C.1.1.4 no aplican a estructuras ambientales diseñadas de acuerdo con el Capítulo C.23.

C.23-C.1.1.7 – Las losas sobre el terreno de estructuras ambientales se pueden diseñar siguiendo los requisitos de C.23-C.15.14.

C.23-C.1.1.9 – Disposiciones para resistencia sísmica

Deben cumplirse los requisitos del Capítulo C.21, de diseño sismo resistente en el diseño de todas las estructuras cubiertas por el alcance del presente capítulo, con las modificaciones anotadas en el presente Capítulo y siguiendo los requisitos para el diseño sismo resistente de estructuras ambientales dados en el Apéndice A-1 del Título A.

C.23-C.1.2 – Planos y especificaciones

En lo contenido en C.1.2.1 se mantienen los literales (a) a (i), se modifican los literales (j) a (m) y se adicionan los literales (n) a (p):

(j) El nivel de diseño del líquido para cualquier estructura diseñada para contener líquidos;

(k) Secuencia de tensionamiento de los tendones de postensado;

(l) Indicación de si una losa sobre el terreno se ha diseñado como diafragma estructural, véase la sección 21.12.3.4.

(m) Presión de gas de diseño para los elementos estructurales que se vean sometidos a gas o líquido a presión;

(n) Propiedades del concreto y sus componentes incluyendo el tipo de cemento, la relación agua-material cementante, y si se permiten adiciones, aditivos y puzolanas.

(o) Requisitos adicionales tales como limitaciones a la retracción de fraguado permisible.

(p) Requisitos para ensayar la impermeabilidad y estanqueidad antes de que se realicen los rellenos aledaños.

C.23-C.1.2.2 – Los requisitos de C.1.2.2 deben cumplirse también en estructuras ambientales.

C.23-C-2.2 – Definiciones

A continuación se definen algunos términos empleados en el diseño y construcción de estructuras de ingeniería ambiental, adicionales a los dados en C.2.2.

Banda de respaldo (Backer rod) – Una banda o barra de material compresible colocada entre el relleno preformado y el sellante, utilizada para dar soporte y para controlar la penetración del sellante.

Barrera impermeable (Waterstop) – Una cinta continua de metal, caucho, plástico, u otro material, insertada a través de la junta para impedir el paso de líquidos a través de la junta.

Coeficiente de durabilidad ambiental (Environmental durability factor) – Coeficiente usado para controlar los esfuerzos en el acero de refuerzo y el ancho de fisura en elementos diseñados utilizando el método de resistencia.

Relleno preformado (Joint filler) – Un material compresible preformado utilizado para llenar una junta de expansión y prevenir la infiltración de residuos y dar apoyo a la banda de respaldo y los sellantes.

Sellante de junta (Joint sealant) – Un material elastomérico sintético utilizado para dar terminado ASTM D 412-98aEl – Standard Test Methods for Rubber Properties in Tension

ASTM D 746-98 – Standard Test Method for Brittleness Temperature of Plastics and Elastomers by Impact

ASTM D 1056-00 – Standard Specification for Flexible Cellular Materials–Sponge or Expanded Rubber

ASTM D 1149-99 – Standard Test Method for Rubber Deterioration- Surface Ozone Cracking in a Chamber

ASTM D 1752-84 – Specification for Preformed Sponge Rubber and Cork Expansion Joint (Reapproved 1996)E1 Fillers for Concrete Paving and Structural Construction

ASTM D 2000-03 – Classification System for Rubber Products in Automotive Applications

ASTM D 2240-03 – Test Method for Rubber Property – Durometer Hardness

ASTM E 96-00 – Test Methods for Water Vapor Transmission of Materials

AWW C 652-92 – Disinfection of Water Storage Facilities del American Water Works Association

CRD C 572 – U.S. Army Corps of Engineers Specification for Polyvinyl Chloride Waterstops (1999)

a una junta y evitar que se llene con materia sólida.

C.23-C.3.8 – Normas técnicas mencionadas en el Capítulo C.23

Las siguientes normas hacen parte del Reglamento NSR-10 y deben adicionarse a las contenidas en C.3.8 cuando se trata de estructuras de ingeniería ambiental.

En tanto el Instituto Colombiano de Normas Técnicas y Certificación, ICONTEC, expida las correspondientes norma NTC, se deben utilizar las siguientes normas técnicas.

ASTM C 1138-97 – Test Method for Abrasion Resistance of Concrete (Underwater Method)

TT-S-227e(3) – Sealing Compound, Elastomeric Type, (1969) Multi-Component (for Calking, Sealing, and Glazing in Buildings and Other Structures), expedido por el Gobierno Federal de los Estados Unidos de América.

TT-S-230c(2) – Sealing Compound, Elastomeric Type, (1970) Single Component (for Calking, Sealing, and Glazing in Buildings and Other Structures), expedido por el Gobierno Federal de los Estados Unidos de América.

ACI 350.3/350.3R-06 “Seismic Design of Liquid-Containing Concrete Structures” del American Concrete Institute

AASHTO T260-84 – Sampling and Testing for Total Chloride Ion in Concrete and Concrete Raw Materials de la American Association of State Highway and Transportation Officials

C.23-C.4 – Requisitos especiales de durabilidad

En la presente sección se presentan las modificaciones que deben hacerse a los requisitos de durabilidad dados en el Capítulo C.4 del Título C de la NSR-10 para que sean aplicables a estructuras ambientales de concreto.

C.23-C.4.1.3 – Contenido mínimo de materiales cementantes – El contenido mínimo de materiales cementantes debe ser el indicado en la Tabla C.23-C.1.1.

TABLA C.23-C.4.1.1 – CONTENIDO MÍNIMO DE MATERIALES CEMENTANTES

*Para tamaños nominales del agregado grueso que no se indican, se permite interpolar entre los tamaños nominales indicados.

C.23-C.4.2 – Categorías y clases de exposición para estructuras ambientales de concreto

A continuación, en la Tabla C.23-C.4.2.1 se presentan las categorías y clases de exposición para estructuras ambientales de concreto. Esta tabla modifica la Tabla C.4.2.1 para que sea aplicable en estructuras ambientales.

TABLA C.23-C.4.2.1 – CATEGORÍAS Y CLASES DE EXPOSICIÓN

C.23-C.4.3 – Requisitos para mezclas de concreto

A continuación, en la Tabla C.23-C.4.3.1, con base en las clases de exposición asignadas en la Tabla C.23-C.4.2.1, se dan los requisitos que deben tener las mezclas de concreto de estructuras ambientales de concreto. Esta tabla modifica la Tabla C.4.3.1 para que sea aplicable en estructuras ambientales. Solo se presentan las clases de exposición que presentan modificación con respecto a la Tabla C.4.3.1 del Capítulo C.4.

TABLA C.23-C.4.3.1 – REQUISITOS PARA EL CONCRETO SEGÚN LA CLASE DE EXPOSICIÓN

C.23-C.4.5 – Exposición a los sulfatos

C.23-C.4.5.1 – El concreto expuesto al agua o a aguas residuales o a suelos que contengan sulfatos debe cumplir los requisitos de la Tabla C.23-C.4.3.1, o debe ser fabricado con un cemento que produzca resistencia a los sulfatos y que cumpla con la relación agua/material cementante y la resistencia mínima a la compresión dada en la Tabla C.23- C.4.4.1.

C.23-C.4.6 – Protección del concreto contra químicos

C.23-C.4.6.1 – El concreto que pueda verse sometido al ataque de soluciones de químicos o gases corrosivos debe protegerse de acuerdo con lo indicado en C.23-C.4.6.2, C.23-C.4.6.3, y C.23-C.4.6.4.

C.23-C.4.6.2 – El concreto debe dosificarse apropiadamente teniendo en cuenta el tipo de cemento, el mezclado,

C.23-C.4.6.3 – El concreto expuesto a soluciones o suelos que contengan sulfatos debe cumplir los requisitos de C.23-C.4.5.

C.23-C.4.6.4 – El concreto expuesto al ataque químico de sulfatos, o químicos y gases corrosivos debe protegerse así:

(a) Concreto expuesto a sulfato de cobre o sulfato de hierro, o ambos, debe fabricarse con cemento resistente a los sulfatos, o se le debe colocar un revestimiento o cobertura de protección de acuerdo con C.23-C.4.9.

(b) El concreto debe protegerse contra químicos corrosivos por medio de un revestimiento o cobertura de protección de acuerdo con C.23-C.4.9.

C.23-C.4.6.5 – Los materiales empleados en las juntas, incluyendo las barreras impermeables, las juntas de expansión, y los sellantes, deben ser resistentes al ataque químico por toda la vida útil de la estructura. Los materiales se deben ensayar de acuerdo con la norma ASTM C 920 y la especificación del Gobierno Federal de Estados Unidos TT-S-00277E para sellantes, y ASTM D 570, ASTM D 746, ASTM D 1149, y CRD-C572 para barreras impermeables de PVC.

C.23-C.4.7 – Ensayos para establecer la posibilidad de ataque químico

C.23-C.4.7.1 – La composición y temperatura del líquido o gas y su pH deben ser ensayados para establecer su agresividad con el concreto y el sistema de barrera protectora.

C.23-C.4.7.2 – La idoneidad de la protección ante ataque químico debe ser confirmada por medio de ensayos. Los ensayos deben establecer la necesidad y la efectividad de los cementos especiales, las coberturas y revestimientos, y las otras medidas protectivas.

C.23-C.4.7.3 – Los agregados deben ensayarse para reacción al ataque químico de acuerdo con la norma ASTM C 295.

C.23-C.4.8 – Protección contra la erosión

C.23-C.4.8.1 – El concreto debe protegerse del daño causado por erosión cuando se somete a cavitación o abrasión.

C.23-C.4.8.2 – Para la protección ante la erosión por cavitación debe emplearse uno de los siguientes métodos:

(a) Reducción de la velocidad y presión del flujo colocando deflectores u otras estructuras similares.

(b) Utilización de formas estructurales, acabados de la superficie y tolerancias que conduzcan a una reducción del índice de cavitación a niveles aceptables por debajo del nivel de cavitación incipiente.

(c) Incorporar aire al flujo de tal manera que la relación aire/líquido cerca de la frontera del sólido sea aproximadamente 8% por volumen.

(d) Utilización de materiales resistentes a la erosión que cumplan los requisitos de C.23-C.4.8.3.

C.23-C.4.8.3 – Donde la estructura pueda verse afectada por erosión por abrasión, los agregados deben cumplir los requisitos de la norma NTC 174 (ASTM C 33), el concreto debe ensayarse de acuerdo con ASTM C 1138, y el concreto debe cumplir con los siguientes requisitos adicionales:

(a) Mínimo f'c = 35 MPa a los 28 días.

(b) Máxima relación agua/material cementante = 0.40.

(c) Máximo contenido de aire = 6%. Si no se verá sometido a congelamiento y deshielo, el máximo contenido de aire = 3%.

(d) Mínimo contenido de material cementante por metro cúbico de concreto = 380 kg.

(e) Agregados duros, densos y limpios.

Donde se requiera protección adicional se deben utilizar revestimientos y coberturas de acuerdo con C.23-C.4.9.

C.23-C.4.8.4 – Las estructuras sometidas a erosión por cavitación deben construirse con concreto de alta resistencia, baja relación agua/material cementante, y deben tener un acabado de superficie liso con cambios menores de inclinación en la dirección del flujo.

C.23-C.4.8.5 – Cuando haya posibilidad de cavitación, las barras de refuerzo más cercanas a la superficie deben colocarse paralelas a la dirección del flujo.

C.23-C.4.8.6 – Cuando haya posibilidad de cavitación la bondad de los métodos de protección contra la erosión por cavitación deben confirmarse por medio de ensayos realizados de acuerdo con la norma ASTM C 1138.

C.23-C.4.9 – Revestimientos y coberturas

C.23-C.4.9.1 – General – Cuando el concreto esté en contacto con químicos o gases corrosivos que ataquen la matriz de mortero del concreto o el acero de refuerzo, deben utilizarse revestimientos o coberturas. Los revestimientos o coberturas para prevenir el contacto de químicos en solución o gases nocivos con la superficie de concreto deben ser impermeables y tener buena adherencia.

C.23-C.4.9.2 – Compatibilidad con el ozono – Los revestimientos de superficie o coberturas no se deben utilizar en contacto con el gas ozono sin determinar por medio de ensayos su compatibilidad.

C.23-C.4.9.3 – Ensayos a los revestimientos – Los revestimientos se deben especificar para el tipo de exposición esperado. La efectividad de los recubrimientos debe establecerse por medio de ensayos. El espesor de los revestimientos se debe medir utilizando instrumentos apropiados para medir espesores de materiales en forma de película. Deben realizarse ensayos de chispa de las uniones de las coberturas.

C.23-C.4.9.4 – Transmisión de vapor a través de coberturas y revestimientos – Cuando la transmisión de vapor de agua a través de revestimientos y coberturas sea peligrosa, éstos deben tener una transmisión de vapor menor de 1 x 10?6 cm/s (34 g/h/m²) cuando se ensaye de acuerdo con la norma ASTM E 96.

C.23-C.4.9.5 – Selección de los revestimientos y coberturas

C.23-C.4.9.5.1 – La selección de los revestimientos y coberturas debe tener en cuenta los químicos a los cuales deben ser resistentes dentro de los que puedan existir en la estructura ambiental y que entren en contacto con ellos.

C.23-C.4.9.5.2 – Los revestimientos y coberturas deben ser capaces de salvar las fisuras o juntas existentes en la sub-base.

C.23-C.4.9.5.3 – El revestimiento o cobertura debe cumplir todos los requisitos y reglamentaciones nacionales, departamentales, distritales y municipales cuando se utilicen en instalaciones que manejen agua potable.

C.23-C.4.10 – Juntas

C.23-C.4.10.1 – General

Las juntas para compensar movimientos (expansión y contracción) y las juntas de construcción deben diseñarse para impedir la fisuración y la corrosión del refuerzo. El número, espaciamiento, y detalles de las juntas debe diseñarse teniendo en cuenta las propiedades físicas y capacidad de los rellenos, sellantes, y barreras impermeables para resistir ciclos de deformaciones.

C.23-C.4.10.2 – Barreras impermeables

Los materiales utilizados en las barreras impermeables para impedir el flujo de líquidos o gases deben ser capaces de aceptar movimientos y deformaciones de elongación y contracción sin deformación permanente o falla y deben resistir los ciclos de congelamiento y deshielo, variación de temperatura y los efectos de ataque químico.

Las barreras pueden ser de caucho, de cloruro de polivinilo (PVC), acero, o de otro material. Las primeras se utilizan en juntas donde se esperan mayores movimientos. Para las barreras de caucho y de PVC, el espesor mínimo es de

C.23-C.4.10.2 – Barreras impermeables (continuación)

9.5 mm y deben tener un ancho mínimo de 220 mm para juntas de expansión y de 150 mm para otras juntas, el cual se repartirá mitad y mitad entre los dos concretos al lado de la junta. Cuando sean de acero deben ser de platina de 6 mm (1/4”) y deben estar embebidas a cada lado de la junta un mínimo de 75 mm y un doblez central cuyo tamaño dependerá del movimiento esperado.

C.23-C.4.10.3 – Sellantes

Deben colocarse sellantes de junta a lo largo del perímetro expuesto de las juntas que impidan el paso de líquidos y gases; y para prevenir que sólidos entren en la junta y afecten su funcionamiento. Los sellantes deben diseñarse para que sean capaces de resistir las presiones, temperaturas, y movimientos y no deben perder su adherencia ni verse afectados bajo el ataque químico o de gases esperado, y además deben resistir las presiones, temperaturas y movimientos esperados.

Los sellantes preformados cumplen la función doble de servir como formaleta para el vaciado del concreto de segundo lado de la junta y de preservar el espacio donde pueda ocurrir la expansión. El elemento de relleno ideal debe ser capaz de resistir compresiones hasta de la mitad de su espesor y de expandirse posteriormente para llenar el espacio original cuando los elementos al lado de la junta se contraen. En general se utiliza corcho, neopreno, caucho, poliuretano (plástico espumoso o icopor), y otros materiales. La madera no puede utilizarse como relleno.

C.23-C.4.10.4 – Exposición al ozono

Los sellantes, rellenos preformados, y las barreras impermeables que se utilicen deben ensayarse para su compatibilidad con el ozono. La juntas de contracción (juntas de control) que se diseñen en forma de cuña o se corten con disco de diamante deben llenarse con un sellante para proteger el acero de refuerzo.

C.23-C.4.10.5 – Llaves de cortante

Donde se utilicen llaves de cortante en juntas para compensar movimientos, la junta debe diseñarse para evitar el descascaramiento y hendimiento del concreto que conduzca a fugas. Además, deben construirse cuidadosamente con el fin de que no interfieran con las barreras contra el paso del agua.

C.23-C.4.10.6 – Juntas de construcción

C.23-C.4.10.6.1 – Donde la construcción indique la necesidad de impermeabilidad, las juntas de construcción deben tener una barrera integral impermeable.

C.23-C.4.10.6.2 – En las estructuras de ingeniería ambiental el lapso mínimo entre el vaciado de unidades adyacentes debe ser al menos 48 horas.

C.23-C.6.1 – Diseño de cimbras y encofrados

C.23-C.6.1.7 – Los amarres de los elementos del encofrado en estructuras que vayan a contener líquidos deben ser apropiados para garantizar la estanqueidad de la estructura.

C.23-C.6.1.7.1 – Los sistemas de amarre de los elementos del encofrado en estructuras que vayan a contener líquidos no deben dejar elementos metálicos u de otro material distinto de concreto dentro de una distancia igual a 40 mm de la superficie del elemento.

C.23-C.6.4 – Juntas de construcción

C.23-C.6.4.8 – Las juntas de construcción en elementos que deban ser impermeables en estructuras ambientales deben tener una barrera impermeable integral.

C.23-C.6.4.9 – En estructuras ambientales el tiempo que transcurra entre el vaciado de sectores adyacentes no puede ser menor de 48 horas.

C.23-C.6.5 – Juntas para compensar movimientos

C.23-C.6.5.1 – El diseño debe tener en cuenta todos los cambios volumétricos que puedan ocurrir y minimizar el daño a la estructura.

Deben cumplirse los siguientes requisitos en la definición de los tipos de junta a utilizar para compensar los cambios volumétricos y de geometría causados por la retracción de fraguado, el flujo plástico, las variaciones en la temperatura y en el contenido de humedad, y los asentamientos diferenciales:

C.23-C.6.5.2 – Las juntas de expansión, donde se utilicen, deben incluir un relleno preformado compresible, un sellante de junta, y cuando deban ser impermeables, una barrera impermeable.

C.23-C.6.5.3 – Las juntas de contracción, donde se utilicen, pueden ser parciales o totales, dependiendo del detalle del refuerzo, y deben incluir una muesca o receso en la superficie para la colocación del sellante de junta. La función principal de las juntas de contracción, o de disipación de retracción, es la de reducir los esfuerzos producidos por la retracción de fraguado del concreto. Los requisitos para juntas de contracción, de profundidad parcial o de profundidad total son los siguientes:

(a) Juntas de contracción de profundidad total – En las juntas de contracción de profundidad total el refuerzo se suspende a 50 mm de la junta. En la cara del concreto que se vacía en primera etapa de la junta se coloca un compuesto que evite la adherencia de este concreto con el de segunda etapa. La junta debe tener una barrera del tipo indicado en C.23-C.4.10.2. Cuando se deba transferir esfuerzos cortantes de una lado al otro de la junta, pueden utilizarse barras de transferencia (dowels) engrasadas. La separación entre estas juntas no debe ser mayor a la indicada en la tabla C.23-C.7.12.2.1 para todas las cuantías mínimas anotadas allí.

(b) Juntas de contracción de profundidad parcial – Las juntas de contracción de profundidad parcial se utilizan cuando se desea transferir parte de los esfuerzos de tracción a través de la junta para amarrar las dos partes de la estructura. El refuerzo que pasa no puede ser más del 50 por ciento del refuerzo perpendicular a la junta. Estas juntas se deben espaciar a distancia del orden de las 2/3 partes de las juntas de profundidad total.

C.23-C.7.7 – Protección de concreto para el refuerzo

Los requisitos de C.7.7.1, C.7.7.2 y C.7.7.3 se substituyen por la Tabla C.23-C.7.7.1 donde se presentan los recubrimientos a emplear en estructuras ambientales.

TABLA C.23-C.7.7.1 – PROTECCIÓN DE CONCRETO PARA EL REFUERZO EN ESTRUCTURAS AMBIENTALES

Nota-1 – Construido bajo condiciones de control en planta de prefabricación.

Nota-2 – Incluye ductos de preesforzado menores de 40 mm de diámetro.

Nota-3 – Incluye ductos de preesforzado mayores o iguales a 40 mm de diámetro.

C.23-C.7.12 – Refuerzo de retracción y temperatura

C.23-C.7.12.2.1 – En elementos expuestos a condiciones ambientales o que deban ser impermeables incluyendo losas y muros, el área de refuerzo de retracción y temperatura debe cumplir, como mínimo, las cuantías de área de refuerzo sobre la sección bruta dadas en la Tabla C.23-C.7.12.2.1.

TABLA C.23-C.7.12.2.1 – CUANTÍAS MÍNIMAS DE RETRACCIÓN DE FRAGUADO Y VARIACIÓN DE TEMPERATURA

†La distancia es entre juntas de expansión y juntas de contracción de profundidad total. Cuando se trate de juntas de contracción de profundidad parcial las cuantías mínimas se deben determinar multiplicando la distancia real entre juntas de contracción de profundidad parcial por 1.5.

Corresponde a la cuantía máxima a emplear cuando no se proveen juntas para compensar movimientos.

Para secciones de concreto que tienen un espesor mayor o igual a 600 mm el refuerzo de retracción y temperatura se puede determinar con base en una capa de concreto de 300 mm de espesor en cada una de las superficies del elemento. El refuerzo en la cara inferior de losas en contacto con el suelo se puede reducir en un 50% de lo requerido por la Tabla C.23-C.7.12.2.1.

C.23-C.7.12.2.2 – El refuerzo de retracción y temperatura no se debe espaciar a más de 300 mm y el tamaño mínimo de barra debe ser N° 4 (1/2”) ó 12M (12 mm). Al menos 1/3 del área requerida para refuerzo de retracción y temperatura debe colocarse cualquiera de las caras del elemento.

C.23-C.8.1 – Métodos de diseño

C.23-C.8.1.1 – El diseño estructural de tanques, otros compartimentos estancos y estructuras ambientales, debe realizarse para los estados límites de resistencia y funcionamiento, tal como los define el Título C del Reglamento NSR-10 utilizando los factores de carga y de reducción de resistencia ö dados en el Capítulo C.9. El diseño de estructuras ambientales tiene como objetivo particular minimizar el agrietamiento y la fisuración, lo que da lugar a requisitos adicionales.

C.23-C.8.2.5 – Deben tenerse en cuenta los efectos causados por presión interna dentro de la estructura, los movimientos de las juntas y la separación entre ellas, y el llenado y vaciado del contenido de los tanques.

C.23-C.8.2.6 – Los efectos de las presiones del agua freática deben ser tenidos en cuenta en el diseño, especialmente las subpresiones sobre los tanques desocupados. Deben tomarse precauciones para evitar la falla del tanque por efectos de flotación, disponiendo lastres adecuados. Igualmente, y de no contar con un drenaje adecuado, debe considerarse el efecto que eventuales fugas puedan tener en la evaluación del nivel freático.

C.23-C.8.2.7 – En los tanques enterrados a los que se les pruebe su estanqueidad antes de realizar su relleno exterior, debe contemplarse esta condición en su diseño estructural.

C.23-C.8.2.8 – Debe tenerse especial cuidado al definir los valores de las presiones de los líquidos, de los empujes del suelo y de todas las fuerzas producidas por el funcionamiento de la estructura y de los eventuales equipos sobre ella.

C.23-C.9.2 – Resistencia requerida

C.23-C.9.2.6 – La resistencia requerida U para secciones que no sean controladas por compresión, como se definen en C.10.3.3 debe multiplicarse por el siguiente coeficiente de durabilidad ambiental Sd en aquellas porciones de las estructuras ambientales donde la durabilidad, la estanqueidad, u otras consideraciones de funcionamiento deban tenerse en cuenta.

(C.23-1)

donde v = carga mayorada / carga no mayorada y donde fs es el esfuerzo permisible de tracción en el refuerzo que se da más adelante.

(a) En el caso de diseño a cortante este coeficiente Sd se aplica únicamente a la porción de la resistencia a cortante que es llevada por el refuerzo a cortante.

(b) El coeficiente de durabilidad no debe utilizarse en diseños que utilicen cargas de servicio o esfuerzos admisibles.

(c) No se requiere el uso del coeficiente de durabilidad ambiental Sd en combinaciones de carga que incluyan fuerzas sísmicas E.

C.23-C.9.2.6.1 – Esfuerzo fs causado por flexión: véase C.23-C.10.6.4.

C.23-C.9.2.6.2 – Tracción directa o esfuerzos anulares de tracción en exposición ambiental normal: fs = 140 MPa

C.23-C.9.2.6.3 – Tracción directa o esfuerzos anulares de tracción en exposición ambiental severa: fs = 120 MPa

C.23-C.9.2.6.4 – Esfuerzos en el refuerzo para cortante causados por cortante en exposición ambiental normal: fs = 170 MPa

C.23-C.9.2.6.5 – Esfuerzos en el refuerzo para cortante causados por cortante en exposición ambiental severa: fs = 140 MPa

C.23-C.9.2.7 – Sd debe tomarse como 1.0 para el diseño a flexión de secciones controladas por compresión, en el refuerzo preesforzado y en las zonas de anclaje de elementos postensados, independientemente de la exposición ambiental.

C.23-C.10.5 – Refuerzo mínimo en elementos sometidos a flexión

C.23-C.10.5.3 – Los requisitos de C.10.5.1 y C.10.5.2 no necesitan ser aplicados si en cada sección el As proporcionado es al menos un tercio superior al requerido por análisis para la resistencia requerida U sin incluir el coeficiente de durabilidad ambiental Sd.

C.23-C.10.6 – Distribución del refuerzo de flexión en vigas y losas en una y en dos direcciones

C.23-C.10.6.1 – Esta sección establece reglas para la distribución del refuerzo a flexión y los esfuerzos permisibles utilizados para controlar el agrietamiento en todas las secciones que no sean controladas por compresión. Los requisitos de esta sección no aplican a combinaciones de carga que incluyan fuerzas sísmicas.

C.23-C.10.6.2 – La distribución del refuerzo a flexión en losas en dos direcciones se debe hacer de acuerdo con las disposiciones de C.13.3. En estructuras ambientales, para la aplicación de C.23-C.10.6.4, las losas con una relación lado largo a lado corto no mayor de 2 deben considerarse elementos en dos direcciones y las losas con una relación lado largo a lado corto mayor que 2 deben considerarse elementos en una dirección.

C.23-C.10.6.3 – El refuerzo de tracción por flexión debe distribuirse adecuadamente en las zonas de tracción máxima a flexión de la sección transversal de un elemento, según los requisitos de C.10.6.4.

C.23-C.10.6.4 – El esfuerzo calculado en el refuerzo más cercano a la cara en tracción a niveles de servicio fs no debe exceder el valor dado por las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3), ni debe exceder un máximo de 250 MPa.

C.23-C.10.6.4.1 – En zonas de exposición ambiental normal, como las define C.23-C.10.6.4.5:

(C.23-2)

pero no hay necesidad que sea menor de 140 MPa para elementos en una dirección, ni menor de 170 MPa para elementos en dos direcciones.

C.23-C.10.6.4.2 – En zonas de exposición ambiental severa, como las define C.23-C.10.6.4.5:

(C.23-3)

pero no hay necesidad que sea menor de 120 MPa para elementos en una dirección, ni menor de 140 MPa para elementos en dos direcciones.

C.23-C.10.6.4.3 – En las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3) se permite utilizar un valor de 15 625 para el término 4(50 + db/2)² como una simplificación.

C.23-C.10.6.4.4 – El factor de amplificación del gradiente de deformaciones unitarias está dado por:

(C.23-4)

donde c se calcula al nivel de cargas de servicio. En lugar de este cómputo más preciso, se permite utilizar fa igual a 1.2 para h > 400 mm e igual a 1.35 para h < 400 mm en las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3).

C.23-C.10.6.4.5 – Para compartimentos estancos, una exposición ambiental normal se define como exposición a líquidos con un pH mayor de 5, o exposición a soluciones que contengan sulfatos en cantidades de 1000 ppm o menos. La exposición ambiental severa ocurre cuando se exceden los límites que definen la exposición ambiental normal.

C.23-C.10.6.4.6 – El esfuerzo por flexión en el refuerzo al nivel de cargas de servicio fs en MPa debe calcularse como el momento no mayorado dividido por el producto de área del refuerzo de acero por el brazo interno de palanca.

C.23-C.10.6.5 – Donde la apariencia de la superficie del concreto es importante y el recubrimiento de concreto excede 75 mm, los esfuerzos de tracción por flexión en el refuerzo al nivel de cargas de servicio no deben exceder los valores dados en C.23-C.10.6.4 ni fs para el refuerzo más cercano a la cara en tracción puede exceder el valor dado por:

(C.23-5)

pero no puede ser mayor de 300 mm.

C.23-C.11.1 – Resistencia al cortante

C.23-C.11.1.1 – El diseño de secciones transversales sometidas a cortante debe estar basado en (C.23-C.11-1),

donde Vu es la fuerza cortante mayorada en la sección considerada y Vn es la resistencia nominal al cortante calculada mediante (C.23-C.11-2),

donde Vc es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el concreto, calculada de acuerdo con C.11.2, C.11.3, o C.11.11 y Vs es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el refuerzo de cortante calculada de acuerdo con C.11.4, C.11.9.9 o C.11.11.

C.23-C.14 – Muros

C.23-C.14.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.14 deben aplicarse al diseño de muros planares sometidos a carga axial, con o sin flexión, y a muros circulares con carga axial y esfuerzos anulares, con o sin flexión.

C.23-C.14.3 – Refuerzo mínimo

C.23-C.14.3.1 – El refuerzo mínimo vertical y horizontal para temperatura y retracción de fraguado debe cumplir con las disposiciones de C.23-C.14.3.2 y C.23-C.14.3.3.

C.23-C.14.3.2 – La cuantía mínima para refuerzo vertical ñt, es 0.0030.

C.23-C.14.3.3 – La cuantía mínima para refuerzo horizontal, ñt, es función de la distancia entre juntas para compensar movimiento y debe cumplir con C.23-C.7.12.2.1.

C.23-C.14.3.4 – Los muros con un espesor mayor que 250 mm deben tener el refuerzo en cada dirección colocado en dos capas paralelas a las caras del muro de acuerdo con:

(a) Una capa consistente en no menos de 1/2, y no más de 2/3 del refuerzo total requerido para cada dirección debe colocarse a no menos del recubrimiento indicado en C.23-C.7.7 ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie exterior.

(b) La otra capa, consistente en el resto del refuerzo requerido en esa dirección, debe colocarse a no menos del recubrimiento indicado en C.23-C.7.7 ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie interior.

C.23-C.14.3.5 – El refuerzo vertical y horizontal debe espaciarse a no más de 300 mm.

C.23-C.14.3.6 – El refuerzo vertical no necesita estar confinado por estribos laterales cuando el refuerzo vertical no es mayor de 0.01 veces el área total de concreto, o cuando el refuerzo vertical no se requiere como refuerzo de compresión.

C.23-C.14.3.7 – Además del refuerzo mínimo especificado anteriormente, una cantidad de refuerzo equivalente al refuerzo interrumpido por cualquier abertura debe adicionarse a los lados de la abertura. Estas barras deben

utilizados para controlar el agrietamiento en todas las secciones que no sean controladas por compresión. Los requisitos de esta sección no aplican a combinaciones de carga que incluyan fuerzas sísmicas.

C.23-C.10.6.2 – La distribución del refuerzo a flexión en losas en dos direcciones se debe hacer de acuerdo con las disposiciones de C.13.3. En estructuras ambientales, para la aplicación de C.23-C.10.6.4, las losas con una relación lado largo a lado corto no mayor de 2 deben considerarse elementos en dos direcciones y las losas con una relación lado largo a lado corto mayor que 2 deben considerarse elementos en una dirección.

C.23-C.10.6.3 – El refuerzo de tracción por flexión debe distribuirse adecuadamente en las zonas de tracción máxima a flexión de la sección transversal de un elemento, según los requisitos de C.10.6.4.

C.23-C.10.6.4 – El esfuerzo calculado en el refuerzo más cercano a la cara en tracción a niveles de servicio fs no debe exceder el valor dado por las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3), ni debe exceder un máximo de 250 MPa.

C.23-C.10.6.4.1 – En zonas de exposición ambiental normal, como las define C.23-C.10.6.4.5: (C.23-2)

pero no hay necesidad que sea menor de 140 MPa para elementos en una dirección, ni menor de 170 MPa para elementos en dos direcciones.

C.23-C.10.6.4.2 – En zonas de exposición ambiental severa, como las define C.23-C.10.6.4.5: (C.23-3)

pero no hay necesidad que sea menor de 120 MPa para elementos en una dirección, ni menor de 140 MPa para elementos en dos direcciones.

C.23-C.10.6.4.3 – En las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3) se permite utilizar un valor de 15 625 para el término 4(50 + db/2)² como una simplificación.

C.23-C.10.6.4.4 – El factor de amplificación del gradiente de deformaciones unitarias está dado por: (C.23-4)

donde c se calcula al nivel de cargas de servicio. En lugar de este cómputo más preciso, se permite utilizar fa igual a 1.2 para h > 400 mm e igual a 1.35 para h < 400 mm en las ecuaciones (C.23-2) y (C.23-3).

C.23-C.10.6.4.5 – Para compartimentos estancos, una exposición ambiental normal se define como exposición a líquidos con un pH mayor de 5, o exposición a soluciones que contengan sulfatos en cantidades de 1000 ppm o menos. La exposición ambiental severa ocurre cuando se exceden los límites que definen la exposición ambiental normal.

C.23-C.10.6.4.6 – El esfuerzo por flexión en el refuerzo al nivel de cargas de servicio fs en MPa debe calcularse como el momento no mayorado dividido por el producto de área del refuerzo de acero por el brazo interno de palanca.

C.23-C.10.6.5 – Donde la apariencia de la superficie del concreto es importante y el recubrimiento de concreto excede 75 mm, los esfuerzos de tracción por flexión en el refuerzo al nivel de cargas de servicio no deben exceder los valores dados en C.23-C.10.6.4 ni s para el refuerzo más cercano a la cara en tracción puede exceder el valor dado por: (C.23-5)

pero no puede ser mayor de 300 mm.

C.23-C.11.1 – Resistencia al cortante

C.23-C.11.1.1 – El diseño de secciones transversales sometidas a cortante debe estar basado en (C.23-C.11-1)

donde Vu es la fuerza cortante mayorada en la sección considerada y Vn es la resistencia nominal al cortante calculada mediante (C.23-C.11-2)

donde Vc es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el concreto, calculada de acuerdo con C.11.2, C.11.3, o C.11.11 y Vs es la resistencia nominal al cortante proporcionada por el refuerzo de cortante calculada de acuerdo con C.11.4, C.11.9.9 o C.11.11.

C.23-C.14 – Muros

C.23-C.14.1.1 – Las disposiciones del Capítulo C.14 deben aplicarse al diseño de muros planares sometidos a carga axial, con o sin flexión, y a muros circulares con carga axial y esfuerzos anulares, con o sin flexión.

C.23-C.14.3 – Refuerzo mínimo

C.23-C.14.3.1 – El refuerzo mínimo vertical y horizontal para temperatura y retracción de fraguado debe cumplir con las disposiciones de C.23-C.14.3.2 y C.23-C.14.3.3.

C.23-C.14.3.2 – La cuantía mínima para refuerzo vertical ñt es 0.0030.

C.23-C.14.3.3 – La cuantía mínima para refuerzo horizontal, ñt, es función de la distancia entre juntas para compensar movimiento y debe cumplir con C.23-C.7.12.2.1.

C.23-C.14.3.4 – Los muros con un espesor mayor que 250 mm deben tener el refuerzo en cada dirección colocado en dos capas paralelas a las caras del muro de acuerdo con:

(a) Una capa consistente en no menos de 1/2, y no más de 2/3 del refuerzo total requerido para cada dirección debe colocarse a no menos del recubrimiento indicado en C.23-C.7.7 ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie exterior.

(b) La otra capa, consistente en el resto del refuerzo requerido en esa dirección, debe colocarse a no menos del recubrimiento indicado en C.23-C.7.7 ni a más de 1/3 del espesor del muro a partir de la superficie interior.

C.23-C.14.3.5 – El refuerzo vertical y horizontal debe espaciarse a no más de 300 mm.

C.23-C.14.3.6 – El refuerzo vertical no necesita estar confinado por estribos laterales cuando el refuerzo vertical no es mayor de 0.01 veces el área total de concreto, o cuando el refuerzo vertical no se requiere como refuerzo de compresión.

C.23-C.14.3.7 – Además del refuerzo mínimo especificado anteriormente, una cantidad de refuerzo equivalente al refuerzo interrumpido por cualquier abertura debe adicionarse a los lados de la abertura. Estas barras deben extenderse para desarrollar el fy en tracción en las esquinas de las aberturas rectangulares y más allá de la intersección con otras barras de reemplazo del refuerzo interrumpido en aberturas circulares, pero no menos de 600 mm.

C.23-C.14.5.3 – Espesor mínimo de muros diseñados por el método empírico de diseño.

C.23-C.14.5.3.1 – El espesor de muros de carga cuya estabilidad vertical no se derive de curvatura del muro en planta no debe ser menor de 1/25 de la altura o longitud del muro, la que sea menor, ni tampoco puede ser menor que 200 mm.

C.23-C.14.5.3.2 – Esta sección no aplica a estructuras ambientales.

C.23-C.14.6 – Espesor mínimo de muros.

C.23-C.14.6.1 – El espesor de los muros que no sean de carga cuya estabilidad vertical no se derive de curvatura del muro en planta no debe ser menor de 150 mm, ni menor de 1/30 de la distancia mínima entre elementos que le proporcionen apoyo lateral.

C.23-C.14.6.2 – El espesor mínimo de muros convencionales de concreto reforzado construidos en sitio que estén en contacto con líquidos y tengan más de 3 m de altura debe ser 300 mm.

C.23-C.15.14 – Losas sobre el terreno en estructuras ambientales.

C.23-C.15.14.1 – Alcance – En estructuras ambientales se consideran tres tipos de losas sobre el terreno:

1. Losas estructurales de cimentación.

2. Losas sobre el terreno.

3. Losas-membrana.

Los requisitos para losas estructurales de fundación se encuentran dentro de los requisitos contenidos en el Título C de la NSR-10. Esta sección cubre los requisitos para losas sobre el terreno y losas-membrana de estructuras ambientales de concreto reforzado. El diseño de este tipo de losas está basado en la premisa de que la losa transmite las cargas directamente a la sub-base sin distribuirlas, o solo distribuye cargas de ruedas de vehículos a la sub-base como los pavimentos.

C.23-C.15.14.2 – Sub-base – La sub-base debe tener la suficiente resistencia, rigidez y estabilidad para soportar las cargas a que se va a ver sometida.

C.23-C.15.14.2.2 – La posibilidad de asentamientos de la sub-base debe tenerse en cuenta en el diseño de la losa. Puntos de mayor o menor resistencia dentro de la sub-base deben identificarse y tenerse en cuenta en el diseño. Debe considerarse el caso de que la losa esté apoyada sobre más de un tipo de sub-base, como puede ser parte sobre corte y parte sobre relleno.

C.23-C.15.14.2.3 – Deben prevenirse la erosión de la sub-base causada por flujo de agua bajo la losa. La gradación del material de relleno debe seleccionarse para permitir el flujo libre del agua sin que se presente pérdida de finos o proveer un geotextil para el caso de que se presente fuga de líquido a través de una junta de la losa. Si el suelo en el lugar no es apropiado, debe retirarse y reemplazarse por un relleno de material seleccionado.

C.23-C.15.14.2.4 – La sub-base para losas debe tener densidad y compresibilidad uniformes para minimizar los asentamientos diferenciales entre la losa y zapatas de otras porciones de la estructura. El suelo remoldeado o consolidado de forma suelta debe retirarse y reemplazarse por un material seleccionado apropiadamente compactado. La excavación y reemplazo del suelo por un material seleccionado apropiadamente compactado debe realizarse cuando los suelos en el sitio no son apropiados para las cargas esperadas o no proveen un soporte uniforme.

C.23-C.15.14.2.5 – El nivel de la superficie de la sub-base donde se va a colocar la losa debe estar dentro de +0 mm y -25 mm en cualquier sección de 30 m de longitud. Todas las variaciones en el nivel deben ser suaves y graduales.

C.23-C.15.14.3 – Espesor de la losa

C.23-C.15.14.3.1 – El mínimo espesor para losas sobre el terreno es:

100 mm para losas con solo una capa de refuerzo no preesforzado.

125 mm para losas con refuerzo preesforzado.

150 mm para losas con refuerzo superior e inferior.

C.23-C.15.14.3.2 – El espesor mínimo de losas-membrana es:

75 mm con refuerzo electrosoldado.

100 mm para losas no preesforzadas con refuerzo electrosoldado o barras de refuerzo N° 4 (1/2”) ó 12M (12 mm) o menores. Losas no preesforzadas con barras de refuerzo con un diámetro mayor de N° 4 (1/2”) ó 12M (12 mm) deben tener un espesor mínimo tal que se cumplan los requisitos de recubrimiento de C.23-C.15.14.4.4.

125 mm para losas preesforzadas.

C.23-C.15.14.3.3 – El máximo espesor para losas-membrana es:

150 mm para losas no preesforzadas.

175 mm para losas preesforzadas.

C.23-C.15.14.3.4 – Las tolerancias para el nivel de la superficie terminada de la losa son de -0 mm y +20 mm, con una diferencia no mayor de ±6 mm en 3 m.

C.23-C.15.14.4 – Refuerzo

C.23-C.15.14.4.1 – Las losas sobre el terreno pueden reforzarse con una o dos capas de refuerzo. Las losas-membrana solo pueden tener una capa de refuerzo. El refuerzo mínimo no puede ser menos que el prescrito en C.23-C.7.12. El refuerzo preesforzado, si se utiliza, no debe ser menos que la cantidad requerida para imponer un esfuerzo de compresión de 1,4 MPa a la losa.

C.23-C.15.14.4.2 – La cuantía mínima de refuerzo sobre la sección bruta debe ser 0.0050 en cada dirección ortogonal en losas-membrana no preesforzadas. Debe colocarse refuerzo adicional en los bordes y en otras discontinuidades de acuerdo con el diseño. Debe utilizarse refuerzo electrosoldado o barras de refuerzo corrugadas. El máximo espaciamiento entre alambres paralelos en el refuerzo electrosoldado no puede ser mayor de 100 mm. El máximo espaciamiento entre barras corrugadas debe ser el menor entre 300 mm y dos veces el espesor de la losa.

C.23-C.15.14.4.3 – Las losas-membrana preesforzadas deben tener refuerzo en las dos direcciones principales ortogonales y deben inducir un esfuerzo final de compresión de 1.4 MPa. El refuerzo preesforzado debe colocarse dentro del tercio central del espesor de la losa. Los tendones deben tensionarse tan pronto como la resistencia del concreto sea adecuada para resistir las fuerzas de los anclajes. La cuantía mínima de refuerzo no preesforzado debe ser 0.0015 en cada dirección ortogonal. Debe colocarse refuerzo adicional en los bordes y en otras discontinuidades de acuerdo con el diseño.

C.23-C.15.14.4.4 – El recubrimiento del refuerzo en la superficie superior de la losa no debe ser menor de 40 mm para losas sobre el terreno y de 25 mm para losas-membrana. El recubrimiento entre la superficie inferior de la losa y el refuerzo no debe ser menos de 40 mm tanto en losas sobre el terreno como en losas-membrana cuando la sub-base está estabilizada de tal manera que el vaciado del concreto no la desplace o cuando la sub-base está cubierta con una barrera plástica. El recubrimiento no debe ser menor de 50 mm cuando la sub-base no está estabilizada o cuando no se coloca la barrera plástica. Las losas sobre el terreno de más de 200 mm de espesor deben cumplir los mismos requisitos de recubrimiento que las losas de cimentación. El refuerzo debe mantenerse en una posición vertical apropiada por medio de sillas o cubos de concreto.

C.23-C.15.14.5 – Juntas

C.23-C.15.14.5.1 – Deben utilizarse barreras impermeables en todas las juntas de losas de estructuras que vayan a contener líquidos. El vaciado de la losa debe hacerse de forma continua en secciones tan grandes como sea posible para evitar la necesidad de juntas de construcción, especialmente cuando no haya espacio para colocar la barrera impermeable. No se deben utilizar barreras impermeables integrales en secciones con un espesor menor de 125 mm.

C.23-C.15.14.5.2 – El diseño de losas sobre el terreno debe tener en cuenta cualquier engrosamiento de la sección de la losa o las transiciones que se requieran.

C.23-C.15.14.6 – Efecto de flotación por subpresión

C.23-C.15.14.6.1 – Las losas que puedan verse sometidas a un efecto de flotación causada por subpresión bajo la losa deben diseñarse para que tengan drenajes adecuados bajo la losa para disipar la subpresión, válvulas de alivio, o bien diseñarse para que resistan la subpresión. Cuando se diseñen válvulas de alivio la losa debe diseñarse para resistir la subpresión que se presenta hasta el momento en que abran las válvulas de alivio.

C.23-C.15.14.7 – Curado

C.23-C.15.14.7.1 – El concreto debe curarse de acuerdo con lo exigido en el presente Título C.

C.23-C.21 – Requisitos de diseño sismo resistente

C.23-C.21.1.1.2 – El Apéndice A-1 del Título A del Reglamento NSR-10 da los requisitos de diseño sismo resistente para las estructuras ambientales, entre otras que tienen características dinámicas diferentes a las de edificaciones o que se salen del alcance del Reglamento NSR-10. Allí se designa la capacidad disipación de energía de las estructuras ambientales de concreto reforzado como mínima (DMI), moderada (DMO) o especial (DES) y esta designación rige la aplicación a estructuras ambientales de los requisitos contenidos en el Capítulo C.21.

C.23-C.21.1.1.9 – Definiciones especiales para estructuras ambientales

Estructura que contiene líquidos (Liquid-containing structure) – Estructura ambiental primaria o secundaria que se diseña para contener materiales en estado líquido o gaseoso. La estructura puede tener cualquier forma en planta y puede tener varios pisos y cubiertas.

Presión convectiva (Convective pressure) – Es la presión hidrodinámica sobre una estructura que contiene líquidos durante el sismo causada por la parte superior de la ola que se presenta en el líquido.

Presión impulsiva (Impulsive pressure) – Es la presión hidrodinámica sobre una estructura que contiene líquidos durante el sismo causada la parte inferior del líquido contenido.

C.23-C.21.1.2.4 – Consideraciones especiales para el diseño sismo resistente de estructuras ambientales

Los requisitos para la determinación de las fuerzas sísmicas y el análisis correspondiente de estructuras ambientales de concreto reforzado se encuentran en Apéndice A-1 del Título A de la NSR-10.

El diseñador debe tener en cuenta que en las estructuras ambientales las consideraciones de funcionamiento impiden que la estructura ambiental pueda tener oscilaciones excesivas en el rango inelástico. Por esta razón los valores del coeficiente de modificación de respuesta R para estructuras ambientales son substancialmente más bajos que los de edificaciones convencionales.

Tal como se indica en C.23-C.9.2.6 no hay necesidad de utilizar el coeficiente de durabilidad ambiental Sd en el diseño sismo resistente de estructuras ambientales dado que en él se utilizan combinaciones de carga que incluyen efectos sísmicos.

C.23-C.22 – Concreto estructural simple

No se permite el uso de concreto estructural simple en estructural ambientales.

(a) Para un grupo de soldaduras, todas en una línea o todas paralelas, cargado en su propio plano a través de su centro de gravedad

 (F.2.10.2-4)

donde:

 (F.2.10.2-5)

^y

F_EXX = número de clasificación del electrodo, correspondiente a la resistencia

ima especificada, MPa

 = ángulo de aplicación de la carga, medido desde el eje longitudinal de la soldadura

(b) Para los elementos de un grupo de soldaduras analizado aplicando un método de centro instantáneo de rotación, los componentes de la resistencia nominal, R_nx y R_ny, y la capacidad nominal a momento, M_n, se pueden determinar como sigue:

 (F.2.10.2-6)

 (F.2.10.2-7)

donde:

A_wel = área efectiva en el plano de la garganta para el elemento "l" de una soldadura, mm²

 (F.2.10.2-8)

 (F.2.10.2-9)

F_nwi = esfuerzo nominal en el i-ésimo elemento, MPa

F_nwix = componente en "x" del esfuerzo F_nwi

F_nwiy = componente en "y" del esfuerzo F_nwi

Pi , relación entre la deformación de un elemento i y su deformación bajo el esfuerzo máximo

r_cr = distancia desde el centro instantáneo de rotación hasta el elemento de soldadura con la mínima relación , mm

r_i = distancia desde el centro instantáneo de rotación hasta el i-ésimo elemento de soldadura,  mm

x_i = componente x de i_i

y_i = componente y de i_i

i = deformación de los elementos de soldadura a niveles intermedios de esfuerzos, linealmente proporcional a la deformación crítica con base en la distancia desde el centro instantáneo de rotación, i_i, mm

=

_mi = 0.209 (i + 2)^-0'³²w, deformación del elemento de soldadura para el esfuerzo máximo,

mm

ui = 1.087(i + 6)^-0.65w  0.17w, deformación del elemento de soldadura para el esfuerzo último (rotura), que ocurre generalmente en el elemento más distante del centro instantáneo de rotación, mm

i = ángulo de la carga medido desde el eje longitudinal del i-ésimo elemento de soldadura, grados.

(c) Para grupos de soldaduras de filete cargados concéntricamente y consistentes en elementos con el mismo tamaño de soldadura orientados tanto longitudinal como transversalmente en relación con la dirección de aplicación de la carga, la resistencia combinada del grupo de soldaduras de filete, R _n, se determinará como el mayor valor entre:

Rn - Rnw1 + Rnwt (F.2.10.2-10a)

^y

 (F.2.10.2-10b)

donde:

R_nw1 = resistencia nominal total de las soldaduras de filete cargadas longitudinalmente, determinada de acuerdo con la tabla F.2.10.2-5, N

R_nwt = resistencia nominal total de las soldaduras de filete cargadas transversalmente, determinada de acuerdo con la tabla F.2.10.2-5 sin aplicar la alternativa del numeral F.2.10.2.4(a), N

F.2.10.2.5 – Combinación de soldaduras – Si dos o más de los tipos generales de soldaduras (acanalada, de filete, de tapón, de ranura) se combinan en una misma junta, la resistencia de diseño de cada una se calcula separadamente con relación al eje del grupo para determinar la resistencia del grupo.

F.2.10.2.6 – Requisitos para la selección de los electrodos – La selección de los electrodos a usarse en soldaduras acanaladas de penetración completa solicitadas por tensión normal al área efectiva debe ajustarse a los requisitos para metales de aporte compatibles dados en el Código de la Sociedad Americana de Soldadura, AWS D1.1.

En la tabla F.2.10.2-6 se presenta un extracto de la tabla 3.1 del código de la AWS. Para una lista completa de metales base y metales de aporte compatibles véase AWS D1.1. En todos los casos deberá verificarse si se aplican otras restricciones.

Tabla F.2.10.2-6

Casos Básicos de Tabla 3.1 de AWS D1.1

Metal Base	Metal de aporte compatible
A36 t < 19.1 mm	Electrodos 60 & 70 ksi
A36 t > 19.1 mm A572 (Gr. 50 & 55) A913 (Gr. 50) A588* A992 A1011 A1018	SMAW: E7015, E7016, E7018, E7028 Otros procesos: Electrodos 70 ksi
A913 (Gr. 60 & 65)	Electrodos 80 ksi

*Para situaciones donde se requiera resistencia a la corrosión y color similar al metal base véase AWS D1.1, Sección 3.7.3

Notas:

(a) Los electrodos deberán satisfacer los requerimientos de AWS A5.1, A5.5, A5.17, A5.18, A5.20, A5.23, A5.28 y A5.29.

(b) En juntas con metales base de diferentes resistencias usar ya sea un metal de aporte compatible con el metal base de mayor resistencia o un metal de aporte compatible con el metal base de menor resistencia y que produzca un bajo depósito de hidrogeno.

Se debe usar un metal de aporte con una tenacidad de 27 J a 4°C según la prueba de impacto de Charpy con ranura en V en las siguientes juntas soldadas:

(a) Juntas en T y de esquina con soldaduras acanaladas de penetración completa usando platina de respaldo que no se remueve, sujetas a tensión normal al área efectiva, a menos que las juntas estén diseñadas usando la resistencia nominal y el coeficiente de reducción de resistencia correspondientes a una soldadura de penetración parcial.

(b) Empalmes con soldaduras acanaladas de penetración completa sometidos a tensión normal al área efectiva en secciones pesadas como se definen en F.2.1.5.1.3 y F.2.1.5.1.4.

El Certificado de Conformidad del productor de la soldadura será suficiente evidencia del cumplimiento de este requisito.

F.2.10.2.7 – Metal de la soldadura Mixto – Cuando se requiere un índice de tenacidad de la prueba de impacto de Charpy con ranura en V, todos los consumibles para el metal de la soldadura, las soldaduras de punto, las pasadas de raíz y las pasadas subsiguientes depositadas en la junta deberán ser compatibles para garantizar la tenacidad del metal de la soldadura mixto que resulta.

F.2.10.3 – PERNOS Y PARTES ROSCADAS.

F.2.10.3.1 – Pernos de alta resistencia – El uso de pernos de alta resistencia se ajustará a los requisitos de la Especificación para Juntas Estructurales con Pernos ASTM A325 o A490 del Consejo de Investigación de Conexiones Estructurales, en adelante referenciadas como las especificaciones RCSC, excepto donde el numeral F.2.10 defina otros requisitos. Para los efectos del Capítulo F.2, los pernos de alta resistencia se agrupan según la resistencia del material como sigue:

Grupo A - ASTM A325, A325M, F1852, A354 Grado BC y A449

Grupo B - ASTM 490, A490M, F2280 y A354 Grado BD

Cuando se ensamble la estructura, todas las superficies de las juntas, incluyendo aquellas adyacentes a las arandelas, deberán estar libres de escamas, excepto por escamas de laminación no protuberantes.

Se permite instalar los pernos con apriete ajustado cuando se utilizan en:

(a) Conexiones tipo aplastamiento, excepto lo dispuesto en F.2.5.6 o F.2.10.1.10

(b) Conexiones bajo cargas de tensión, o de cortante y tensión combinadas, para pernos del grupo A únicamente, cuando no se esperen condiciones de aflojamiento o fatiga debidos a vibraciones o a fluctuaciones de carga.

La condición de apriete ajustado se define como el apriete requerido para que las partes conectadas queden en contacto firme. Los pernos que hayan de ser llevados a un nivel de apriete distinto de la condición de apriete ajustado deberán quedar claramente identificados en los planos de diseño y de montaje.

Todos los pernos de alta resistencia que se especifiquen en los planos para usarse en juntas pretensionadas o de deslizamiento crítico deberán apretarse hasta obtener una tensión no menor que la indicada en las Tablas F.2.10.3-1 y F.2.10.3-1M. La instalación deberá realizarse por alguno de los siguientes métodos: método del giro de la tuerca, indicadores directos de tensión, llave calibrada, o pernos de diseño alterno.

No existen requisitos específicos para valores mínimos o máximos de la tensión en pernos a instalarse con ajuste justo. Se permite el uso de pernos pretensionados tales como los F1852 o los F2280 excepto cuando los planos de diseño lo prohíban.

Tabla F.2.10.3-1

Mínima Tensión de Instalación de los Pernos, kilonewtons* Pernos con diámetro en pulgadas

Tamaño del perno mm (pulgadas)	Grupo A Pernos ASTM A325, ASTM F1852	Grupo BPernos ASTM A490, ASTM F2280
12.7 (1/2")	53	67
15.9 (5/8")	84	107
19.1 (3/4")	125	156
22.2 (7/8")	173	218
25.4 (1")	227	285
28.6 (1 1/8")	249	356
31.8 (1 %")	316	454
34.9 (1 3/8")	378	538
38.1 (1 %")	458	658

* Igual a 0.70 veces la resistencia mínima a tensión de los pernos, redondeada al kN más cercano, como se establece en las especificaciones ASTM para pernos A325 y A490 con roscas UNC.

Tabla F.2.10.3-1M

Mínima Tensión de Instalación de los Pernos, kilonewtons* Pernos con diámetro en milímetros

Tamaño del Perno, mm	Grupo A Pernos ASTM A325	Grupo B Pernos ASTM A490
M16	91	114
M20	142	179
M22	176	221
M24	205	257
M27	267	334
M30	326	408
M36	475	595

* Igual a 0.70 veces la resistencia mínima a tensión de los pernos, redondeada al kN más cercano, como se establece en las especificaciones ASTM para pernos A325 y A490 con roscas UNC.

Cuando, en el marco de las especificaciones del Consejo de Investigación en Conexión Estructurales (RCSC), y debido a las condiciones aplicables a longitudes que exceden 12 veces el diámetro o a diámetros que exceden 38mm, no se puedan satisfacer los requerimientos para los pernos, se permite el uso de pernos o varillas roscadas que se ajusten a los materiales de los grupos A o B siempre y cuando se cumplan las provisiones para varillas roscadas que se presentan en la Tabla F.2.10.3-2.

Cuando se usan pernos o varillas roscadas ASTM A354 Gr. BC, A354 Gr. BD o A449 en conexiones de deslizamiento crítico, la geometría del perno, incluyendo características como el paso de la rosca, la longitud de la rosca y las dimensiones de la cabeza y la(s) tuerca(s), será igual (o proporcional si el diámetro es mayor), a la requerida por el Consejo de Investigación de Conexiones Estructurales (RCSC). La instalación deberá cumplir con todos los requisitos de las especificaciones del RCSC, con las modificaciones que, para proveer la pretensión de diseño, se requieran por efecto del incremento en el diámetro o la longitud.

Tabla F.2.10.3-2

Resistencia Nominal para Pernos y Piezas Roscadas, MPa

Descripción de los conectores	Resistencia Nominal a tensión Fnt (MPa)	Resistencia Nominal a Cortante en Conexiones Tipo Aplastamiento Fnv (MPa)(a)
Pernos A307	310 101	188w
Pernos Grupo A (tipo A325), con roscas incluidas en los planos de corte	620	372
Pernos Grupo A (tipo A325), cuando las roscas están excluidas de los planos de corte	620	457
Pernos Grupo B (tipo A490), con roscas incluidas en los planos de corte	780	457
Pernos Grupo B (tipo A490), cuando las roscas están excluidas de los planos de corte	780	579
Piezas roscadas que satisfacen los requisitos del numeral F.2.1.3.4, con roscas incluidas en los planos de corte	0.75Fu	0.450Fu
Piezas roscadas que satisfacen los requisitos del numeral F.2.1.3.4, cuando las roscas están excluidas de los planos de corte	0.75Fu	0.563Fu

(a) Para conexiones de extremo que tengan un patrón de perforaciones con una longitud mayor que 965 mm, F_nv se reducirá a un 83.3% de los valores tabulados. La longitud del patrón de perforaciones es la máxima distancia paralela a la línea de la fuerza medida sobre la línea de centros de los pernos.

(b) Para pernos A307, los valores tabulados se reducirán en un 1 por ciento por cada 1.6 mm por encima de los 5 diámetros de longitud en el agarre.

(c) Se aceptan roscas en los planos de corte.

F.2.10.3.2 – Tamaño y condiciones de uso de las Perforaciones – Los tamaños máximos de las perforaciones para pernos se establecen en las tablas F.2.10.3-3 y F.2.10.3-3M, excepto que en el detallado de las bases de las columnas pueden utilizarse perforaciones mayores para acomodar las tolerancias inherentes a la localización de los pernos de anclaje en las cimentaciones de concreto.

En las conexiones entre miembros deben usarse perforaciones estándar o de ranura corta transversal a la dirección de la carga, excepto cuando se apruebe el uso de perforaciones agrandadas, de ranura corta paralela a la carga o de ranura larga. En conexiones de deslizamiento crítico diseñadas con base en perforaciones estándar podrán utilizarse platinas de relleno de ranuras abiertas, con un espesor hasta de 6.4 mm, sin que la resistencia nominal a cortante del conector deba reducirse a la especificada para perforaciones de ranura.

Las perforaciones agrandadas pueden utilizarse en algunas o en todas las capas comprendidas por una conexión de deslizamiento crítico, pero en ningún caso en conexiones tipo aplastamiento. Deberán instalarse arandelas endurecidas sobre las perforaciones agrandadas en las caras exteriores de los empalmes.

Las perforaciones de ranura corta pueden utilizarse en algunas o en todas las capas comprendidas por una conexión de deslizamiento crítico o tipo aplastamiento. En conexiones de deslizamiento crítico se permite el uso de estas perforaciones independientemente de la dirección de la carga, pero en conexiones tipo aplastamiento la dimensión mayor debe ser perpendicular a la dirección de la carga. Se instalarán arandelas sobre las perforaciones de ranura corta en la cara exterior de un empalme; cuando se utilicen pernos de alta resistencia tales arandelas deberán ser endurecidas, de conformidad con la norma ASTM F436.

Cuando se usen pernos del grupo B con diámetros mayores que 25.4 mm en agujeros agrandados o de ranura localizados en caras exteriores, se deberá utilizar una arandela de acero endurecido que cumpla la norma ASTM F436, excepto que su espesor debe ser de 7.9 mm como mínimo, en lugar de una arandela estándar.

Los requisitos para las arandelas se presentan en la Sección 6 de las especificaciones del Consejo de Investigación de Conexiones Estructurales (RCSC).

Las perforaciones de ranura larga pueden utilizarse solamente en una de las partes conectadas en cada superficie de contacto, se trate de una conexión de deslizamiento crítico o de una conexión por aplastamiento. En conexiones de deslizamiento crítico, se permiten las perforaciones de ranura larga sin importar la dirección de la carga, pero en conexiones tipo aplastamiento la ranura debe ser perpendicular a la dirección de la carga. Cuando se utilicen perforaciones de ranura larga en una platina exterior, se proveerán arandelas de platina o platinas continuas con perforaciones estándar, con un tamaño suficiente para cubrir totalmente la ranura. En conexiones con pernos de alta resistencia, tales arandelas o platinas continuas deberán tener un espesor no inferior a 7.9 mm y ser de un material de grado estructural, pero no necesitan ser endurecidas. Donde se requieren arandelas endurecidas para usarse con pernos de alta resistencia, dichas arandelas deberán colocarse sobre la superficie exterior de dicha arandela de platina o platina continua.

Tabla F.2.10.3-3

Dimensiones Nominales de las Perforaciones Pernos con diámetro en pulgadas

Diámetro del Perno mm (pulg.)	Dimensiones de las Perforaciones
Perforación estándar mm		Perforación agrandada mm	Ranura corta (Ancho x largo) mm	Ranura Larga (Ancho x largo) mm
12.7 (1/2")	14.3	15.9	14.3 x 17.5	14.3 x 31.8
15.9 (5/8")	17.5	20.6	17.5 x 22.2	17.5 x 39.7
19.1 (3/4")	20.6	23.8	20.6 x 25.4	20.6 x 47.6
22.2 (7/8")	23.8	27.0	23.8 x 28.6	23.8 x 55.6
25.4 (1")	27.0	31.8	27.0 x 33.3	27.0 x 63.5
> 28.6 (>1 1/8")	d + 3.2	d + 7.9	(d + 3.2) x (d + 9.5)	(d + 3.2) x (2.5 x d)

Tabla F.2.10.3-3M

Dimensiones Nominales de las Perforaciones Pernos con diámetro en mm

Diámetro del Perno mm	Dimensiones de las Perforaciones
Perforación estándar mm		Perforación agrandada mm	Ranura corta (Ancho x largo) mm	Ranura Larga (Ancho x largo) mm
16	18	20	18 x 22	18 x 40
20	22	24	22 x 26	22 x 50
22	24	28	24 x 30	24 x 55
24	27	30	27 x 32	27 x 60
27	30	35	30 x 37	30 x 67
30	33	38	33 x 40	33 x 75
>36	d + 3	d + 8	(d + 3) x (d + 10)	(d + 3) x 2.5d

F.2.10.3.3 – Espaciamiento mínimo – La distancia entre centros de perforaciones estándar, agrandadas o ranuradas no podrá ser menor que 2 2/3 veces el diámetro nominal del conector, d; se recomienda usar como mínimo 3d.

F.2.10.3.4 – Distancia mínima al borde – La distancia del centro de una perforación estándar a cualquier borde de la parte conectada, en cualquier dirección, no será inferior al valor aplicable de la tabla F.2.10.3-4 o F.2.10.3-4M ni al requerido en el numeral F.2.10.3.10. La distancia del centro de una perforación agrandada o de ranura a un borde de la parte conectada no será inferior a la requerida para una perforación estándar más el incremento aplicable C2 de la tabla F.2.10.3-5 o F.2.10.3-5M.

Las distancias al borde de las tablas F.2.10.3-4 y F.2.10.3-4M son distancias mínimas basadas en prácticas de fabricación estándar y en tolerancias de fabricación. Deben cumplirse además los requisitos aplicables de los numerales F.2.10.3.10 y F.2.10.4.

F.2.10.3.5 – Máximos valores del espaciamiento y de la distancia al borde – La distancia máxima del centro de cualquier perno o remache al borde más próximo de las partes en contacto será igual a 12 veces el espesor de la parte conectada en consideración, sin exceder de 150 mm. El espaciamiento longitudinal de conectores entre dos elementos en contacto continuo, en el caso de una platina y un perfil o de dos platinas, será:

(a) Para miembros pintados o miembros sin pintar que no estén sometidos a corrosión, el espaciamiento no será mayor que 24 veces el espesor de la platina más delgada ni de 300 mm.

(b) Para miembros sin pintar de acero resistente a la corrosión atmosférica expuestos a la corrosión, el espaciamiento no será mayor que 14 veces el espesor de la platina más delgada ni de 180 mm.

Tabla F.2.10.3-4

Distancia Mínima al Borde^(a), del centro de una perforación estándar ^(b) al borde de la parte conectada Pernos con diámetro en pulgadas

Diámetro del Perno mm (pulgadas)	Distancia mínima al borde mm
12.7 ()	19.1
15.9 (5/8")	22.2
19.1 (%)	25.4
22.2 (7/8")	28.6
25.4 (1")	31.8
28.6 (1 1/8")	38.1
31.8 (1 %")	41.3
mayor que 31.8 (1 %")	1.25 x d

a) Se permiten distancias al borde menores que las dadas en esta tabla si se satisfacen las provisiones aplicables de los numerales F.2.10.3.10 y F.2.10.4, sin embargo no se permiten distancias menores que (1) diámetro del perno sin aprobación del diseñador estructural.

b) Para perforaciones agrandadas o de ranura, véase la tabla F.2.10.3-5.

Tabla F.2.10.3-4M

Distancia Mínima al Borde^(a), del centro de una perforación estándar ^(b) al borde de la parte conectada Pernos con diámetro en milímetros

Diámetro del Perno mm (pulgadas)	Distancia mínima al borde mm
16	22
20	26
22	28
24	30
27	34
30	38
36	46
mayor que 36	1.25 x d

(a) Se permiten distancias al borde menores que las dadas en esta tabla si se satisfacen las provisiones aplicables de los numerales F.2.10.3.10 y F.2.10.4, sin embargo no se permiten distancias menores que (1) diámetro del perno.

(b) Para perforaciones agrandadas o de ranura, véase la tabla F.2.10.3-5M.

Tabla F.2.10.3-5

Valores del Incremento de la distancia al borde C₂ Pernos con diámetro en pulgadas

Diámetro Nominal del Conector mm (pulg.)	Perforaciones Agrandadas mm	Perforaciones de ranura
		Ranura Perpendicular al Borde	Ranura Paralela al Borde
		Ranuras Cortas mm	RanurasLargas'8'
<22.2 (<7/8")	1.6	3.2	0.75d	0
25.4 (1")	3.2	3.2
>28.6 (>1 1/8")	3.2	4.8

(a) Cuando la longitud de la ranura es menor que el máximo permisible (véase la tabla F.2.10.3-3), se permite reducir el valor de C₂ en la mitad de la diferencia entre las longitudes máxima y real de la ranura.

Tabla F.2.10.3-5M

Valores del Incremento de la distancia al borde C₂ Pernos con diámetro en mm

Diámetro Nominal del Conector (mm)	Perforaciones Agrandadas (mm)	Perforaciones Ranuradas
		Ranura Perpendicular al Borde	Ranura Paralela al Borde
Ranuras Cortas (mm)		Ranuras Largas'*'
<22	2	3	0.75d	0
24	3	3
>27	3	5

(a) Cuando la longitud de la ranura es menor que el máximo permisible (véase la tabla F.2.10.3-3M), se permite reducir el valor de C₂ en la mitad de la diferencia entre las longitudes máxima y real de la ranura.

F.2.10.3.6 – Resistencia de diseño a tensión y cortante de pernos y partes roscadas – La resistencia de diseño a tensión o a cortante, f, para pernos de alta resistencia o partes roscadas, con apriete ajustado o pretensionados, se determinará de acuerdo con los estados límites de rotura por tensión y rotura por cortante, con base en:

donde:

F_n = resistencia nominal a tensión, F_nt, o a cortante, F_nv, dada en la tabla F.2.10.3-2, MPa.

A_b = área nominal del perno o parte roscada antes de roscar, mm².

La resistencia requerida a tensión incluirá cualquier tensión que resulte del efecto de palanca producido por la deformación de las partes conectadas.

F.2.10.3.7 – Esfuerzos combinados de cortante y tensión en conexiones tipo aplastamiento – La resistencia de diseño a tensión de un perno sometido a una combinación de esfuerzos de tensión y cortante será determinada de acuerdo con los estados límites de rotura por tensión y por cortante, con base en:

donde:

 = resistencia nominal a tensión por unidad de área, modificada para incluir los efectos del esfuerzo cortante, MPa.

 = resistencia nominal a tensión por unidad de área de la tabla F.2.10.3-2, MPa.

F_nv = resistencia nominal a cortante por unidad de área de la tabla F.2.10.3-2, MPa.

f_v = resistencia requerida a cortante por unidad de área, MPa.

La resistencia de diseño a cortante por unidad de área de los conectores será mayor o igual que la resistencia requerida a cortante por unidad de área, f_v.

Cuando la resistencia requerida por unidad de área, f, ya sea en cortante o en tensión, sea menor o igual que el 30 por ciento de la resistencia de diseño por unidad de área correspondiente, no se requerirá verificar los efectos de esfuerzos combinados. La fórmula F.2.10.3-3 puede reescribirse para expresar la resistencia nominal a cortante por unidad de área, , como una función de la resistencia requerida a tensión por unidad de área, f_t.

F.2.10.3.8 – Pernos de alta resistencia en conexiones de deslizamiento crítico – Las conexiones de deslizamiento crítico deben diseñarse para prevenir el deslizamiento y también para los estados límites aplicables a las conexiones tipo aplastamiento. En el caso de pernos que pasen a través de platinas de relleno, todas las superficies que puedan deslizarse deben ser preparadas para lograr la resistencia de diseño al deslizamiento.

La resistencia de diseño para el estado límite de deslizamiento, , se determinará con base en el coeficiente de reducción de resistencia, , y la resistencia nominal,R_n , calculados como sigue.

Para perforaciones estándar o de ranura corta perpendicular a la dirección de la carga:

 = 1.00

Para perforaciones agrandadas o de ranura corta paralela a la dirección de la carga:

= 0.85

Para perforaciones de ranura larga:

= 0.70

La resistencia nominal será igual a:

R_n =  (F.2.10.3-4)

donde:

 = coeficiente promedio de fricción para superficies Clase A o B, según sea aplicable, tomado de los casos que se presentan a continuación u obtenido por ensayos:

= 0.30 para superficies Clase A (superficies de acero sin pintar libres de escamas de laminación, superficies tratadas con chorro y revestidas con un recubrimiento Clase A o superficies galvanizadas por inmersión en caliente y procesadas para darles rugosidad)

= 0.50 para superficies Clase B (superficies de acero tratadas con chorro sin pintar o superficies tratadas con chorro y revestidas con un recubrimiento clase B)

D_u = 1.13; un factor que refleja la relación entre el valor promedio de la tensión en los pernos instalados y la pretensión mínima especificada para ellos, excepto cuando las especificaciones permitan otro valor

T_b = tensión mínima del perno dada en las tablas F.2.10.3-1 y F.2.10.3-1M, kN

h_f = factor asociado al uso de platinas de relleno, como sigue:

(a) Cuando se añaden pernos para distribuir las cargas en la(s) platina(s) de relleno hf = 1.0

(b) Cuando no se añaden pernos para distribuir las cargas en la(s) platina(s) de relleno

- Para una platina de relleno entre las partes conectadas hf = 1.0

- Para dos o más platinas de relleno entre las partes conectadas hf = 0.85

n_s = número de planos sobre los cuales debe producirse el deslizamiento para que la conexión deslice.

F.2.10.3.9 – Esfuerzos combinados de cortante y tensión en conexiones de deslizamiento crítico – Cuando sobre una conexión de deslizamiento crítico actúa una fuerza de tensión que reduce la fuerza neta de apriete, la resistencia de diseño al deslizamiento por perno, calculada según el numeral F.2.10.3.8, se multiplicará por el factor k_sc, calculado como sigue:

ksc = 1 -  (F.2.10.3-5)

donde:

n_b = número de pernos que soportan la tensión aplicada

T_b = mínima tensión de instalación del perno dada en las tablas F.2.10.3-1 o F.2.10.3-1M, kN

T_u = fuerza de tensión debida a combinaciones de cargas mayoradas, kN

F.2.10.3.10 – Resistencia al aplastamiento en las perforaciones con pernos – La resistencia de diseño al aplastamiento en las perforaciones con pernos, , se determinará con base en:

y R _n calculado como sigue:

(a) Para un perno en una perforación estándar, agrandada o de ranura corta, independientemente de la dirección de aplicación de la carga, o en una perforación de ranura larga con la ranura paralela a la dirección de la fuerza de aplastamiento:

(i) Cuando la deformación alrededor de la perforación del perno, bajo cargas de servicio, es una consideración de diseño:

(ii) Cuando la deformación alrededor de la perforación del perno, bajo cargas de servicio, no es una consideración de diseño:

R_n = 1.5L_ctF_u  3.0dtF_u (F.2.10.3-6b)

(b) Para un perno en una perforación de ranura larga con la ranura perpendicular a la dirección de la fuerza:

R_n = 1.0L_ctF_u  2.0dtF_u (F.2.10.3-6c)

(c) Para conexiones donde los pernos atraviesan completamente un miembro en cajón sin rigidizar o un PTE, véase el numeral F.2.10.7 y la fórmula F.2.10.7-1,

donde:

d = diámetro nominal del perno, mm

F_u = resistencia a tensión mínima especificada del material conectado, MPa

L_c = distancia libre, en la dirección de la fuerza, entre el borde de la perforación considerada y el borde de la perforación adyacente o el borde del material, mm

t = espesor del material conectado, mm

Para una conexión, la resistencia al aplastamiento se tomará como la suma de las resistencias al aplastamiento de los pernos tomados individualmente.

La resistencia por aplastamiento se verificará tanto para conexiones por aplastamiento como para conexiones de deslizamiento crítico. El uso de perforaciones agrandadas y de ranura corta o larga paralela a la dirección de la fuerza está limitado a conexiones de deslizamiento crítico por el numeral F.2.10.3.2.

F.2.10.3.11 – Pernos especiales – La resistencia nominal de pernos especiales distintos de los presentados en la tabla F.2.10.3-2 deberá ser verificada por ensayos.

F.2.10.3.12 – Pernos a Tensión – Cuando se tengan pernos u otros conectores solicitados por tensión que se conectan a la pared de una sección en cajón o un PTE sin rigidizar, la resistencia de la pared se determinará mediante un análisis racional.

F.2.10.4 – ELEMENTOS AFECTADOS DE LOS MIEMBROS CONECTADOS Y ELEMENTOS DE CONEXIÓN – Este numeral se aplica a los elementos de los miembros en la zona de la conexión y a los elementos de conexión tales como platinas, cartelas, ángulos y ménsulas.

F.2.10.4.1 – Resistencia de elementos a Tensión – La resistencia de diseño, , de los elementos afectados de los miembros y de los elementos de conexión solicitados por tensión será el menor entre los valores obtenidos para los estados límites de fluencia por tensión y rotura por tensión.

(a) Para fluencia por tensión en elementos de conexión:

 = 0.90

R_n = F_yA_g (F.2.10.4-1)

(b) Para rotura por tensión en elementos de conexión:

 = 0.75

R_n = F_uA_e (F.2.10.4-2)

donde:

A_e = área neta efectiva definida en el numeral F.2.4.3, mm². Para platinas de empalme pernadas, A_e = A_n  0.85Ag

El área efectiva de la platina de conexión puede estar limitada por la distribución de esfuerzos; este efecto se tiene en cuenta mediante la aplicación de criterios como el de la sección de Withmore.

F.2.10.4.2 – Resistencia de elementos a cortante – La resistencia de diseño, , de los elementos afectados de los miembros y de los elementos de conexión solicitados por cortante será el menor entre los valores obtenidos para los estados límites de fluencia por cortante y rotura por cortante.

(a) Para fluencia por cortante del elemento:

 = 1.00

R_n = 0.60F_yAg_v (F.2.10.4-3)

donde:

A_gv = área bruta sometida a cortante, mm²

(b) Para rotura por cortante del elemento:

 = 0.75

R_n = 0.60FuA_nv (F.2.10.4-4)

donde:

A_nv = área neta sometida a cortante, mm²

F.2.10.4.3 – Resistencia al desgarramiento en bloque – La resistencia de diseño, , para el estado límite de desgarramiento en bloque a lo largo de una o más líneas de falla a cortante y de una línea de falla a tensión en dirección perpendicular, se calculará tomando:

 = 0.75

^y

donde:

A_gv = área bruta sometida a cortante, mm²

A_nt = área neta sometida a tensión, mm²

A_nv = área neta sometida a cortante, mm²

Cuando el esfuerzo de tensión sea uniforme, se tomará U_bS = 1; en caso contrario se tomará U_bS = 0.5.

F.2.10.4.4 – Resistencia de elementos a compresión – La resistencia de diseño de elementos de conexión a compresión, , para los estados límites de fluencia y pandeo se determinará como sigue:

Para

Para KL/r > 25 se aplican los requisitos del numeral F.2.5.

F.2.10.4.5 – Resistencia de elementos a flexión – La resistencia de diseño de elementos afectados de los miembros será el menor entre los valores obtenidos para los estados límites de fluencia por flexión, pandeo local, pandeo lateral-torsional a flexión y rotura por flexión.

F.2.10.5 – PLATINAS DE RELLENO

F.2.10.5.1 – Platinas de relleno soldadas – Siempre que sea necesario usar platinas de relleno en juntas a través de las cuales se transfiera carga, tales platinas de relleno y las soldaduras de conexión deberán satisfacer los requerimientos de los numerales F.2.10.5.1.1 o F.2.10.5.1.2, según sea aplicable.

F.2.10.5.1.1 – Platinas de relleno delgadas – No se usarán platinas de relleno de espesor menor que 6.0 mm para transferir esfuerzos. Cuando el espesor de las platinas de relleno sea menor que 6.0 mm, o cuando el espesor de la platina de relleno sea mayor o igual que 6.0 mm pero no sea adecuado para transferir la carga aplicada entre las partes conectadas, la platina de relleno debe quedar a ras con los bordes de la platina de empalme o parte exterior conectada, y el tamaño de la soldadura se incrementará, sobre el tamaño requerido para transmitir la carga, en una magnitud igual al espesor de la platina de relleno.

F.2.10.5.1.2 – Platinas de relleno gruesas – Cuando el espesor de las platinas de relleno sea adecuado para transferir la carga aplicada entre las partes conectadas, tales platinas deberán extenderse por fuera de la platina de empalme o parte exterior conectada. Las soldaduras que unen la platina de empalme o parte exterior conectada a la platina de relleno deben ser suficientes para transmitir la fuerza a la platina de relleno y el área de esta última que recibe la fuerza aplicada debe ser suficiente para que los esfuerzos no sean excesivos. Las soldaduras que unen la platina de relleno a la parte interior conectada deben ser adecuadas para transmitir la fuerza aplicada.

F.2.10.5.2 – Platinas de relleno atornilladas – Cuando un perno que transmite carga atraviesa platinas de relleno con un espesor total menor o igual que 6.4 mm, no se requiere reducir la resistencia a cortante. Por el contrario, cuando el espesor total de tales platinas es superior a 6.4 mm, se aplicará uno de los siguientes requerimientos:

(a) La resistencia a cortante de los pernos se multiplicará por un factor igual a [1 - 0.0154(t - 6)], pero no menor que 0.85, donde t es el espesor total en mm de las platinas de relleno;

(b) Las platinas de relleno deberán extenderse más allá del empalme y esta extensión se asegurará con un número de pernos suficiente para distribuir, de manera uniforme sobre la sección transversal combinada del elemento conectado y las platinas de relleno, la fuerza total que actúa en el elemento conectado.

(c) El tamaño de la junta se aumentará para acomodar un número de pernos equivalente al número total requerido en el punto (b); o

(d) La junta se diseñará para prevenir el deslizamiento de acuerdo con el numeral F.2.10.3.8, usando ya sea superficies clase B o clase A, con el apriete controlado mediante el método del giro de la tuerca.

F.2.10.6 – EMPALMES – Los empalmes con soldaduras acanaladas en vigas y vigas armadas de alma llena se diseñarán para desarrollar la resistencia nominal de la más pequeña de las secciones conectadas. Otros tipos de empalmes en secciones transversales de vigas y vigas armadas de alma llena se diseñarán para desarrollar la resistencia requerida por las fuerzas que actúan en el punto del empalme.

F.2.10.7 – RESISTENCIA AL APLASTAMIENTO – La resistencia de diseño al aplastamiento de superficies en contacto,  , se determinará para el estado límite de aplastamiento (fluencia local a compresión) con base en:

 = 0.75

y R_n, la resistencia nominal al aplastamiento, definida como sigue para los diferentes tipos de apoyo:

(a) Para superficies maquinadas, pasadores en perforaciones rimadas o taladradas y en extremos de rigidizadores de apoyo ajustados:

donde:

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado, MPa.

A_pb = área de apoyo en proyección, mm².

(b) Para balancines y rodillos:

(ii) Si d  635 mm

R_n = 1.2(F_y - 90)l_bd/20 (F.2.10.7-2)

(iii) Si d > 635 mm

R_n = 30.2( F_y - 90) l_b/20 (F.2.10.7-3)

donde:

d = diámetro del rodillo o balancín, mm

l_b = longitud de apoyo, mm

F.2.10.8 – BASES DE COLUMNAS Y APLASTAMIENTO SOBRE CONCRETO – Se deberá proveer la adecuada transmisión de las cargas y momentos de las columnas a las bases y cimentaciones.

La resistencia de diseño al aplastamiento para el estado límite de aplastamiento del concreto, , se podrá calcular con base en:

= 0.65

y P_p, la resistencia nominal al aplastamiento, calculada como sigue:

(a) Sobre un apoyo en concreto cargado en toda su área:

Pp =  (F.2.10.8-1)

(b) Sobre un apoyo en concreto cargado sólo en parte de su área:

Pp =  (F.2.10.8-2)

donde:

A₁ = área de acero que se apoya concéntricamente sobre una base de concreto, mm2

A₂ = área máxima de una zona de la superficie de apoyo geométricamente similar y concéntrica con el área cargada, mm2

F.2.10.9 – PERNOS DE ANCLAJE Y ELEMENTOS EMBEBIDOS – Los pernos de anclaje se diseñarán para proveer la resistencia requerida a nivel de las bases de las columnas de la estructura, incluyendo las componentes netas de tensión de cualquier momento flector que pueda resultar de las combinaciones de carga estipuladas en el numeral F.2.2.2. Los pernos de anclaje se diseñarán de acuerdo con los requerimientos para partes roscadas de la tabla F.2.10.3-2.

El diseño de las bases de las columnas y de los pernos de anclaje para la transferencia de fuerzas a la fundación de concreto, incluyendo el apoyo sobre los elementos de concreto, deberá satisfacer los requerimientos del Título C del presente Reglamento.

Las fuerzas horizontales en las bases de las columnas podrán ser resistidas por aplastamiento contra elementos de concreto o por fricción entre la placa de base de la columna y la cimentación. Cuando los pernos de anclaje sean diseñados para resistir la fuerza horizontal, el diseño deberá tener en cuenta el tamaño de las perforaciones en la placa de base, las tolerancias de instalación de los pernos y el desplazamiento horizontal de la columna.

En las placas de base se permiten perforaciones circulares o de ranura de mayor tamaño cuando se provee un adecuado apoyo para la tuerca usando arandelas ASTM F844 o arandelas de lámina que actúen como puente sobre la perforación.

F.2.10.10 – ALETAS Y ALMAS CON FUERZAS CONCENTRADAS – Este numeral se aplica a fuerzas concentradas simples y dobles aplicadas perpendicularmente a la(s) aleta(s) de perfiles en I de aleta ancha y perfiles armados similares. Una fuerza concentrada simple puede ser de tensión o de compresión. Las fuerzas concentradas dobles consisten en una fuerza de tensión y una de compresión, que forman un par sobre el mismo lado del miembro cargado.

Cuando la resistencia requerida exceda la resistencia de diseño determinada por los estados límites considerados en este numeral, se proporcionarán rigidizadores o placas de enchape dimensionados para atender la diferencia entre la resistencia requerida y la resistencia de diseño para el estado límite aplicable. El diseño de los rigidizadores deberá satisfacer además los requerimientos del numeral F.2.10.10.8. Las placas de enchape deberán igualmente satisfacer los requisitos de diseño del numeral F.2.10.10.9.

Véase el numeral F.2.20.3 para requisitos aplicables en extremos de miembros en voladizo.

En los extremos no aporticados de vigas se requieren rigidizadores transversales de acuerdo con los requisitos del numeral F.2.10.10.7.

F.2.10.10.1 – Flexión local de las aletas – Este numeral se aplica tanto a fuerzas concentradas simples de tensión como a la componente de tensión de las fuerzas concentradas dobles.

La resistencia de diseño para el estado límite de flexión local de la aleta, , se determinará con base en:

= 0.90

y

Rn = 6.25tf2Fy, (F.2.10.10-1)

donde:

F_yf = esfuerzo de fluencia mínimo especificado para la aleta, MPa

t_f = espesor de la aleta cargada, mm

Si la longitud de la zona cargada medida a lo ancho de la aleta es menor que 0.15tf, donde tf es el ancho de la aleta del miembro, no se necesita verificar la fórmula F.2.10.10-1.

Cuando la fuerza concentrada que se debe soportar está aplicada a una distancia menor que 10tf desde el extremo del miembro, R_n se debe reducir en un 50%.

Cuando se requiera, se debe proporcionar un par de rigidizadores transversales.

F.2.10.10.2 – Fluencia local del alma – Este numeral se aplica tanto a fuerzas concentradas simples como a ambas componentes de fuerzas concentradas dobles.

La resistencia de diseño para el estado límite de fluencia local del alma se determinará con base en:

 = 1.00

y Rn, la resistencia nominal, calculada como sigue:

(a) Cuando la fuerza concentrada que ha de resistirse está aplicada a una distancia, medida desde el extremo del miembro, mayor que el peralte d del miembro,

(b) Cuando la fuerza concentrada que ha de resistirse está aplicada a una distancia, medida desde el  extremo del miembro, menor o igual que el peralte d del miembro,

donde:

k = distancia desde la cara exterior de la aleta hasta el pie del filete sobre el alma, mm

F_yw = esfuerzo de fluencia mínimo especificado para el alma, MPa.

l_b = longitud de apoyo (no inferior a k para reacciones de extremo en vigas), mm

t_w = espesor del alma, mm

Cuando se requiera, se proveerá un par de rigidizadores transversales o una placa de enchape.

F.2.10.10.3 – Arrugamiento del alma – Este numeral se aplica tanto a fuerzas concentradas simples de compresión como a la componente de compresión de las fuerzas concentradas dobles.

La resistencia de diseño para el estado límite de arrugamiento local del alma se determinará con base en:

= 0.75

y Rn, la resistencia nominal, calculada como sigue:

(a) Cuando la fuerza concentrada de compresión a soportar se aplica a una distancia, medida desde el extremo del miembro, mayor o igual que d/2:

(b) Cuando la fuerza concentrada de compresión a soportar se aplica a una distancia, medida desde el extremo del miembro, menor que d/2:

(i) Si l_b/d  0.2

Rn =  (F.2.10.10-5a)

(ii) Si l_b/d > 0.2

Rn =  (F.2.10.10-5b)

donde:

d = peralte del miembro, mm

t_f = espesor de la aleta, mm

Cuando se requiera, se proveerán uno o dos rigidizadores trasversales, o una placa de enchape, los cuales deberán extenderse por lo menos hasta la mitad de la profundidad del alma.

F.2.10.10.4 – Pandeo lateral del alma – Este numeral se aplica únicamente a fuerzas concentradas simples de compresión que actúan sobre miembros en los que, para la sección en la cual se aplica la fuerza concentrada, no está restringido el movimiento lateral relativo entre la aleta a tensión y la aleta a compresión, que recibe la carga.

La resistencia de diseño del alma se determinará con base en:

 = 0.85

y Rn, la resistencia nominal para el estado límite de pandeo lateral del alma, calculada como sigue:

(a) Si la aleta a compresión está restringida contra rotación:

(i) Para  2.3

(ii) Para  > 2.3, no se aplica el estado límite de pandeo lateral del alma.

Cuando la resistencia requerida del alma excede la resistencia de diseño, ^RI;, se debe proporcionar arriostramiento lateral local a la aleta a tensión, o proveer un par de rigidizadores transversales o una placa de enchape.

(b) Si la aleta a compresión no está restringida contra la rotación:

(i) Para   1.7

(ii) Para > 1.7, no se aplica el estado límite de pandeo lateral del alma.

Cuando la resistencia requerida del alma excede la resistencia de diseño, ^RI;, se debe proporcionar arriostramiento lateral local a ambas aletas en el punto de aplicación de la fuerza concentrada.

Las siguientes definiciones se aplican a las fórmulas F.2.10.10-6 y F.2.10.10-7:

Cr = 6.62 x 10⁶ cuando M_u < M_y en el punto de aplicación de la carga, MPa.

= 3.31 x 10⁶ cuando  en el punto de aplicación de la carga, MPa.

M_u = resistencia requerida a momento, N-mm

L_b = la mayor longitud sin soporte lateral a lo largo de cualquiera de las aletas en el  punto de aplicación de la carga, mm

b_f = ancho de la aleta, mm

h = distancia libre entre aletas menos el filete o el radio de la transición alma-aleta para  perfiles laminados; distancia entre líneas adyacentes de conectores, o distancia  libre entre aletas cuando se usa soldadura, para perfiles armados, mm

t_f = espesor de la aleta, mm

t_w = espesor del alma, mm

En el numeral F.2.19 se dan criterios para el diseño de elementos que puedan proveer una restricción adecuada.

F.2.10.10.5 – Pandeo del alma por compresión – Este numeral se aplica a un par de fuerzas de compresión que actúan sobre una y otra aleta en una misma sección de un miembro, sean ellas fuerzas concentradas simples o a las componentes de compresión de un par de fuerzas concentradas dobles.

La resistencia de diseño para el estado límite de pandeo local del alma se determinará tomando:

= 0.90

y

Rn =  (F.2.10.10 8)

Cuando el par de fuerzas concentradas de compresión a resistir se aplique a una distancia, medida desde el extremo del miembro, menor que d/2, R_n se reducirá en un 50%.

Cuando se requiera, se deberá proporcionar uno o dos rigidizadores transversales, o una placa de enchape, los cuales deberán extenderse sobre toda la profundidad del alma.

F.2.10.10.6 – Cortante en la zona de panel del alma – Este numeral se aplica a fuerzas concentradas dobles que actúan sobre una o ambas aletas de un miembro en la misma localización.

La resistencia de diseño de la zona de panel del alma para el estado límite de fluencia por cortante se determinará con base en:

= 0.90

y Rn, la resistencia nominal, calculada como sigue:

(a) Cuando en el análisis no se considera el efecto de la deformación de la zona de panel sobre la estabilidad del marco:

(i) Para P_u  0.4P_y

(ii) Para P_u > 0.4P_y

Rn =  (F.2.10.10-10)

(b) Cuando en el análisis se considera el efecto la deformación plástica de la zona de panel sobre la estabilidad del marco:

(i) Para P_u  0.75P_y

 (F.2.10.10-11)

(ii) Para P_u > 0.75P_y

 (F.2.10.10-12)

En las fórmulas F.2.10.10-9 a F.2.10.10-12 se aplican las siguientes definiciones:

A = área de la sección transversal de la columna, mm².

b_cf = ancho de la aleta de la columna, mm

d_b = peralte de la viga, mm

d_c = peralte de la columna, mm

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado del alma de la columna, MPa.

P_u = resistencia requerida, N.

P_y = F_yA, resistencia de la columna a la fluencia bajo carga axial, N.

t_cf = espesor de la aleta de la columna, mm

t_w = espesor del alma de la columna, mm

Cuando se requiera, se usará(n) placa(s) de enchape o un par de rigidizadores diagonales dentro de los límites de la conexión rígida de dos o más miembros cuyas almas están en el mismo plano.

Véase el numeral F.2.10.10.9 para los requerimientos de diseño de las placas de enchape.

F.2.10.10.7 – Extremos no aporticados de vigas y viguetas – En los extremos no aporticados de vigas y viguetas que no estén restringidas de otra manera contra la rotación alrededor de su eje longitudinal, se proporcionará un par de rigidizadores transversales que se extiendan sobre toda la profundidad del alma.

F.2.10.10.8 – Requisitos adicionales para los rigidizadores para cargas concentradas – Los rigidizadores requeridos para resistir fuerzas concentradas de tensión deberán ser diseñados de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.10.4.1 y soldarse a la aleta que recibe la carga y al alma. Las soldaduras a la aleta se dimensionarán para la diferencia entre la resistencia requerida y la resistencia de diseño para el estado límite aplicable. Las soldaduras del rigidizador al alma se dimensionarán para transferir al alma la diferencia algebraica entre las fuerzas de tensión en uno y otro extremo del rigidizador.

Los rigidizadores requeridos para resistir fuerzas concentradas de compresión se diseñarán de acuerdo con lo especificado en el numeral F.2.10.4.4, se soldarán al alma y podrán alternativamente estar en contacto directo con la aleta cargada o soldarse a ella. Las soldaduras a la aleta se dimensionarán para la diferencia entre la resistencia requerida y la resistencia de diseño para el estado límite aplicable. La soldadura al alma se dimensionará para transferir a ella la diferencia algebraica entre las fuerzas de compresión en uno y otro extremo del rigidizador. Para el diseño de los rigidizadores ajustados, donde la carga se transfiere por contacto, véase el numeral F.2.10.7.

Los rigidizadores transversales que se extienden sobre toda la profundidad de una viga laminada en caliente o de una viga armada para atender fuerzas de compresión aplicadas a la(s) aleta(s) se diseñarán como miembros solicitados por compresión axial (columnas) de acuerdo con los requisitos de los numerales F.2.5.6.2 y F.2.10.4.4. Las propiedades de tales columnas se determinarán usando una longitud efectiva de 0.75h y considerando una sección transversal compuesta por dos rigidizadores y una franja del alma que tenga un ancho de 25t_w para rigidizadores interiores o de 12t_w para rigidizadores en los extremos de la viga. La soldadura que conecta un rigidizador de apoyo con el alma se dimensionará para transmitir a esta última la diferencia entre las fuerzas de compresión en uno y otro extremo del rigidizador.

Los rigidizadores transversales y diagonales deberán además satisfacer los siguientes criterios:

(a) El ancho de cada rigidizador más la mitad del espesor del alma de la columna no debe ser inferior a un tercio del ancho de la aleta o de la platina de la conexión a momento que transmite la fuerza concentrada.

(b) El espesor de un rigidizador no será menor que la mitad del espesor de la aleta o de la platina de la conexión a momento que transmite la fuerza concentrada, ni menor que el ancho dividido entre 16.

(c) Los rigidizadores transversales deberán extenderse como mínimo sobre la mitad de la profundidad del miembro excepto lo especificado en F.2.10.10.5 y F.2.10.10.7.

F.2.10.10.9 – Requisitos adicionales para placas de enchape bajo cargas concentradas – Las placas de enchape requeridas por resistencia a compresión deberán ser diseñadas de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.5.

Las placas de enchape requeridas por resistencia a tensión deberán ser diseñadas de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.4.

Las placas de enchape requeridas por resistencia a cortante (véase el numeral F.2.10.10.6) deberán ser diseñadas de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.7.

Además, las placas de enchape deberán cumplir con los siguientes criterios:

(a) Se usarán placas de enchape de espesor y extensión adecuados para suministrar el material adicional que permita igualar o exceder los requisitos de resistencia.

(b) La placa de enchape se soldará de manera que se desarrolle la proporción de la fuerza total que se transmite a ella.

F.2.11 – DISEÑO DE CONEXIONES DE PERFILES TUBULARES ESTRUCTURALES (PTE) Y MIEMBROS EN CAJÓN

Este numeral abarca las consideraciones de diseño aplicables a las conexiones para miembros fabricados en Perfiles Tubulares Estructurales (PTE) o de sección en cajón con espesor de pared uniforme.

El diseño de las conexiones controla con frecuencia el dimensionamiento de los miembros en PTE, en particular el espesor de los miembros principales de las armaduras, y debe por lo tanto ser considerado desde el diseño inicial.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.11.1 – Fuerzas Concentradas sobre PTE

F.2.11.2 – Conexiones de PTE a PTE en Armaduras

F.2.11.3 – Conexiones a Momento de PTE a PTE

F.2.11.4 – Soldaduras a ramales

Véase también el numeral F.2.10 para requisitos adicionales para conexiones pernadas a PTE. Para pernos pasantes, véase el numeral F.2.10.3.10(c)

Las dimensiones de las conexiones deben estar dentro del rango de aplicabilidad. Se requiere verificar un estado límite solamente cuando la geometría de la conexión o la carga están dentro de los parámetros dados en la descripción del mismo.

La resistencia de diseño de las conexiones, , debe ser determinada de acuerdo con las provisiones de este numeral y las provisiones del numeral F.2.2.

En la figura F.2.11-1 se ilustran las definiciones de algunos de los parámetros usados en este numeral.

Figura F.2.11-1 – Notación para conexiones en PTE

F.2.11.1 – FUERZAS CONCENTRADAS SOBRE PTE

F.2.11.1.1 – Definiciones de los parámetros

A_g = área bruta (total) de la sección transversal del miembro, mm²

B = ancho total del miembro en PTE rectangular, medido a 90 grados del plano de la conexión, mm

B_p = ancho de platina, medido a 90 grados del plano de la conexión, mm

D = diámetro exterior de miembro en PTE circular, mm

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado del material del miembro en PTE, MPa

F_yp = esfuerzo de fluencia mínimo especificado de la platina, MPa

F_u = resistencia a tensión mínima especificada del material del PTE, MPa

H = peralte del miembro en PTE rectangular, medido en el plano de la conexión, mm

l_b = longitud de apoyo de la carga, medida paralelamente al eje del miembro en PTE, (o medida a través del ancho del PTE en el caso de tapas de extremo cargadas), mm

t = espesor de diseño de la pared de un miembro en PTE, mm

t_p = espesor de la platina, mm

F.2.11.1.2 – PTE Circulares – La resistencia de diseño de las conexiones con cargas concentradas dentro de los límites de la tabla F.2.11.1-1A se debe tomar como se muestra en la tabla F.2.11.1-1.

Tabla F.2.11.1-1

Resistencia de diseño para la conexión de una platina a un PTE circular

Tabla F.2.11.1-1 (continuación)

Tabla F.2.11.1-1 A

Límites de aplicación de la tabla F.2.11.1-1

F.2.11.1.3 – PTE Rectangulares – La resistencia de diseño de las conexiones con cargas concentradas dentro de los límites de la tabla F.2.11.1-2A se debe tomar como el menor valor entre los estados límites aplicables según la tabla F.2.11.1-2.

Tabla F.2.11.1-2

Resistencia de diseño para la conexión de una platina a un PTE rectangular

 

Tabla F.2.11.1-2 (continuación)

Resistencia de diseño para la conexión de una platina a un PTE rectangular

Tabla F.2.11.1-2 (continuación)

Resistencia de diseño para la conexión de una platina a un PTE rectangular

Tabla F.2.11.1-2A

Límites de aplicación de la tabla F.2.11.1-2

F.2.11.2 – CONEXIONES DE PTE A PTE EN ARMADURAS – Se definen como conexiones de PTE a PTE en armaduras aquellas conexiones conformadas por uno o más ramales que se sueldan directamente a un miembro principal continuo que pasa a través de la conexión. Se clasifican como sigue:

(a) Cuando la carga de punzonamiento  de un ramal está equilibrada por fuerzas de cortante de viga en el miembro principal, la conexión se clasifica como conexión en T si el ramal es perpendicular al miembro principal, y como conexión en Y en otros casos.

(b) Cuando la carga de punzonamiento  de un ramal está equilibrada básicamente (dentro de un 20 por ciento de variación) por cargas en otro(s) ramal(es) ubicado(s) sobre el mismo lado de la conexión, ésta se clasifica como una conexión en k. La separación relevante se toma entre los miembros ramales primarios cuyas cargas se equilibran. Se incluye aquí el caso de una conexión en k donde un ramal es perpendicular al miembro principal, denominada usualmente conexión en N.

(c) Cuando la carga de punzonamiento  se transmite a través del miembro principal y es equilibrada por ramales sobre el lado opuesto, la conexión se clasifica como conexión en cruz.

(d) Cuando a una conexión llegan más de dos ramales primarios, o llegan ramales en más de un plano, la conexión se clasifica como una conexión general o multiplanar.

En la figura F.2.11.2-1 se presentan ejemplos de clasificación de las conexiones.

Figura F.2.11.2-1 – Ejemplos de clasificación de conexiones de PTE a PTE

Cuando un ramal transmita una parte de su carga como conexión en k y otra parte a través de mecanismos de conexión en T, en Y o en cruz, la resistencia nominal se determinará en proporción a la participación de cada tipo de conexión sobre el total.

Para los efectos del numeral F.2.11, las líneas de eje de los ramales y miembros principales estarán en un plano común. Para las conexiones de PTE rectangulares se tiene la limitación adicional de que todos los miembros estén orientados con dos paredes paralelas al plano. Para armaduras fabricadas con PTE, con los ramales soldados a los miembros principales, se permiten excentricidades dentro de los límites de aplicabilidad sin que se requiera considerar los momentos resultantes en el diseño de la conexión.

En la figura F.2.11.2-2 se presentan algunos modos típicos de falla para conexiones de PTE a PTE en armaduras.

Figura F.2.11.2-2 – Estados límites típicos para conexiones de PTE a PTE en armaduras

F.2.11.2.1 – Definiciones de los parámetros

A_g = área bruta (total) de la sección transversal del miembro, mm2

B = ancho total del miembro principal en PTE rectangular, medido a 90 grados del plano de la conexión, mm

B_b = ancho total del ramal en PTE rectangular, medido a 90 grados del plano de la conexión, mm

D = diámetro exterior del miembro principal en PTE circular, mm

D_b = diámetro exterior del ramal en PTE circular, mm

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado para el material del miembro principal en PTE, MPa.

F_yb = esfuerzo de fluencia mínimo especificado para el material del ramal en PTE, MPa.

F_u = resistencia a tensión mínima especificada para el material del PTE, MPa.

H = peralte del miembro principal en PTE rectangular, medido en el plano de la conexión, mm

H_b = peralte del ramal en PTE rectangular, medido en el plano de la conexión, mm

Ov =

e = excentricidad en una conexión de armadura, positiva alejándose de los ramales, mm

g = separación entre ramales, medida sobre la cara del miembro principal en una conexión en K, sin considerar las soldaduras, mm

l_ov = longitud del traslapo entre dos ramales, proyectados hasta la cara de conexión sobre el miembro principal, medida sobre esta cara, mm

l_p = longitud proyectada, sobre el miembro principal, del ramal que traslapa, mm

t = espesor de diseño de la pared de un miembro principal en PTE, mm

t_b = espesor de diseño de la pared de un ramal en PTE, mm

 = relación de anchos; relación del diámetro del ramal al diámetro del miembro principal = Db/D para PTE circular; relación del ancho total del ramal al ancho total del miembro principal = B^B para PTE rectangular.

_eff = relación de anchos efectiva; igual a la suma de los perímetros de los dos ramales en una conexión en K dividida entre ocho veces el ancho del miembro principal.

 relación de esbeltez de la pared del miembro principal; relación entre la mitad del diámetro y el espesor de la pared = D/2t para PTE circular; relación entre la mitad del ancho y el espesor de la pared = B/2t para PTE rectangular.

= parámetro de longitud de carga, aplicable sólo a PTE rectangular; relación entre la longitud de contacto del ramal con el miembro principal, en el plano de la conexión, y el ancho del miembro principal = , donde .

 = ángulo agudo entre el ramal y el miembro principal (grados)

 = relación de separación; relación de la separación entre los ramales de la conexión en K al ancho del miembro principal = g/B para un PTE rectangular

F.2.11.2.2 – PTE Circulares – La resistencia de diseño de las conexiones de PTE a PTE en armaduras que estén dentro de los límites de la tabla F.2.11.2-1A se debe tomar como el menor valor entre los estados límites aplicables que se presentan en la tabla F.2.11.2-1.

Tabla F.2.11.2-1

Resistencia de diseño de conexiones tipo armadura entre PTE circulares

Tabla F.2.11.2-1 (continuación)

Resistencia de diseño de conexiones tipo armadura entre PTE circulares

Tabla F.2.11.2-1 A

Límites de aplicación de la Tabla F.2.11.2-1

F.2.11.2.3 – PTE Rectangulares – La resistencia de diseño de las conexiones de PTE a PTE en armaduras que estén dentro de los límites de la tabla F.2.11.2-2A se debe tomar como el menor valor entre los estados límites aplicables que se presentan en la tabla F.2.11.2-2.

Tabla F.2.11.2-2

Resistencia de diseño de conexiones tipo armadura entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.2-2 (continuación)

Resistencia de diseño de conexiones tipo armadura entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.2-2 A

Límites de aplicación de la tabla F.2.11.2-2

F.2.11.3 – CONEXIONES A MOMENTO DE PTE A PTE – Se definen como conexiones a momento de PTE a PTE aquellas conexiones que consisten en uno o dos ramales que están soldados directamente a un miembro principal continuo que pasa a través de la conexión, estando el miembro o los ramales solicitados por momentos flectores.

Una conexión se clasificará:

(a) Como una conexión en T cuando hay un ramal y éste es perpendicular al miembro principal, y como una conexión en Y cuando hay un ramal pero éste no es perpendicular al miembro principal.

(b) Como una conexión en cruz cuando hay un ramal sobre cada uno de los dos lados opuestos del miembro principal.

Para los efectos del numeral F.2.11, los ejes del ramal o de los ramales y del miembro principal deberán estar en un plano común.

F.2.11.3.1 – Definiciones de los parámetros

A_g = área bruta (total) de la sección transversal del miembro, mm²

B = ancho total del miembro principal en PTE rectangular, medido a 90 grados del plano de la conexión, mm

B_b = ancho total del ramal en PTE rectangular, medido a 90 grados con respecto al plano de la conexión, mm

D = diámetro exterior del miembro principal en PTE circular, mm

D_b = diámetro exterior del ramal en PTE circular, mm

Fc = resistencia de diseño por unidad de área, = F_y, MPa

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado del miembro principal en PTE, Mpa

F_yb = esfuerzo de fluencia mínimo especificado del ramal en PTE, Mpa

F_u = resistencia última del miembro en PTE, Mpa

H = peralte del miembro principal en PTE rectangular, medido en el plano de la conexión, mm

H_b = peralte del ramal en PTE rectangular, medido en el plano de la conexión, mm

Z_b = módulo de sección plástico del ramal con respecto al eje de flexión aplicable, mm³

t = espesor de diseño de la pared del miembro principal en PTE, mm

t_b = espesor de diseño de la pared del ramal en PTE, mm

 = relación de anchos; relación del diámetro del ramal al diámetro del miembro principal = D_b /D para

PTE circular; relación del ancho total del ramal al ancho del miembro principal = B_b/B para PTE rectangular.

 = relación de esbeltez de la pared del miembro principal; relación entre la mitad del diámetro y el espesor de la pared = D/2t para PTE circular; relación entre la mitad del ancho y el espesor de la pared = B2t para PTE rectangular.

 = parámetro de longitud de carga, aplicable sólo a PTE rectangular; relación entre la longitud de contacto del ramal con el miembro principal en el plano de la conexión y el ancho del miembro principal = l_b /B, donde

 = ángulo agudo entre el ramal y el miembro principal (grados)

F.2.11.3.2 – PTE Circulares – La resistencia de diseño de las conexiones a momento que estén dentro de los límites de la tabla F.2.11.3-1ª se debe tomar como el menor entre los valores calculados para los estados límites aplicables que se presentan en la tabla F.2.11.3-1.

Tabla F.2.11.3-1

Resistencia de diseño de conexiones a momento entre PTE circulares

Tabla F.2.11.3-1 (continuación)

Resistencia de diseño de conexiones a momento entre PTE circulares

Tabla F.2.11.3-1 A

Límites de aplicación de la tabla F.2.11.3-1

F.2.11.3.3 – PTE Rectangulares – La resistencia de diseño de las conexiones a momento que estén dentro de los límites de la tabla F.2.11.3-2A se debe tomar como el menor valor entre los estados límites aplicables que se presentan en la tabla F.2.11.3-2.

Tabla F.2.11.3-2

Resistencia de diseño de conexiones a momento entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.3-2 (continuación)

Resistencia de diseño de conexiones a momento entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.3-2 A

Límites de aplicación de la tabla F.2.11.3-2

F.2.11.4 – SOLDADURAS DE LOS RAMALES – Al diseñar las soldaduras a los ramales deberá darse la debida consideración a la condición de no uniformidad en la transferencia de carga a lo largo de la línea de soldadura, debida a las diferencias en las rigideces relativas de las paredes de los PTE en conexiones de PTE a PTE y de platinas transversales a PTE, Este requisito se deberá satisfacer calculando, como se presenta a continuación, la resistencia de diseño de las soldaduras de conexión de los ramales y comparándola con la resistencia requerida:

 (F.2.11.4-1)

 (F.2.11.4-2)

 (F.2.11.4-3)

Para considerar los efectos de la interacción, véase la ecuación F.2.11.3-14.

Para soldaduras de filete:

 = 0.75

Para soldaduras acanaladas de penetración parcial:

 = 0.80

donde:

F_nw = resistencia nominal por unidad de área (véase el numeral F.2.10) sin incrementar la resistencia por consideraciones de la dirección de la carga, MPa.

S_ip = módulo de sección elástico efectivo de las soldaduras para flexión en el plano (véase la tabla F.2.11.4-1), _mm³

S_op = módulo de sección elástico efectivo de las soldaduras para flexión fuera del plano (véase la tabla F.2.11.4-1), mm³

l_e = longitud efectiva total de las soldaduras acanaladas y de filete a PTE rectangulares para efectos de cálculo de la resistencia de la soldadura, mm

t_w = menor valor de la garganta efectiva de la soldadura alrededor del ramal o la platina, mm

Tabla F.2.11.4-1

Resistencia de la soldadura en conexiones tipo armadura entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.4-1 (continuación)

Resistencia de la soldadura en conexiones tipo armadura entre PTE rectangulares

Tabla F.2.11.4-1 (continuación)

Resistencia de la soldadura en conexiones tipo armadura entre PTE rectangulares

Cuando una conexión en K con traslapo ha sido diseñada de acuerdo con la tabla F.2.11.2.2 y las componentes de las fuerzas de los ramales que actúan en dirección perpendicular al miembro principal están balanceadas en un 80% (es decir, cuando las componentes perpendiculares a la cara del miembro principal no difieren en más de un 20%), puede omitirse la soldadura que queda "oculta" bajo el ramal que traslapa si las otras soldaduras al ramal traslapado son suficientes para desarrollar la capacidad total de este ramal.

Cuando las soldaduras sean suficientes para desarrollar la capacidad total del ramal o de la platina, pueden omitirse las verificaciones requeridas por la tabla F.2.11.4.1 para dichas soldaduras.

El enfoque utilizado en este numeral para disminuir el tamaño de las soldaduras supone el uso de un tamaño de soldadura constante alrededor de todo el perímetro del ramal en PTE, incluyendo todas las áreas "no efectivas", excepto cuando se permite omitir la soldadura "oculta" bajo el ramal que traslapa. Se debe poner especial atención a las conexiones entre PTE de anchos iguales, o aproximadamente iguales, que combinen soldaduras acanaladas de penetración parcial a lo largo de los bordes que coinciden, con soldaduras de filete que generalmente se usarán a lo ancho de la cara del miembro principal.

F.2.12 – DISEÑO PARA ESTADOS LÍMITES DE SERVICIO

Este numeral establece los requisitos del diseño para estados límites de servicio.

Se incluyen las siguientes secciones

F.2.12.1 – Provisiones Generales

F.2.12.2 – Contraflecha

F.2.12.3 – Deflexiones

F.2.12.4 – Deriva

F.2.12.5 – Vibración

F.2.12.6 – Movimiento Inducido por Viento

F.2.12.7 – Expansión y Contracción

F.2.12.8 – Deslizamiento en las Conexiones

F.2.12.1 – PROVISIONES GENERALES – Las condiciones de servicio garantizan que, bajo uso normal, se preserven la funcionalidad, el aspecto, la facilidad para el mantenimiento y la durabilidad de una edificación, así como la comodidad de sus ocupantes. Los valores límite de la respuesta estructural para asegurar la funcionalidad (por ejemplo, deflexiones máximas, aceleraciones) se adoptarán teniendo en cuenta la función para la cual se destina la estructura. Las condiciones de servicio se evaluarán usando las combinaciones de carga apropiadas para los estados límites de servicio identificados.

F.2.12.2 – CONTRAFLECHA – Donde esté previsto el uso de una contraflecha para lograr condiciones apropiadas de posicionamiento y localización de la estructura, su magnitud, dirección y localización deberán quedar especificadas en los planos estructurales.

Las vigas y armaduras detalladas sin que se especifique una contraflecha se fabricarán de tal forma que cualquier contraflecha que resulte después del montaje, causada por el proceso de laminación o el ensamble en el taller, sea hacia arriba.

En general, a las armaduras de 25 o más metros de luz se les dará una contraflecha que contrarreste aproximadamente la deflexión debida a la carga muerta. A los puentes grúas de 23 o más metros de luz se les dará una contraflecha que compense aproximadamente la deflexión causada por la carga muerta más la mitad de la deflexión producida por la carga viva.

F.2.12.3 – DEFLEXIONES – Las deflexiones que ocurran en miembros y sistemas estructurales bajo las combinaciones de carga de servicio aplicables no deben menoscabar la funcionalidad de la estructura.

Las condiciones a considerarse incluyen la nivelación de los pisos, la alineación de los miembros estructurales, la integridad de los acabados de la edificación y otros factores que afectan el uso y funcionamiento normales de la estructura. Para los miembros de construcción compuesta, se deben considerar las deflexiones adicionales debidas a la contracción y la expansión del concreto.

F.2.12.4 – DERIVA – La deriva de una estructura se evaluará bajo cargas de servicio para garantizar la funcionalidad de la estructura, incluyendo la integridad de particiones interiores y revestimientos exteriores. La deriva calculada bajo combinaciones de carga para resistencia no deberá causar colisión con estructuras adyacentes ni exceder los valores límites especificados por el presente Reglamento para tales derivas.

F.2.12.5 – VIBRACIÓN – Se dará la debida consideración a los efectos de la vibración en la comodidad de los ocupantes y en la funcionalidad de la estructura. Las fuentes de la vibración a considerarse incluyen cargas por tráfico de peatones, maquinaria vibratoria y otras identificadas para la estructura.

F.2.12.6 – MOVIMIENTO INDUCIDO POR VIENTO – El efecto del movimiento inducido por el viento en una edificación deberá ser considerado en cuanto pueda afectar la comodidad de sus ocupantes.

F.2.12.7 – EXPANSIÓN Y CONTRACCIÓN – Deberán considerarse los efectos de la expansión y contracción térmica en una edificación. Los daños en los revestimientos de la edificación pueden permitir la penetración del agua y originar corrosión.

F.2.12.8 – DESLIZAMIENTO EN LAS CONEXIONES – Los efectos del deslizamiento en las conexiones pernadas serán considerados en el diseño siempre que tal deslizamiento pueda causar deformaciones que menoscaben la funcionalidad de la estructura. Cuando sea apropiado, la conexión se diseñará para evitar el deslizamiento. Véanse los numerales F.2.10.3.8 y F.2.10.3.9 para el diseño de conexiones de deslizamiento crítico.

Para mayor información sobre el diseño de conexiones de deslizamiento crítico, véanse las "Especificaciones para juntas estructurales usando pernos ASTM A325 o A490" del Consejo de Investigación en Conexión Estructurales (RCSC).

F.2.13 – FABRICACIÓN, MONTAJE Y CONTROL DE CALIDAD

Este numeral presenta los requisitos que se deben cumplir para los planos de taller, la fabricación, la pintura de taller, el montaje y el control de calidad.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.13.1 – Planos de Taller y Montaje

F.2.13.2 – Fabricación

F.2.13.3 – Pintura de Taller

F.2.13.4 – Montaje

F.2.13.1 – PLANOS DE TALLER Y MONTAJE – Con anterioridad a la fabricación de una estructura se deben preparar planos de taller que suministren la totalidad de la información necesaria para la fabricación de cada uno de los componentes, incluyendo la localización, tipo y dimensiones de las soldaduras y los pernos. Igualmente, los planos de montaje se prepararán con anterioridad al montaje y deberán proporcionar la información necesaria para el montaje de la estructura. Los planos de taller y los de montaje distinguirán claramente entre soldaduras y pernos de taller y de campo e identificarán claramente las conexiones con pernos de alta resistencia que deban ser de deslizamiento crítico o pretensionadas. Los planos de taller y los de montaje deberán ejecutarse teniendo en cuenta la agilidad y economía en la fabricación y el montaje.

F.2.13.2 – FABRICACIÓN

F.2.13.2.1 – Generación de la contraflecha, curvado y enderezado – Se permite la aplicación local de calor o de medios mecánicos para generar o corregir la contraflecha, la curvatura y la rectitud. La temperatura en las áreas sometidas a calentamiento, según mediciones por métodos aprobados, no excederá de 593 °C para aceros A514/A514M y A852/A852M ni de 649 °C para otros aceros.

F.2.13.2.2 – Corte por fusión – Los bordes cortados por fusión deberán satisfacer los requisitos de AWS D1.1, Secciones 5.15.1.2, 5.15.4.3 y 5.15.4.4, excepto que los bordes libres cortados por fusión que no vayan a estar sujetos a fatiga deberán estar libres de socavaciones de fondo redondeado con más de 5 mm de profundidad, y de cualquier muesca en V aguda.

Las socavaciones mayores que 5 mm de profundidad y las muescas que queden después del corte se deberán pulir o reparar con soldadura.

Las esquinas entrantes deberán tener una transición curva. El radio de esta transición no requiere ser mayor que el requerido para el ajuste de la conexión. La superficie que resulta cuando dos cortes libres con llama se encuentran en un punto no se considera una transición curva. Se permiten el uso de una esquina entrante discontinua cuando los materiales a lado y lado de ella estén conectados a una pieza de unión que prevenga la deformación y las concentraciones de esfuerzos asociadas.

Una esquina entrante con un radio de 9.5 mm es adecuada para cargas estáticas. Para piezas que requieren ser ajustadas sin holgura, se considera aceptable el uso de una esquina entrante discontinua si las piezas se conectan cerca a la esquina y por ambos lados de ella. Las ranuras que se corten en perfiles tubulares estructurales (PTE) para insertar platinas pueden ejecutarse con sus extremos semicirculares, o con esquinas redondeadas. Se aceptan extremos en ángulo recto siempre y cuando el borde de la platina se suelde al PTE.

Los destijeres en vigas y los agujeros de acceso de soldadura deberán cumplir con los requisitos geométricos del numeral F.2.10.1.6. Cuando se usen en perfiles que vayan a ser galvanizados, los destijeres de vigas y los agujeros de acceso de soldadura deberán ser pulidos. Para perfiles con un espesor de aleta que no exceda de 51 mm, las superficies cortadas por fusión en destijeres de vigas no tendrán un valor de rugosidad de superficie mayor que 50 pm según lo definido en la norma ASME B46.1. Para destijeres y agujeros de acceso para soldadura en perfiles laminados en caliente ASTM A6/A6M con un espesor de aleta superior a 51 mm, y en perfiles armados soldados con un espesor de material mayor que 51 mm, en los cuales la parte curva se corte por fusión, se aplicará antes del corte una temperatura de precalentamiento no menor que 66 °C. Las superficies de los agujeros de acceso cortados térmicamente en perfiles laminados en caliente ASTM A6/A6M con un espesor de aleta superior a 51 mm, y en perfiles armados con un espesor de material mayor que 51 mm, serán pulidas.

F.2.13.2.3 – Cepillado de Bordes – No se requiere el cepillado o pulido de bordes cizallados o cortados por fusión en platinas o perfiles a menos que así se exija específicamente en los documentos del proyecto o esté previsto en la preparación de bordes estipulada para la soldadura.

F.2.13.2.4 – Construcción Soldada – La técnica de la soldadura, la ejecución, el aspecto y la calidad de la soldadura, así como los métodos a usarse en la corrección de los trabajos no conformes, estarán de acuerdo con AWS D1.1 excepto según las modificaciones anotadas en el numeral F.2.10.20

F.2.13.2.5 – Construcción Pernada – Las partes de los miembros que se conectan con pernos deberán estar bien aseguradas con pasadores o pernos y rígidamente unidas durante el ensamble.

El empleo de pasadores de ensamble en las perforaciones durante el montaje no deberá distorsionar el metal ni agrandar las perforaciones. El alineamiento deficiente de las perforaciones será causa de rechazo.

Las perforaciones de los pernos deberán cumplir con las provisiones de las Especificaciones para Juntas Estructurales Usando Pernos ASTM A325 o A490 del RCSC, Sección 3.3, excepto que se permitirán perforaciones cortadas por fusión siempre y cuando el perfil de rugosidad superficial no exceda 25 pm, tal como se define en ASME B46.1. No son aceptables estrías con más de 1.6 mm de profundidad. Se permiten igualmente las perforaciones ejecutadas con chorro de agua.

En los empalmes se permite el uso de platinas de relleno con ranuras, insertadas completamente, con un espesor total de no más de 6 mm, sin que para el diseño de la conexión se requiera modificar la resistencia calculada de conformidad con el tipo de perforaciones. La orientación de tales platinas de relleno es independiente de la dirección de aplicación de la carga.

El uso de pernos de alta resistencia obedecerá a los requisitos de las Especificaciones para Juntas Estructurales Usando Pernos ASTM A325 o A490 del RCSC, excepto por las modificaciones anotadas en el numeral F.2.10.3.

F.2.13.2.6 – Juntas a Compresión – En juntas a compresión cuya capacidad portante depende total o parcialmente del contacto por aplastamiento, las superficies de contacto de las piezas individualmente fabricadas deberán ser preparadas por cepillado, corte con sierra o por otros medios apropiados.

F.2.13.2.7 – Tolerancias Dimensionales – Las tolerancias dimensionales estarán de acuerdo con el Código de Practicas Estándar para Estructuras Metálicas, Norma Técnica Colombiana ICONTEC.

F.2.13.2.8 – Acabado de Bases de Columnas – Las bases de las columnas y las placas de base deberán tener un acabado de acuerdo con los siguientes requisitos:

(a) Las placas de base de acero con espesor menor o igual que 51 mm podrán utilizarse sin maquinado siempre y cuando se obtenga un contacto satisfactorio en el apoyo. Las placas de base de acero con espesor mayor que 51 mm pero no superior a 102 mm podrán enderezarse por medio de prensas o, cuando no se disponga de éstas, rectificando las superficies de apoyo (excepto según lo especificado en los subpárrafos 2 y 3 de este numeral), para obtener un contacto satisfactorio en el apoyo. Las superficies de contacto en placas de base de acero con espesor mayor que 102 mm deberán ser rectificadas (excepto según lo especificado en los subpárrafos 2 y 3 de este numeral).

(b) No es necesario rectificar las superficies inferiores de las placas de base o de las bases de columnas cuando se usa mortero para obtener una superficie completa de contacto sobre las cimentaciones.

(c) No es necesario rectificar las superficies superiores de las placas de base cuando se proporcionan soldaduras acanaladas de penetración completa entre las columnas y las placas de base.

F.2.13.2.9 – Agujeros para Pernos de Anclaje – Se permite el corte por fusión de los agujeros para pernos de anclaje de acuerdo con las provisiones del numeral F.2.13.2.2.

F.2.13.2.10 – Agujeros de Drenaje – Cuando exista el riesgo de que se acumule agua en el interior de miembros en PTE o en cajón, tanto durante la construcción como en servicio, los miembros deberán ser sellados, provistos con un agujero de drenaje en la base, o protegidos con otros medios apropiados.

F.2.13.2.11 – Requisitos para Miembros Galvanizados – Los miembros y partes a ser galvanizados deberán ser diseñados, detallados y fabricados para garantizar el flujo y el drenaje tanto en los baños de preparación de la superficie como en la inmersión en zinc, así como para evitar la acumulación de presión en partes herméticas.

Véase el documento "Diseño de productos a ser galvanizados por inmersión en caliente después de fabricados", de la Asociación Americana de Galvanizado, y las normas ASTM A123, A153, A384 y A780 para información útil sobre el diseño y detallado de miembros galvanizados. Véanse en el numeral F.2.13.2.2 los requisitos para destijeres en miembros que vayan a ser galvanizados.

F.2.13.3 – PINTURA DE TALLER

F.2.13.3.1 – Requisitos Generales – La preparación de la superficie y la pintura de taller estarán de acuerdo con las provisiones del Código de Practicas Estándar para Estructuras Metálicas, Norma Técnica Colombiana ICONTEC.

No se requiere la aplicación de pintura de taller a menos que se haya especificado en los documentos del proyecto.

F.2.13.3.2 – Superficies Inaccesibles – Con excepción de las superficies de contacto, las superficies que sean inaccesibles después del ensamble de taller deberán ser limpiadas y pintadas previamente cuando así lo requieran los documentos de diseño.

F.2.13.3.3 – Superficies de Contacto – En conexiones tipo aplastamiento se permite la aplicación de pintura sobre las superficies de contacto. Para conexiones de deslizamiento crítico, los requisitos de las superficies de contacto estarán de acuerdo con las Especificaciones para Juntas Estructurales Usando Pernos ASTM A325 o A490 del RCSC, Sección 3.2.2 (b).

F.2.13.3.4 – Superficies con Acabado por Maquinado – Las superficies con acabado por maquinado deberán ser protegidas por medio de un recubrimiento inhibidor de la corrosión que pueda ser removido antes del montaje, o que tenga características que hagan innecesaria su remoción.

F.2.13.3.5 – Superficies Adyacentes a Soldaduras de Campo – A menos que se especifique lo contrario en los documentos de diseño, las zonas que estén a menos de 50 mm de cualquier soldadura de campo estarán libres de cualquier material que pueda impedir la correcta ejecución de la soldadura o producir humos inaceptables durante el proceso.

F.2.13.4 – MONTAJE

F.2.13.4.1 – Alineación de las Bases de las Columnas – Las bases de las columnas deberán quedar bien niveladas y a la elevación correcta y en pleno contacto con las superficies de concreto o mampostería según se especifica en el Código de Practicas Estándar para Estructuras Metálicas, Norma Técnica Colombiana ICONTEC.

F.2.13.4.2 – Estabilidad y Conexiones – La estructura de acero de los edificios deberá erigirse a plomo y con los alineamientos requeridos dentro de los límites definidos por el Código de Practicas Estándar para Estructuras Metálicas, Norma Técnica Colombiana ICONTEC. A medida que avance el montaje, se deben tomar las medidas necesarias para que la estructura pueda resistir las cargas muertas, de montaje y otras que se esperen durante el periodo de montaje. Se deben colocar arriostramientos temporales, de acuerdo con los requisitos del código citado, siempre que sean necesarios para resistir todas las cargas a que pueda estar sometida la estructura, incluyendo los equipos y las cargas asociadas a su operación. Tales arriostramientos deberán dejarse en su sitio durante el tiempo que sea necesario para garantizar la seguridad de la estructura.

F.2.13.4.3 – Alineación – No se dará el apriete final a los pernos ni se ejecutarán las soldaduras definitivas hasta tanto las zonas de la estructura comprendidas dentro del área de influencia de la respectiva conexión hayan sido alineadas de manera apropiada.

F.2.13.4.4 – Ajuste de juntas a compresión en columnas y placas de base – Se aceptará una falta de ajuste en la zona de contacto siempre y cuando la separación no exceda de 1.6 mm, cualquiera que sea el tipo de empalme utilizado (pernado o con soldadura acanalada de penetración parcial). Si la separación excede de 1.6 mm, pero es inferior a 6.4 mm, y si una investigación adecuada muestra que no hay suficiente superficie de contacto, la separación se rellenará con platinas de relleno de acero de espesor constante. Las platinas de relleno podrán ser de acero común, independientemente de la calidad del material principal.

F.2.13.4.5 – Soldaduras de Campo – Las superficies en las juntas y adyacentes a ellas que se vayan a soldar en campo deberán prepararse de manera adecuada para garantizar la calidad de la soldadura. Esta preparación deberá incluir el tratamiento de la superficie necesario para corregir cualquier daño o contaminación que haya ocurrido con posterioridad a la fabricación.

Las soldaduras de campo sobre elementos embebidos en concreto deberán ejecutarse en tal forma que se eviten dilataciones térmicas excesivas de dichos elementos embebidos, las cuales podrían originar resquebrajamiento o agrietamiento del concreto o inducir esfuerzos excesivos en los anclajes.

F.2.13.4.6 – Pintura de Campo – La pintura de campo, los retoques de pintura y la limpieza de la estructura deben ejecutarse de acuerdo con las prácticas aceptadas, las cuales se harán constar explícitamente en los documentos de diseño.

F.2.14 – CONTROL DE CALIDAD Y SUPERVISION TÉCNICA

Este numeral presenta los requisitos mínimos para el control de calidad, la supervisión técnica y la inspección mediante ensayos no destructivos para las estructuras de acero y los elementos de acero de miembros de construcción compuesta para edificios y otras estructuras.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.14.1 – Alcance

F.2.14.2 – Programa de Control de Calidad del Fabricante y el Montador

F.2.14.3 – Documentos del Fabricante y el Montador

F.2.14.4 – Personal a cargo de la Inspección y los Ensayos No Destructivos

F.2.14.5 – Requisitos Mínimos para la Inspección de Edificios de Acero Estructural

F.2.14.6 – Requisitos Mínimos para la Inspección de Construcción Compuesta

F.2.14.7 – Fabricantes y Montadores Certificados

F.2.14.8 – Materiales y Mano de Obra No Conformes

No se incluyen en este numeral el control de calidad ni la supervisión técnica para el refuerzo, los materiales ni el vaciado del concreto para miembros de construcción compuesta. Tampoco se incluyen el control de calidad ni la supervisión técnica para la preparación de superficies ni para los recubrimientos.

F.2.14.1 – ALCANCE – Dentro del alcance del numeral F.2.14, el control de calidad estará a cargo del fabricante y el montador, mientras que la supervisión técnica estará a cargo de otros cuando así sea requerido. Los ensayos no destructivos serán ejecutados por la firma responsable de la supervisión técnica, excepto lo permitido en el numeral F.2.14.7.

Los requisitos de control de calidad y supervisión técnica del numeral F.2.14 se consideran adecuados y efectivos para la mayoría de las estructuras de acero, y se recomienda su aplicación. Cuando se requiera el uso de un plan de aseguramiento de calidad, este numeral presenta los requisitos mínimos que se consideran efectivos para proveer resultados satisfactorios en la construcción de estructuras de acero. En algunos casos pueden resultar recomendables inspecciones suplementarias. Adicionalmente, cuando el programa de control de calidad del fabricante o montador haya demostrado su capacidad para ejecutar algunas de las tareas que dicho plan haya asignado al supervisor técnico, se puede considerar una modificación del mismo, sujeto a la aprobación del diseñador estructural.

Bajo el alcance del numeral F.2.14, no se consideran como fabricantes ni como montadores los productores de los materiales según las normas citadas en el numeral F.2.1.3, ni los fabricantes de tableros metálicos.

F.2.14.2 – PROGRAMA DE CONTROL DE CALIDAD DEL FABRICANTE Y EL MONTADOR – El fabricante y el montador establecerán y mantendrán procedimientos de control de calidad y realizarán inspecciones para asegurar que su trabajo se ejecute de acuerdo con el Capítulo F.2 de este Reglamento y con los documentos del proyecto.

Los procedimientos de identificación de los materiales deberán cumplir con los requisitos del Código de Prácticas Estándar para Estructuras de Acero, Norma Técnica Colombiana ICONTEC, y deberán ser monitoreados por el inspector de control de calidad del fabricante.

El inspector de control de calidad del fabricante deberá inspeccionar como mínimo los siguientes puntos, según sea aplicable:

(a) Soldaduras de taller, uso de pernos de alta resistencia, y detallado de acuerdo con el numeral F.2.14.5.

(b) Superficies cortadas y con acabado en taller, de acuerdo con el numeral F.2.13.2.

(c) Calentamiento en taller para enderezar, dar contraflecha o curvar, de acuerdo con el numeral F.2.13.2.1.

(d) Tolerancias para fabricación en taller, de acuerdo con el Código de Prácticas Estándar para Estructuras de Acero, Norma Técnica Colombiana ICONTEC.

El inspector de control de calidad del montador deberá inspeccionar como mínimo los siguientes puntos, según sea aplicable:

(a) Soldaduras de campo, uso de pernos de alta resistencia, y detallado de acuerdo con el numeral F.2.14.5.

(b) Localización e instalación de tableros metálicos y conectores tipo espigo con cabeza de acuerdo con el numeral F.2.14.6.

(c) Superficies cortadas en campo, de acuerdo con el numeral F.2.13.2.2.

(d) Calentamiento en taller para enderezar, dar contraflecha o curvar, de acuerdo con el numeral F.2.13.2.1.

(e) Tolerancias para montaje en campo, de acuerdo con el Código de Prácticas Estándar para Estructuras de Acero, Norma Técnica Colombiana ICONTEC.

F.2.14.3 – DOCUMENTOS DEL FABRICANTE Y EL MONTADOR

F.2.14.3.1 – Envío de los documentos – Antes de iniciarse las actividades respectivas, el fabricante o el montador enviará al diseñador estructural o a su delegado los documentos que se enumeran a continuación, de acuerdo con el Código de Prácticas Estándar para Estructuras de Acero, Norma Técnica Colombiana ICONTEC:

(a) Planos de taller, excepto cuando éstos hayan sido suministrados por otros.

(b) Planos de montaje, excepto cuando éstos hayan sido suministrados por otros.

F.2.14.3.2 – Disponibilidad de los documentos – Los siguientes documentos deberán mantenerse disponibles en formato electrónico o impresos para revisión por parte del diseñador estructural o su delegado, con anterioridad a las actividades de fabricación o montaje, según sea aplicable:

(a) Para los elementos principales de acero estructural, copias de los reportes de ensayos de los materiales de acuerdo con el numeral F.2.1.3.1.

(b) Para las piezas forjadas y de fundición, copias de los reportes de ensayos de los materiales de acuerdo con el numeral F.2.1.3.2.

(c) Para los conectores, copias de los certificados del productor de acuerdo con el numeral F.2.1.3.3.

(d) Para los conectores de los tableros metálicos, copias de las especificaciones del producto o catálogos publicados por el productor. Las especificaciones deberán incluir la descripción del producto, limitaciones de uso y recomendaciones de instalación.

(e) Para pernos de anclaje y barras roscadas, copias de los reportes de ensayos de los materiales de acuerdo con el numeral F.2.1.3.4.

(f) Para los consumibles de soldadura, copias de los certificados del productor de acuerdo con el numeral F.2.1.3.5.

(g) Para los conectores tipo espigo con cabeza, copias de los certificados del productor de acuerdo con el numeral F.2.1.3.6.

(h) Para los metales de aporte y fundentes para las soldaduras, copias de las hojas de especificaciones del producto o catálogos publicados por el productor. Las especificaciones deberán incluir la descripción del producto, limitaciones de uso, parámetros típicos o recomendados para soldar, y condiciones de almacenamiento y exposición, incluyendo el uso de hornos cuando sea aplicable.

(i) Especificaciones de los procedimientos de soldadura (WPS).

(j) Registros de calificación de los procedimientos (PQR) para procedimientos no incluidos entre los precalificados por la norma AWS D1.1/D1.1M, o por la norma AWS D1.3/D1.3M, según sea aplicable.

(k) Registros de calificación de los soldadores (WPQR) y registros de continuidad.

(l) Manual de control de calidad escrito del fabricante o el montador, según sea aplicable, que deberá incluir como mínimo:

(i) Procedimientos de control del material

(ii) Procedimientos de inspección

(iii) Tratamiento de no conformidades

(m) Calificación de los inspectores de control de calidad del fabricante o el montador, según sea aplicable.

F.2.14.4 – PERSONAL A CARGO DE LA INSPECCIÓN Y LOS ENSAYOS NO DESTRUCTIVOS

F.2.14.4.1 – Calificación de los inspectores de control de calidad – El personal de inspección del control de calidad de la soldadura deberá estar calificado de acuerdo con el programa de control de calidad del fabricante o el montador, según el caso, y de acuerdo con uno de los siguientes requisitos:

(a) Según se define en la norma AWS B5.1, Estándar para la Calificación de Inspectores de Soldadura, o

(b) Según las provisiones de la norma AWS D1.1/D1.1M, artículo 6.1.4, o

(c) Que esté calificado por la Asociación Colombiana de Soldadura y Ensayos no Destructivos, ACOSEND como Inspector de Construcciones soldadas Nivel I

El personal de inspección de control de calidad para los pernos deberá estar calificado con base en entrenamiento y experiencia documentados en la inspección de conexiones estructurales pernadas.

F.2.14.4.2 – Calificación de los inspectores de la supervisión técnica – El personal de inspección de la supervisión técnica de la soldadura deberá estar calificado de acuerdo con la práctica documentada de la firma de supervisión técnica, y de acuerdo con uno de los siguientes requisitos:

(a) Según se define en la norma AWS B5.1, Estándar para la Calificación de Inspectores de Soldadura, o

(b) Según las provisiones de la norma AWS D1.1/D1.1M, artículo 6.1.4, o

(c) Que esté calificado por la Asociación Colombiana de Soldadura y Ensayos no Destructivos, ACOSEND, como Inspector de Construcciones soldadas Nivel II

El personal de inspección de la supervisión técnica para los pernos deberá estar calificado con base en entrenamiento y experiencia documentados en la inspección de conexiones estructurales pernadas.

F.2.14.4.3 – Calificación del personal para los ensayos no destructivos – El personal a cargo de los ensayos no destructivos, distintos de la inspección visual, deberá estar calificado de acuerdo con la práctica documentada de la firma a la que pertenece, práctica que deberá satisfacer o superar los criterios de la norma AWS D1.1/D1.1M, Código de Soldadura Estructural en Acero, artículo 6.14.6, en adición a uno de los siguientes requisitos:

(a) Práctica Recomendada para la Calificación y Certificación de Personal para Ensayos No Destructivos, SNT-TC-1A, de la Sociedad Americana de Ensayos No Destructivos (ASNT), o

(b) Estándar para la Calificación y Certificación de Personal para Ensayos No Destructivos, ASNT CP-189, o

(c) Que este calificado por la Asociación Colombiana de Soldadura y Ensayos no Destructivos, ACOSEND, como Inspector de Ensayos No Destructivos, nivel II

F.2.14.5 – REQUISITOS MINIMOS PARA LA INSPECCION DE EDIFICIOS DE ACERO ESTRUCTURAL

F.2.14.5.1 – Control de calidad – Las actividades de control de calidad deberán ser ejecutadas por el inspector de control de calidad del fabricante o el montador, según sea aplicable, de acuerdo con los numerales F.2.14.5.5, F.2.14.5.7 y F.2.14.5.8.

Las actividades que se presentan en las tablas F.2.14.5-1 a F.2.14.5-3 y en las tablas F.2.14.5.4 a F.2.14.5-6 bajo el encabezamiento Control de Calidad son aquellas inspecciones que debe ejecutar el inspector de control de calidad para asegurar que el trabajo se realice de acuerdo con los documentos del proyecto.

Para la inspección de control de calidad, los documentos del proyecto aplicables serán los planos de taller y los planos de montaje, y las especificaciones, códigos y estándares referenciados que sean aplicables.

F.2.14.5.2 – Supervisión técnica – La inspección por parte del supervisor técnico de los elementos fabricados deberá realizarse en la planta del fabricante. El inspector de la supervisión técnica programará su trabajo de tal manera que se minimicen las interrupciones a los trabajos del fabricante.

La inspección del supervisor técnico para la estructura de acero montada se ejecutará en el sitio del proyecto. El inspector de la supervisión técnica programará su trabajo de tal manera que se minimicen las interrupciones a los trabajos del montador.

El inspector de la supervisión técnica revisará los reportes de ensayos y certificados de los materiales según el listado del numeral F.2.14.3.2 y verificará su ajuste a los documentos del proyecto.

Las actividades de inspección del supervisor técnico estarán a cargo del inspector de la supervisión técnica, de acuerdo con los numerales F.2.14.5.5, F.2.14.5.7 y F.2.14.5.8.

Las actividades que se presentan en las tablas F.2.14.5-1 a F.2.14.5-3 y en las tablas F.2.14.5-4 a F.2.14.5-6 bajo el encabezamiento Supervisión Técnica son aquellas inspecciones que debe ejecutar el supervisor técnico para verificar que el trabajo se realice de acuerdo con los documentos del proyecto.

De manera concurrente con el envío de sus reportes al interventor o al propietario, la firma de supervisión técnica debe enviar al fabricante y al montador:

- Reportes de inspección

- Reportes de ensayos no destructivos

F.2.14.5.3 – Coordinación de actividades de inspección – Cuando una actividad involucre tanto al inspector de control calidad como al inspector de la supervisión técnica, se permite que ambas partes se coordinen de manera que solamente una de ellas realice tal actividad. Se requiere la aprobación del interventor o el diseñador estructural cuando sea el inspector de control de calidad quien realice las labores de inspección y el inspector de la supervisión técnica se apoye en ellas.

F.2.14.5.4 – Inspección de las soldaduras – La observación de las operaciones de soldadura y la inspección visual de soldaduras en proceso o completas constituirán el método básico para confirmar que los materiales, procedimientos y mano de obra estén de conformidad con los documentos del proyecto. Para el acero estructural, aplicarán todas las provisiones de la norma AWS D1.1/D1.1M.

El numeral F.2.10.2 del presente Reglamento contiene excepciones a las disposiciones de la norma AWS D1.1/D1.1M.

Como mínimo, las actividades de inspección de soldadura deben realizarse de acuerdo con las tablas F.2.14.5-1 a F.2.14.5-3. En estas tablas, las tareas de inspección se aplicarán como sigue:

O - Observar de manera aleatoria. Las operaciones no se deben retrasar por estar pendientes estas inspecciones.

P - Practicar estas tareas sobre cada junta soldada o miembro

Tabla F.2.14.5-1

Actividades de Inspección Previas a la Soldadura

Actividades de Inspección previas a la soldadura	Control de Calidad	Supervisión Técnica
Disponibilidad de los procedimientos de soldadura (WPS)	P	P
Disponibilidad de los certificados del productor para los consumibles de soldadura	P	P
Identificación del material	O	O
Sistema de identificación de los soldadores (trazabilidad)	O	O
Ajuste de las soldaduras acanaladas (Incluyendo la geometría)- Preparación de la junta- Dimensiones (alineación, abertura de raíz, cara de la raíz, bisel)- Limpieza (condición de las superficies de acero)- Punteado (calidad y localización de los puntos de soldadura)- Tipo y ajuste de las platinas de respaldo	O	O
Configuración y acabado de los agujeros de acceso	O	O
Ajuste de las soldaduras de filete- Dimensiones (alineación, separación en la raíz)- Limpieza (condición de las superficies de acero)- Punteado (calidad y localización de los puntos de soldadura)	O	O
Revisión de los equipos de soldadura	O

Tabla F.2.14.5-2

Actividades de Inspección Durante la Soldadura

Actividades de Inspección Durante la Soldadura	Control de Calidad	Supervisión Técnica
Empleo de soldadores calificados	O	O
Control y manipulación de los consumibles de soldadura- Empaque- Control de exposición	O	O
Control para evitar soldaduras sobre puntos de soldadura agrietados	O	O
Condiciones ambientales- Velocidad del viento por debajo del límite- Precipitación y temperatura	O	O
Cumplimiento de los procedimientos de soldadura (WPS)- Selección de parámetros en el equipo de soldadura- Velocidad de avance- Uso de los materiales de soldadura seleccionados- Tipo y rata de flujo del gas- Precalentamiento- Mantenimiento de la temperatura entre pases (min/máx)- Posición adecuada	O	O
Técnicas de soldadura- Limpieza entre pases y limpieza final- Ajuste a las dimensiones del perfil en cada pase- Cumplimiento de los requerimientos de calidad en cada pase	O	O

Tabla F.2.14.5-3

Actividades de Inspección sobre la Soldadura Terminada

Actividades de Inspección sobre la Soldadura Terminada	Control de Calidad	Supervisión Técnica
Limpieza	O	O
Tamaño, longitud y localización de las soldaduras	P	P
Criterios visuales de aceptación- grietas- fusión soldadura - metal base- perfiles de soldadura- tamaño de la soldadura- socavación- porosidad	P	P
Golpes de arco	P	P
Soldaduras en la "zona k" (cuando las soldaduras de placas de enchape, platinas de continuidad o rigidizadores involucren la "zona k", el alma en esta zona debe inspeccionarse visualmente hasta una distancia de 75 mm desde la soldadura para detectar la presencia de grietas)	P	P
Remoción de las platinas de respaldo y puntos de soldadura, cuando se requiera	P	P
Actividades de reparación	P	P
Documentación de la aceptación o rechazo de la junta o miembro	P	P

F.2.14.5.5 – Ensayos no destructivos para juntas soldadas

F.2.14.5.5.1 – Procedimiento – Cuando se requieran, los ensayos por ultrasonido, partículas magnéticas, tintas penetrantes y radiografías serán realizados por la supervisión técnica y de acuerdo con la norma AWS D1.1/D1.1M. Los criterios de aceptación serán los definidos en esta misma norma para estructuras cargadas estáticamente, excepto cuando los planos de diseño o las especificaciones del proyecto indiquen algo distinto.

F.2.14.5.5.2 – Ensayos no destructivos para juntas acanaladas de penetración completa – Para estructuras del grupo de uso IV de acuerdo a A.2.5.1 y Sistemas de Resistencia Sísmico de cualquier grupo de uso, se deberán ejecutar ensayos por ultrasonido en todas las juntas acanaladas de penetración completa, a tope, en T o en esquina, en materiales de 7.9 mm o más de espesor y que estén solicitadas por cargas de tensión aplicadas transversalmente. Para juntas de las mismas características en estructuras de los grupos de uso II y III que no hagan parte del Sistema de Resistencia Sísmico, dichos ensayos por ultrasonido se ejecutarán solamente sobre el 10% de las juntas. Estos ensayos formarán parte de la supervisión técnica.

No se requiere la ejecución de ensayos no destructivos para las juntas acanaladas de penetración completa en estructuras del grupo de uso I que no hagan parte de Sistema de Resistencia Sísmico. Tampoco se requieren estos ensayos en juntas acanaladas de penetración completa en materiales de menos de 7.9 mm de espesor, sin importar la categoría de uso de la estructura.

F.2.14.5.5.3 – Ensayos no destructivos para agujeros de acceso – Las superficies cortadas por fusión en agujeros de acceso deberán ser inspeccionadas por partículas magnéticas o tintas penetrantes, cuando el espesor de la aleta sea superior a 51 mm en perfiles laminados, o el espesor del alma sea superior a 51 mm en perfiles armados. No será aceptable ninguna grieta, independientemente de su tamaño o localización. Estos ensayos formarán parte de la supervisión técnica.

Véase el numeral F.2.13.2.2.

F.2.14.5.5.4 – Juntas soldadas sujetas a fatiga – Cuando se requiera según la tabla F.2.17-1 del numeral F.2.17, aquellas juntas soldadas para las cuales se requieran ensayos por ultrasonido o radiografías deberán ser inspeccionadas como parte de la supervisión técnica. No se acepta aplicar una reducción al porcentaje de juntas que se ensayan por ultrasonido.

F.2.14.5.5.5 – Reducción del porcentaje de juntas que se ensayan por ultrasonido – Cuando el diseñador estructural así lo apruebe, se permite una reducción en el porcentaje de juntas que se ensayan por ultrasonido. Cuando el porcentaje básico sea del 100%, se permite reducir a un 25% por cada soldador, siempre y cuando el porcentaje de rechazos, calculado con base en el número de soldaduras en las que se encuentran defectos inaceptables y el número de soldaduras ejecutadas, sea menor que el 5% para dicho soldador. Para este efecto, se deberá tomar una muestra de por lo menos 40 soldaduras completas. Para evaluar el porcentaje de rechazos en soldaduras continuas de más de 1 m de longitud, con una garganta efectiva de 25 mm o menos, cada incremento de 300 mm o fracción se considerará como una soldadura. Para evaluar el porcentaje de rechazos en soldaduras continuas de más de 1 m de longitud, con una garganta efectiva de más de 25 mm, cada incremento de 150 mm o fracción se considerará como una soldadura.

F.2.14.5.5.6 – Incremento del porcentaje de juntas que se ensayan por ultrasonido – Para estructuras de los grupos de uso II y III, donde el porcentaje básico de ensayos por ultrasonido sea del 10%, el porcentaje básico de ensayos para un soldador se incrementará a un 100% siempre que el porcentaje de rechazos, calculado con base en el número de soldaduras en las que se encuentran defectos inaceptables y el número de soldaduras ejecutadas, sea mayor que el 5% para dicho soldador. Para tal efecto, se deberá haber tomado una muestra de por lo menos 20 soldaduras completas antes de aplicar este incremento. Cuando, después de una muestra de por lo menos 40 soldaduras completas, el porcentaje de rechazos haya descendido a un 5% o menos, se podrá volver a trabajar sobre una base del 10% de juntas ensayadas. Para evaluar el porcentaje de rechazos en soldaduras continuas de más de 1 m de longitud, con una garganta efectiva de 25 mm o menos, cada incremento de 300 mm o fracción se considerará como una soldadura. Para evaluar el porcentaje de rechazos en soldaduras continuas de más de 1 m de longitud, con una garganta efectiva de más de 25 mm, cada incremento de 150 mm o fracción se considerará como una soldadura.

F.2.14.5.5.7 – Documentación – Todos los ensayos no destructivos ejecutados deberán quedar documentados. Para fabricación en taller, el reporte de ensayos no destructivos deberá identificar las soldaduras inspeccionadas por el número de la pieza y la localización sobre ella. Para trabajos de campo, el reporte de ensayos no destructivos deberá identificar las soldaduras inspeccionadas por su localización en la estructura, el número de la pieza y la localización sobre ella.

Cuando una soldadura sea rechazada con base en un ensayo no destructivo, el respectivo registro deberá indicar la localización del defecto y la razón del rechazo.

F.2.14.5.6 – Inspección de pernos de alta resistencia – La observación del proceso de suministro e instalación de pernos será el método básico para confirmar que los materiales, procedimientos y mano de obra incorporados en la construcción cumplan con los documentos del proyecto y con las "Especificaciones para juntas estructurales usando pernos de alta resistencia" del Consejo de Investigación de Conexiones Estructurales (RCSC).

(a) Para pernos instalados con apriete ajustado, no se aplican los ensayos de verificación previos a la instalación ni el seguimiento de los procedimientos de instalación indicados en las tablas F.2.14.5-4 y F.2.14.5-5 respectivamente. No se requiere tampoco la presencia de los inspectores de control de calidad y de la supervisión técnica durante la instalación de pernos en juntas con apriete ajustado.

(b) Para juntas pretensionadas y juntas de deslizamiento crítico en las que el instalador esté usando el método del giro de la tuerca con marcas permanentes, indicadores directos de tensión o pernos de tensión controlada, el seguimiento de los procedimientos de instalación será como se indica en la tabla F.2.14.5-5. No se requiere la presencia de los inspectores de control de calidad y ni de la supervisión técnica cuando se usan estos métodos para la instalación de los pernos.

(c) Para juntas pretensionadas y juntas de deslizamiento crítico en las que el instalador esté usando llaves calibradas o el método del giro de la tuerca sin marcas permanentes, el seguimiento de los procedimientos de instalación será como se indica en la tabla F.2.14.5-5. Cuando se usan estos métodos para la instalación de los pernos, se requiere el seguimiento por parte de los inspectores de control de calidad y de la supervisión técnica durante la ejecución de los trabajos.

La inspección del suministro e instalación de los pernos deberá incluir como mínimo lo indicado en las tablas F.2.14.5-4 a F.2.14.5-6. En estas tablas, las tareas de inspección se aplicarán como sigue:

O - Observar de manera aleatoria. Las operaciones no se deben retrasar por estar pendientes estas inspecciones.

P - Practicar estas tareas sobre cada junta pernada.

Tabla F.2.14.5-4

Actividades de Inspección Previas a la Instalación de los Pernos

Actividades de Inspección previas a la instalación de los pernos	Control de Calidad	Aseguramiento de calidad
Disponibilidad de los certificados del productor de los pernos, tuercas y arandelas	O	P
Marcado de los pernos de acuerdo con las normas ASTM	O	O
Adecuada selección de los pernos para el detalle de la junta (grado, tipo, longitud adecuada cuando las roscas deben quedar excluidas del plano de corte)	O	O
Selección adecuada del procedimiento de instalación para el detalle de la junta	O	O
Revisión de los elementos de conexión, incluyendo la adecuada preparación de las superficies de contacto, cuando se requiera	O	O
Ensayos de calibración y verificación previos a la instalación, por el personal de instalación, para los conjuntos de pernos y tuercas y los métodos a utilizarse, observados y documentados	P	O
Adecuado almacenamiento de los pernos, tuercas, arandelas y otros componentes	O	O

Tabla F.2 .14.5-5

Actividadede Inspección Durante la Instalación de los Pernos

Actividades de Inspección Durante la Instalación de los Pernos	Control de Calidad	Aseguramiento de calidad
Conjuntos de pernos y tuercas en condiciones adecuadas, instalados en todas las perforaciones y posicionados según se requiere	O	O
Junta llevada a la condición de apriete ajustado antes del pretensionado	O	O
Restricción de la rotación del componente del conector al que no se aplica giro	O	O
Pernos pretensionados de acuerdo con un método aprobado por el RCSC, y avanzando progresivamente desde el punto más rígido hacia los bordes libres	O	O

Tabla F.2.14.5-6

Actividades de Inspección Posteriores a la Instalación de los Pernos

Actividades de Inspección posteriores a la instalación de los pernos	Control de Calidad	Aseguramiento de calidad
Reporte de aceptación o rechazo de las juntas pernadas.	P	P

F.2.14.5.6 – Otras actividades de inspección – El inspector de control de calidad del fabricante deberá inspeccionar el acero fabricado para verificar su conformidad con los detalles mostrados en los planos de taller, tales como una adecuada aplicación de los detalles de la junta en cada conexión. El inspector de calidad del montador inspeccionará la estructura montada para verificar el cumplimiento de los detalles mostrados en los planos de montaje, tales como riostras, rigidizadores, localización de los miembros y detalles de las conexiones.

El inspector de la supervisión técnica deberá verificar la adecuada instalación de los pernos de anclaje y otros elementos embebidos sobre los cuales se apoye el acero estructural, de manera que se ajusten a los documentos del proyecto. Como mínimo, con anterioridad al vaciado del concreto se deben verificar el diámetro, el material, el tipo y la longitud del perno de anclaje o el elemento embebido.

El inspector de la supervisión técnica debe inspeccionar las piezas fabricadas o la estructura montada, según el caso, para verificar el cumplimiento de los detalles que se muestran en los documentos del proyecto, tales como riostras, rigidizadores, localización de los miembros y detalles de las conexiones.

F.2.14.6 – REQUISITOS MINIMOS PARA LA INSPECCION DE CONSTRUCCION COMPUESTA – La inspección del acero estructural y el tablero metálico usados en una construcción compuesta deben cumplir con los requisitos que se establecen en este numeral.

Para soldar conectores de acero tipo espigo con cabeza o según norma de pernos SAE J429 Grado 2, se aplicarán las provisiones de la norma AWS D1.1/D1.1M "Código de Soldadura Estructural - Acero".

Para la soldadura del tablero metálico, la observación de las operaciones de soldadura y la inspección visual de las soldaduras en proceso y terminadas constituirán el método básico para confirmar que los materiales, procedimientos y la mano de obra están de acuerdo con los documentos del proyecto. Deberán aplicarse todas las provisiones aplicables de la norma AWS D1.3/D1.3M "Código de Soldadura Estructural - Lámina". La inspección de las soldaduras del tablero metálico deberá incluir la verificación previa de los consumibles de soldadura, las especificaciones de los procedimientos de soldadura y la calificación de los soldadores, la observación de las soldaduras durante su ejecución para confirmar que la instalación se haga de acuerdo con las recomendaciones del productor, y una inspección visual una vez se ha completado la instalación.

En la tabla F.2.14.6-1, las tareas de inspección se aplicarán como sigue:

O - Observar de manera aleatoria. Las operaciones no se deben retrasar por estar pendientes estas inspecciones.

P - Practicar estas tareas sobre cada junta del tablero o conector.

Para aquellas actividades de control de calidad marcadas con la anotación "O" en esta tabla, la inspección de control de calidad será realizada por el inspector de control de calidad del montador.

Tabla F.2.14.6-1

Actividades de inspección de elementos de acero en construcción compuesta previas al vaciado del concreto

Actividades de inspección de elementos de acero previas al vaciado del concreto	Control de Calidad	Aseguramiento de calidad
Colocación e instalación del tablero metálico	P	P
Colocación e instalación de los conectores	P	P
Reporte de aceptación o rechazo de los elementos de acero	P	P

F.2.14.7 – MATERIALES Y MANO DE OBRA NO CONFORMES – En cualquier etapa del desarrollo de los trabajos se podrán identificar y rechazar materiales o mano de obra no conformes con los documentos del proyecto. Sin embargo, esta provisión no exonera al propietario o al interventor de su obligación de estar realizando inspecciones programadas y secuenciales a medida que avanzan los trabajos. La existencia de tales materiales o mano de obra no conformes deberá ponerse en conocimiento del fabricante o el montador, según el caso, de manera inmediata.

La corrección de las condiciones de no conformidad en los materiales o la mano de obra deberá contar con la aprobación del diseñador estructural.

De manera concurrente con el envío de sus reportes al interventor o al propietario, la firma de supervisión técnica debe enviar al fabricante y al montador:

- Reportes de no conformidad

- Reportes de reparaciones, reemplazos o aceptación de los ítems no conformes.

F.2.15 – DISEÑO BASADO EN UN ANÁLISIS INELÁSTICO

En este numeral se trata el diseño basado en un análisis inelástico, considerando la redistribución de las fuerzas y momentos en los miembros y conexiones que ocurre cuando se presenta una fluencia localizada.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.15.1 – Provisiones generales

F.2.15.2 – Requisitos de Ductilidad

F.2.15.3 – Requisitos del Análisis

F.2.15.1 – PROVISIONES GENERALES – La resistencia de diseño del sistema estructural, de sus miembros y conexiones deberá ser igual o superior a la resistencia requerida determinada a partir del análisis inelástico. Las provisiones del numeral F.2.15 no son aplicables a un diseño sísmico.

El análisis inelástico deberá considerar: (1) las deformaciones por flexión, cortante y carga axial en los miembros, y todas las demás deformaciones en los componentes y conexiones que contribuyan a los desplazamientos de la estructura; (2) los efectos de segundo orden (incluyendo los efectos P-A y P-5); (3) las imperfecciones geométricas; (4) la reducción de la rigidez que resulta del comportamiento inelástico, incluyendo los efectos de los esfuerzos residuales y la fluencia parcial en la sección transversal; y (5) las incertidumbres en la rigidez y la resistencia del sistema, los miembros y las conexiones.

Los estados límites de resistencia que pueda identificar un análisis inelástico que incorpore todos los requisitos anteriores no están sujetos a las provisiones correspondientes del Capítulo F.2 cuando dicho análisis proporciona un nivel comparable o superior de confiabilidad. Los límites de resistencia que no pueda detectar el análisis inelástico deberán ser evaluados usando las provisiones correspondientes de los numerales F.2.4, F.2.5, F.2.6, F.2.7, F.2.8, F.2.9, F.2.10 y F.2.11.

Las conexiones deberán cumplir con los requisitos del numeral F.2.2.3.5.

Deberá verificarse que los miembros y las conexiones sujetos a deformaciones inelásticas tengan la ductilidad adecuada, de manera consistente con el comportamiento que se espera de la estructura. No se permite la redistribución de fuerzas sobre la base de que un miembro o conexión falle por rotura.

Se permite el uso de cualquier método que se base en un análisis inelástico para dimensionar los miembros y conexiones de manera que se satisfagan estos requisitos generales. Este es el caso de un método de diseño que se base en un análisis inelástico que satisfaga los anteriores requisitos de resistencia, los requisitos de ductilidad del numeral F.2.15.2 y los requisitos de análisis del numeral F.2.15.3.

F.2.15.2 – REQUISITOS DE DUCTILIDAD – Los miembros y conexiones que tengan elementos que puedan llegar a la fluencia deben ser dimensionados de tal manera que en cada uno de ellos la totalidad de la demanda de deformación inelástica sea menor o igual que la respectiva capacidad de deformación inelástica. Como alternativa a la demostración explícita de esta condición, se deben satisfacer los siguientes requerimientos para aquellos miembros en los cuales se puedan formar rótulas plásticas:

F.2.15.2.1 – Materiales – Los miembros en los que se espera que se presenten rótulas plásticas deberán tener un esfuerzo de fluencia mínimo especificado no mayor que 450 MPa.

F.2.15.2.2 – Sección Transversal – En un punto de un miembro donde se pueda formar una rótula plástica, la sección transversal debe ser de simetría doble y ninguno de sus elementos a compresión debe tener una relación ancho-espesor mayor que , donde   es igual al definido en la tabla F.2.2.4-1b con las siguientes modificaciones:

(a) Para la relación ancho-espesor (h/tw) en el alma de miembros con sección en I, perfiles tubulares estructurales (PTE) rectangulares y secciones en cajón solicitados por flexión y compresión combinadas

donde:

E = módulo de elasticidad del acero =200 000 MPa

F_y = esfuerzo mínimo de fluencia especificado para el tipo de acero usado, MPa

h = como se define en la sección F.2.2.4.1, mm

P_u = resistencia requerida a compresión, N

Py = resistencia del miembro a la fluencia = FyAg, N

t_w = espesor del alma, mm

 = coeficiente de reducción de resistencia para flexión = 0.90

b) Para la relación ancho-espesor (b/t) de aletas de secciones en cajón y PTE, cubreplacas en aletas y platinas de diafragma entre líneas de pernos o soldaduras:

 (F.2.15.2-3)

donde:

b = como se define en la sección F.2.2.4.1, mm

t = como se define en la sección F.2.2.4.1, mm

(c) Para la relación diámetro-espesor (D/t) de PTE circulares a flexión:

 (F.2.15.2-4)

donde:

D = diámetro exterior del PTE circular (mm)

F.2.15.2.3 – Longitud no arriostrada – Sobre un segmento de un miembro prismático que contenga rótulas plásticas, la longitud sin arriostramiento lateral, L_b, no debe ser mayor que L_pd, calculada como sigue. Para miembros solicitados por flexión únicamente, o por flexión y tensión axial, L_b se tomará como la longitud entre puntos arriostrados contra el desplazamiento lateral de la aleta a compresión, o entre puntos arriostrados para impedir la torsión se la sección transversal. Para miembros solicitados por flexión y compresión axial, L_b se tomará como la longitud entre puntos arriostrados tanto contra el desplazamiento lateral en dirección del eje menor como contra la torsión de la sección transversal.

(a) Para miembros de sección en I solicitados por flexión sobre el eje mayor:

 (F.2.15.2-5)

donde:

r_y = radio de giro respecto al eje y, mm

(i) Cuando la magnitud del momento flector en cualquier punto a lo largo de la longitud no arriostrada es mayor que M ₂:

Mj/M₂ -+1 (F.2.15.2-6a)

En caso contrario:

(ii) Cuando

(iii) Cuando

donde:

Mi = menor momento de extremo para la longitud no arriostrada, Nwm

M₂ = mayor momento de extremo para la longitud no arriostrada, N^mm. Se toma positivo en todos los casos.

Mmid = momento en el punto medio de la longitud no arriostrada, N-mm

Mi = momento efectivo en el extremo opuesto a M₂ de la longitud no arriostrada, N-mm

Los momentos M₁ y M_mi| se toman individualmente como positivos cuando causan compresión sobre la misma aleta que M₂ y como negativos en caso contrario.

(b) Para barras rectangulares sólidas, PTE rectangulares y vigas de sección en cajón solicitados por flexión alrededor de su eje mayor:

Para todo tipo de miembros solicitados por compresión axial y que contengan rótulas plásticas, las longitudes sin arriostramiento lateral para los ejes mayor y menor de la sección transversal no debe ser superiores a  y  respectivamente.

En los siguientes casos no se establece un límite para el valor de L_p| en miembros que contengan rótulas plásticas:

- Miembros con sección transversal circular o rectangular solicitados solamente por flexión o por flexión y tensión combinadas.

- Miembros solicitados solamente por flexión alrededor de su eje menor, o por una combinación de tensión y flexión alrededor de su eje menor.

- Miembros solicitados únicamente por tensión.

F.2.15.2.4 – Fuerza axial – Para asegurar una adecuada ductilidad en miembros a compresión que contengan rótulas plásticas, la resistencia requerida a carga axial de compresión debe ser menor o igual que 0.75F_yA_g

F.2.15.3 – REQUISITOS DEL ANÁLISIS – El análisis estructural debe satisfacer los requisitos generales del numeral F.2.15.1. Se permite demostrar el cumplimiento de estos requisitos mediante un análisis de segundo orden que se ajuste a los requerimientos de este numeral.

Como excepción, se permite el uso de un análisis inelástico o plástico de primer orden para vigas continuas no solicitadas por compresión axial, caso en el cual no se aplican los requisitos de los numerales F.2.15.3.2 y F.2.15.3.3.

F.2.15.3.1 – Propiedades de los Materiales y Criterios de Fluencia – El esfuerzo de fluencia mínimo especificado, F_y, y la rigidez de todos los miembros y conexiones deben multiplicarse por un factor de reducción igual a 0.90 para efectos del análisis, excepto según lo especificado en el numeral F.2.15.3.3.

La influencia de la carga axial, el momento flector sobre el eje mayor y el momento flector sobre el eje menor deberán incluirse en el cálculo de la respuesta inelástica.

La resistencia plástica de la sección transversal del miembro se representará en el análisis ya sea mediante un criterio de fluencia elástico - perfectamente plástico, expresado en términos de la fuerza axial, el momento flector sobre el eje mayor y el momento flector sobre el eje menor, o a través del modelado explícito de la respuesta esfuerzo- deformación del material como elástica - perfectamente plástica.

F.2.15.3.2 – Imperfecciones Geométricas – El análisis debe incluir los efectos de las imperfecciones geométricas iniciales. Esto se debe hacer modelando explícitamente las imperfecciones según se especifica en el numeral F.2.3.2.2.1 o mediante la aplicación de cargas ficticias equivalentes según se especifica en el numeral F.2.3.2.2.2.

F.2.15.3.3 – Efectos de los Esfuerzos Residuales y de la Fluencia Parcial – El análisis debe tener en cuenta la influencia de los esfuerzos residuales y de la fluencia parcial. Esto se debe hacer modelando explícitamente estos efectos en el análisis o reduciendo la rigidez de todos los componentes según se especifica en el numeral F.2.3.2.3.

Cuando se apliquen las provisiones del numeral F.2.3.2.3:

(a) En lugar de reducir la rigidez por el factor de 0.90 especificado en el numeral F.2.15.3.1, el módulo elástico E debe multiplicarse por un factor de 0.80, según se especifica en el numeral F.2.3.2.3, y

(b) El criterio de comportamiento elástico - perfectamente plástico, expresado en términos de la fuerza axial, el momento flector sobre el eje mayor y el momento flector sobre el eje menor, debe satisfacer el límite de resistencia de la sección transversal definido por las ecuaciones F.2.8.1-1a y F.2.8.1-1b, tomando

F.2.16 – EMPOZAMIENTO

Este numeral proporciona métodos para determinar si un sistema de cubierta tiene la rigidez y la resistencia adecuadas para evitar una falla por empozamiento.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.16.1 – Método Simplificado para diseño por empozamiento.

F.2.16.2 – Método Completo para diseño por empozamiento.

F.2.16.1 – METODO SIMPLIFICADO PARA DISEÑO POR EMPOZAMIENTO – El sistema de cubierta se considerará estable para empozamiento y no requerirá más revisiones si se cumplen las dos condiciones siguientes:

donde:

L_p = espaciamiento de las columnas en dirección de las vigas principales (longitud de los miembros principales), m

L_S = espaciamiento de las columnas en dirección perpendicular a las vigas principales (longitud de los miembros secundarios), m

S = espaciamiento de los miembros secundarios, m

I_p = momento de inercia de los miembros principales, mm⁴

I_s = momento de inercia de los miembros secundarios, mm⁴

I_| = momento de inercia por metro del tablero metálico que se apoya sobre los miembros secundarios, mm⁴.

Para armaduras y vigas de acero en celosía, el cálculo de los momentos de inercia I_p e I_s a utilizarse en las anteriores fórmulas deberá incluir los efectos de las deformaciones en el alma del miembro.

Cuando el momento de inercia se calcule únicamente con base en las áreas de los miembros principales de la armadura o la viga en celosía, la reducción en el momento de inercia debida a las deformaciones en el alma se puede tomar con un valor típico del 15%.

Un tablero metálico se considerará como miembro secundario cuando esté soportado directamente por los miembros primarios.

F.2.16.2 – METODO COMPLETO PARA DISEÑO POR EMPOZAMIENTO – Cuando se requiera un cálculo más exacto de la rigidez de la cubierta, se pueden utilizar las provisiones que se presentan a continuación en lugar del método del numeral F.2.16.1.

El índice de esfuerzo se define como:

donde:

f₀ = esfuerzo producido por la combinación de carga (D + R)

D = carga muerta nominal

R = carga nominal debida al agua de lluvia o granizo, sin incluir la contribución del empozamiento, MPa.

En una estructura de cubierta constituida por miembros principales y secundarios, la rigidez combinada será adecuada para prevenir el empozamiento si:

- Para el miembro principal, el valor de la constante de flexibilidad, C., calculado según el numeral anterior, es menor que el límite superior correspondiente obtenido de la figura F.2.16-1 a partir del índice de esfuerzo del miembro principal, U_., y del coeficiente de flexibilidad de los miembros secundarios, C_s, ^y

- Para el miembro secundario, el valor de la constante de flexibilidad, C_s, calculado según el numeral anterior, es menor que el límite superior correspondiente obtenido de la figura F.2.16-2 a partir del índice de esfuerzo del miembro secundario, U_s, y del coeficiente de flexibilidad de los miembros principales, C_p.

Cuando la rigidez combinada no sea suficiente, se deberá aumentar la rigidez de las vigas principales, o de las secundarias, o de ambas, para satisfacer las condiciones requeridas.

Figura F.2.16.2-1 - Limite superior del coeficiente de flexibilidad para los miembros principales.

Figura F.2.16.2-2 – Limite superior del coeficiente de flexibilidad para los miembros secundarios.

Para una estructura de cubierta consistente en una serie de vigas igualmente espaciadas y apoyadas sobre muros, la rigidez se evaluará considerando las vigas como miembros secundarios apoyados sobre un miembro principal infinitamente rígido. Para este caso se entra a la Figura F.2.16-2 con el índice de esfuerzo calculado, U_s. El valor limite de C_s está determinado por la intersección de una línea horizontal correspondiente al valor de U_s con la curva para C_p - 0.

La deflexión por empozamiento debida al tablero metálico es por lo general una parte muy pequeña de la deflexión total por empozamiento del panel de techo, de manera que usualmente basta con limitar su momento de inercia (por metro de ancho normal a su luz) a 39401⁴ mm⁴/m, donde l es la luz.

Para una estructura de cubierta consistente en tableros metálicos apoyados en vigas que a su vez se apoyan en columnas, la rigidez se evaluará con base en las Figura F.2.16-1 o F.2.16 -2, tomando C_s como la constante de flexibilidad para 1 m de ancho del panel de cubierta (S = 1.°).

F.2.17 – DISEÑO POR FATIGA

Esta sección se aplica a miembros y conexiones sometidas a un alto número de ciclos de carga, en el rango elástico de esfuerzos y con frecuencia y magnitud suficientes para iniciar grietas y falla progresiva en lo que se define como el estado límite de fatiga.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.17.1 – Generalidades

F.2.17.2 – Cálculo de Esfuerzos Máximos y Rangos de Esfuerzos Admisibles

F.2.17.3 – Rango de esfuerzos admisibles

F.2.17.4 – Pernos y Partes Roscadas

F.2.17.5 – Requisitos Especiales de Fabricación y Montaje

F.2.17.1 – GENERALIDADES – Esta sección se aplica a esfuerzos calculados para condiciones de servicio. El esfuerzo máximo permitido bajo cargas de servicio (no mayoradas) es de 0.66F_y.

El rango de esfuerzos se define como la magnitud de la variación de los esfuerzos debida a la aplicación o remoción de la carga viva de servicio. En el caso de inversión de esfuerzos, el rango de esfuerzos se calcula como la suma numérica de los esfuerzos repetidos máximos de tensión y compresión o la suma numérica de los esfuerzos cortantes máximos en sentidos opuestos en el punto de probable iniciación de grietas.

En el caso de soldaduras acanaladas de penetración completa, el rango máximo de esfuerzos admisibles calculado con la fórmula F.2.17.3-1 aplica únicamente a soldaduras que hayan sido inspeccionadas con radiografías o ultrasonido y cuya calidad satisfaga los requisitos del código AWS D1.1.

No se requiere evaluar la resistencia a fatiga en los siguientes casos:

(a) Cuando el rango de esfuerzos por carga viva es menor que el umbral del rango de esfuerzos admisibles, F_TH. Véase la tabla F.2.17-1.

(b) Para miembros fabricados de perfiles o láminas cuando el número de ciclos de aplicación de la carga viva es menor que 20,000.

(c) Para miembros fabricados de perfiles tubulares estructurales (PTE) en estructuras tipo edificio sujetas a cargas de viento.

La resistencia a carga cíclica determinada en este numeral es aplicable a estructuras expuestas solamente a ambientes corrosivos normales, o con sistemas adecuados de protección a la corrosión, y sujetas a temperaturas que no excedan de 150°C.

El diseñador estructural deberá suministrar detalles completos de las conexiones, incluyendo tamaños de soldadura, o especificar el número esperado de ciclos de carga y los rangos máximos de momentos, cortantes y cargas axiales en las conexiones.

F.2.17.2 – CÁLCULO DE ESFUERZOS MÁXIMOS Y RANGOS DE ESFUERZOS – Los esfuerzos calculados se obtendrán con base en un análisis elástico. Dichos esfuerzos no se amplificarán por factores de concentración de esfuerzos asociados a las discontinuidades geométricas.

Para pernos y barras roscadas sujetos a fuerzas axiales de tensión, los esfuerzos calculados deben incluir los efectos de palanca, si los hubiere. En el caso de cargas axiales combinadas con flexión, los valores máximos para cada tipo de esfuerzo se determinarán teniendo en cuenta las condiciones concurrentes de las cargas aplicadas.

Para miembros de sección transversal simétrica, los pernos y soldaduras deberán distribuirse simétricamente alrededor del eje del miembro, o en caso contrario el rango de esfuerzos totales deberá incluir los esfuerzos debidos a las excentricidades generadas.

Para miembros en perfil angular solicitados por carga axial, en los que el centro de gravedad de las soldaduras de conexión esté localizado entre la línea del centro de gravedad de la sección transversal del ángulo y el centro de la aleta conectada, se pueden ignorar los efectos de la excentricidad. Si el centro de gravedad de las soldaduras de conexión está localizado por fuera de esta zona, los esfuerzos totales, incluidos los debidos a la excentricidad de la junta, deben considerarse en el cálculo del rango de esfuerzos.

F.2.17.3 – RANGO DE ESFUERZOS ADMISIBLES – El rango de esfuerzos bajo cargas de servicio debe ser menor o igual que el rango de esfuerzos admisibles calculado como sigue:

(a) Para las categorías de esfuerzos A, B, B', C, D, E y E', el rango de esfuerzos admisibles, F_SR, se determinará por la fórmula:

 (F.2.17.3-1)

donde:

F_SR = rango de esfuerzos admisibles, MPa

C_f = constante de la tabla F.2.17-1, para la categoría en consideración

n_SR = número de ciclos de carga durante la vida útil.

F_TH = umbral del rango de esfuerzos admisibles, rango máximo de esfuerzos para el cual seadmite una vida útil indefinida. Véase la tabla F.2.17-1, MPa

(b) Para la categoría de esfuerzos F, el rango de esfuerzos admisibles, F_SR, se determinará por medio de la fórmula:

 (F.2.17.3-2)

(c) Para una platina solicitada por cargas de tensión, conectada en sus extremos mediante detalles en cruz, en T o de esquina, con soldaduras acanaladas de penetración completa, soldaduras acanaladas de penetración parcial, soldaduras de filete, o combinaciones de las anteriores, siendo las soldaduras transversales a la dirección del esfuerzo, el rango de esfuerzos admisibles en la sección transversal de la platina solicitada por tensión, sobre la línea de borde de la soldadura, se determinará como sigue:

(i) Con base en que la grieta se inicie desde el borde de la soldadura en la platina a tensión, el rango de esfuerzos admisibles, F_SR, se determinará con la fórmula F.2.17.3-3, para la categoría de esfuerzos C, como sigue:

 (F.2.17.3-3)

(ii) Con base en que la grieta se inicie desde la raíz de la soldadura en la platina a tensión, cuando se usen soldaduras acanaladas de penetración parcial, transversales a la dirección del esfuerzo, con o sin filetes de refuerzo o de contorno, el rango de esfuerzos admisibles, F_SR, sobre la sección transversal tomada por el borde de la soldadura, se calculará con la fórmula F.2.17.3-4 para la categoría de esfuerzos C', como sigue:

 (F.2.17.3-4)

donde:

R_PJP es el factor de reducción para soldaduras acanaladas de penetración parcial, transversales a la dirección del esfuerzo, reforzadas o no reforzadas, que se calcula como sigue:

Si Rpjp - 1, se debe utilizar la categoría de esfuerzos C.

2a = longitud de la cara de la raíz no soldada, medida en dirección del espesor de la platina a tensión, mm

w = tamaño del filete de refuerzo o de contorno, si lo hay, en la dirección del espesor de la platina a tensión, mm

t_p = espesor de la platina a tensión, mm

(iii) Con base en el inicio de la grieta desde las raíces de un par de soldaduras transversales de filete en lados opuestos de la platina a tensión, el rango de esfuerzos admisibles, F_SR, sobre la sección transversal tomada por el borde de la soldaduras, se calculará con la fórmula F.2.17.3-5, para la categoría de esfuerzos C", como sigue:

 (F.2.17.3-5)

donde:

R_FIL es el factor de reducción para juntas donde se use únicamente un par de soldaduras transversales de filete.

Si R_FIL -1.° se debe utilizar la categoría de esfuerzos C.

F.2.17.4 – PERNOS Y PARTES ROSCADAS – El rango de esfuerzos para cargas de servicio estará limitado por el rango de esfuerzos admisibles como sigue:

(a) Para conexiones con conectores mecánicos, cargadas a cortante, el rango de esfuerzos bajo cargas de servicio en el material conectado debe ser menor o igual que el rango de esfuerzos admisibles calculado con la fórmula F.2.17.3-1, donde A_sr y A_sr deben obtenerse de la sección 2 de la tabla F.2.17-1.

(b) Para pernos de alta resistencia, pernos comunes y pernos de anclaje con roscas laminadas o cortadas, el rango de esfuerzos de tensión sobre el área neta para tensión, debidos a la carga axial y el momento aplicados más el efecto de la acción de palanca, debe ser menor o igual que el rango de esfuerzos admisibles calculado con la fórmula F.2.17.4-1. El factor A_sr se tomará como 3.9 x 10⁸ (como para la categoría de esfuerzos E'). El umbral del rango de esfuerzos, A_sr, se tomará como 48 MPa (como para la categoría de esfuerzos D).

 (F.2.17.4-1)

El área neta a tensión está dada por la siguiente fórmula:

 (F.2.17.4-2)

donde:

p = paso de la rosca, mm

d_b = diámetro nominal del perno, mm

Para juntas en las que se pueda tener algún material distinto de acero entre las piezas incluidas en el agarre, o para juntas no tensionadas según los requisitos de la tabla F.2.10.3-1, se supondrá que todas las cargas axiales y los momentos aplicados a la junta más los efectos de la acción de palanca serán atendidos exclusivamente por los pernos o barras roscadas.

Para juntas en las cuales el material que se agarra se limite a acero, y que sean tensionadas de acuerdo con los requisitos de la tabla F.2.10.3-1, se permite hacer un análisis de las rigideces relativas de las partes conectadas y de los pernos para determinar el rango de esfuerzos de tensión en los pernos pretensionados, bajo la carga axial, el momento y los efectos de la acción de palanca, asociados a las cargas vivas de servicio. Alternativamente el rango de esfuerzos en los pernos puede suponerse igual al esfuerzo que, sobre el área neta a tensión, causaría el 20% de los valores absolutos de la carga axial y el momento asociados a la totalidad de las cargas de servicio, incluyendo carga viva, carga muerta y otras cargas.

F.2.17.5- REQUISITOS ESPECIALES DE FABRICACION Y MONTAJE - Se permite dejar sin remover las platinas de respaldo longitudinales. Siempre que se utilicen, estas platinas deben ser continuas. Cuando, en juntas largas, se requiera empatarlas, las platinas de respaldo longitudinales deberán unirse con soldaduras a tope de penetración completa y el refuerzo deberá ser pulido antes del ensamble de la junta.

En juntas transversales sometidas a tensión donde se usen platinas de respaldo, se deberá proceder a removerlas, buscar la raíz y soldar por el respaldo.

En juntas transversales en T y de esquina, de penetración completa, debe añadirse una soldadura de filete de refuerzo, de 6 mm o mayor, en las esquinas entrantes.

En bordes cortados con llama que puedan ser sometidos a ciclos de carga con rangos de esfuerzos de tensión, la rugosidad superficial debe ser menor que 25 micras.

Las esquinas entrantes en cortes, destijeres y agujeros de acceso de soldaduras deberán tener radios mayores o iguales a 10 mm, obtenidos mediante taladrado o por punzonado a un diámetro menor para ser luego rimados, o usando corte térmico para formar el radio de corte. Si la porción con radio se forma mediante corte térmico, la superficie cortada debe ser pulida hasta obtener una superficie de metal brillante.

Para juntas transversales a tope en zonas con esfuerzos de tensión importantes, deben utilizarse platinas de extensión para que la terminación de la soldadura quede por fuera de la junta. Estas platinas de extensión deberán ser removidas y el extremo de la soldadura deberá tener un acabado a ras con el borde del miembro. No se usarán platinas de contención en los extremos.

Véase la sección F.2.10.2.2.2 para los requisitos aplicables a los retornos de extremo en algunas soldaduras de filete sometidas a cargas cíclicas de servicio.

Tabla F.2.17-1

Parámetros para Diseño por Fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante.A	Umbral AsrMPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCION 1- MATERIAL EN ZONAS ALEJADAS DE SOLDADURAS
1.1 Metal base, excepto acero resistente a la corrosión atmosférica sin pintar, con acabado de laminación o limpieza superficial. Bordes cortados con llama con un valor de rugosidad superficial de 25 micras o menos, pero sin esquinas entrantes.	A	250 x108	165	Alejado de toda soldadura o conexión estructural

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Parámetros para Diseño por Fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral AsrMPa	Punto potencial de inicio de grieta
1.2 Metal base de acero resistente a la corrosión atmosférica sin pintar, con acabado de laminación o limpiezasuperficial. Bordes cortados con llama con un valor de rugosidad superficial de 25 micras o menos, pero sin esquinas entrantes.	B	120 x 108	110	Alejado de toda soldadura o conexión estructural
1.3 Miembros con perforaciones taladradas o rimadas.Miembros con esquinasentrantes en destijeres, cortes y otras discontinuidadesgeométricas, ejecutados según los requisitos de F.2.17.5, sin incluir agujeros de acceso de soldadura.	B	120 x108	110	En cualquier borde externo o en el perímetro de la perforación.
1.1 Perfiles laminados con agujeros de acceso de soldadura que cumplan con los requisitos de las secciones F.2.10.1.6 y F.2.17.5. Miembros conperforaciones taladradas o rimadas para fijación de arriostramientos livianos, donde se tiene una pequeña componente longitudinal de la fuerza en la riostra	C	44 x 108	69	En la esquina del agujero de acceso de soldadura o en cualquier perforación pequeña (puede contener un perno para conexiones menores.
SECCION 2 - MATERIAL CONECTADO EN JUNTAS CONECTADAS MECÁNICAMENTE
2.1 Área bruta del material base en juntas traslapadasconectadas con pernos de alta resistencia, para juntas que cumplan todos los requisitos aplicables a conexiones de deslizamiento crítico.	B	120 x 108	110	A través de la sección bruta cercana a la perforación.
2.2 Metal base en la sección neta de juntas con pernos de alta resistencia diseñadas por aplastamiento, pero fabricadas e instaladas con todos los requisitosaplicables a conexiones de deslizamiento crítico.	B	120 x 108	110	En la sección neta, iniciando a los lados de la perforación.
2.3 Metal base en la sección neta de otras juntas conectadas mecánicamente, sin incluir barras de ojo ni platinas para pasadores.	D	22 x 108	48	En la sección neta, iniciando a los lados de la perforación.
2.1 Metal base en la sección neta de barras de ojo o platinas para pasadores.	E	11 x 108	31	En la sección neta, iniciando a los lados de la perforación.

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral Asr MPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCION 3- JUNTAS SOLDADAS ENTRE COMPONENTES DE MIEMBROS ARMADOS.
3.1 Metal base y metal de la soldadura en miembros sin accesorios, armados a partir de platinas o perfiles conectados con soldaduras longitudinales continuas.Estas soldaduras pueden ser soldaduras acanaladas, de penetración completa, buscando la raíz y aplicando cordón de respaldo, o soldaduras de filete.	B	120 x 108	110	En discontinuidades superficiales o internas en la soldadura, lejos del extremo de la soldadura.
3.2 Metal base y metal de la soldadura en miembros sin accesorios, armados a partir de platinas o perfiles conectados con soldaduras longitudinales continuas,siendo estas soldaduras acanaladas, de penetración completa, con platina de respaldo que no se remueve, o soldaduras acanaladas de penetración parcial.	B'	61 x 108	83	En discontinuidades superficiales o internas en las soldaduras, incluyendo las soldaduras de fijación de las platinas de respaldo.
3.3 Metal base y metal de la soldadura en el extremo de las soldaduraslongitudinales, sobreagujeros de acceso de soldadura en miembros armados que se empalman.	D	22 x 108	48	Desde el extremo de la soldadura hacia el alma o las aletas.
3.4 Metal base en los extremos de los segmentos de soldaduras longitudinalesintermitentes de filete.	E	11 x 108	31	En el material conectado al principio y al final de cualquier segmento de soldadura.
3.5 Metal base en los extremos de cubreplacas soldadas de longitud parcial, másestrechas que la aleta, con extremos rectangulares o con reducción del ancho, y con o sin soldaduras transversales en losextremos; y cubreplacas más anchas que la aleta con soldaduras transversales en los extremos.Espesor de aleta < 20 mm Espesor de aleta > 20 mm	E E'	11 x 1083.9 x 108	3118	En la aleta sobre el borde de la soldadura del extremo, o en la aleta donde termina la soldadura longitudinal, o en el borde de la aleta para cubreplacas anchas.
3.1 Metal base en los extremos de cubreplacas soldadas de longitud parcial, más anchas que la aleta, sin soldaduras transversales en losextremos.	E'	3.9 x 108	18	En el borde de la aleta al final de la soldadura de la cubreplaca.

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral Asr MPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCION 4- CONEXIONES DE EXTREMO CON SOLDADURAS LONGITUDINALES DE FILETE
4.1 Metal base en la unión entre miembros cargadosaxialmente usandosoldaduras longitudinales en los extremos. Lassoldaduras deberánlocalizarse a lado y lado del eje del miembro para tener esfuerzos balanceados en las soldaduras.t < 12 mmt > 12 mm	E E'	11 x 1083.9 x 108	3118	Iniciando en el extremo de cualquier terminación de soldadura y extendiéndose en el metal base.

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción

Categoría de esfuerzos

Constante Ai

Umbral Asr MPa

Punto potencial de inicio de grieta

SECCION 5. JUNTAS SOLDADAS TRANSVERSALES A LA DIRECCION DE LOS ESFUERZOS

5.1 Metal base y metal de la soldadura en, o adyacente a, empalmes con soldaduras acanaladas de penetración completa, en perfiles laminados o armados, con las soldaduras pulidas paralelamente a la dirección del esfuerzo. La calidad de la soldadura debe ser verificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con los requisitos de la norma AWS D1.1.	B	120 x108	110	Desde discontinuidades internas en el metal de la soldadura o a lo largo de la cara de la fusión.
5.2 Metal base y metal de la soldadura en, o adyacente a, empalmes con soldaduras acanaladas de penetración completa, con las soldaduras pulidas paralelamente a la dirección del esfuerzo, con transiciones en el ancho o el espesor con una pendiente no mayor que 1:2.5. La calidad de la soldadura debe ser verificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con los requisitos de las secciones 6.12 y 6.13 de la norma AWS D1.1.	B	120 x 108 61 x 108	110 83	Desde discontinuidades internas en el metal de la soldadura o a lo largo de la cara de la fusión o al principio de la transición cuando CfMPa

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral Asr MPa	Punto potencial de inicio de grieta
5.3 Metal base con  MPa y metal de la soldadura en, o adyacente a, empalmes con soldaduras acanaladas de penetración completa, con las soldaduras pulidas paralelamente a la dirección del esfuerzo, en transiciones en el ancho hechas con un radio no menor que 600 mm estando el punto de tangencia en el extremo de la soldadura acanalada. La calidad de la soldadura debe serverificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con los requisitos de las secciones 6.12 y 6.13 de la norma AWS D1.1.	B	120 x 108	110	Desde discontinuidades internas en el metal de la soldadura o discontinuidades a lo largo de la cara de la fusión.
5.4 Metal base y metal de la soldadura en, o adyacente a, el borde de empalmes y juntas en T o de esquina, de penetración completa, con o sin transiciones en el espesor, con una pendiente no mayor que 1: 2.5, cuando no se retira la sobremonta de la soldadura. La calidad de la soldadura debe ser verificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con los requisitos de la norma AWS D1.1.	C	44 x 108	69	Desde discontinuidades superficiales en el borde de la soldadura extendiéndose en el metal base o lo largo de la cara de fusión.
5.5 Metal base y metal de la soldadura en conexiones transversales de extremo en placas solicitadas por tensión, usando juntas a tope, en T o de esquina con soldaduras de penetración parcial, con filetes de refuerzo o de contorno. FSR será el menor entre los rangos de esfuerzos para la grieta por el borde o por la raíz.Grieta que se inicia desde el borde de la soldadura.Grieta que se inicia desde la raíz de la soldadura	CC'	44 x 108Ec. F.2.17.3-4	69No provisto	Iniciando desde la discontinuidad geométrica al borde de la soldadura y extendiéndose en el metal base, o iniciando en la raíz de la soldadura sujeta a tensión y extendiéndose hacia arriba y después hacia afuera a través de la soldadura.

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral AsrMPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCIÓN 5. JUNTAS SOLDADAS TRANSVERSALES A LA DIRECCION DE ESFUERZOS (cont.)
5.6 Metal base y metal de la soldadura en conexiones transversales de extremo de platinas solicitadas por tensión, usando un par de soldaduras de filete sobre lados opuestos de la platina. FSR será el menor entre los rangos de esfuerzos para la grieta por el borde o por la raíz.Grieta que se inicia desde el borde de la soldadura.Grieta que se inicia desde la raíz de la soldadura	CC"	44 x 108Ec. F.2.17.3-5	69No provisto	Iniciando desde la discontinuidad geométrica al borde de la soldadura y extendiéndose en el metal base, o iniciando en la raíz de la soldadura sujeta a tensión y extendiéndose sobre la soldadura y después hacia afuera de la soldadura.
5.1 Metal base en platinas solicitadas por tensión y en aletas o almas de vigas, sobre el borde de soldaduras transversales de fileteadyacentes a rigidizadores transversales soldados.	C	44 x 108	69	Desde las discontinuidades geométricas al borde del filete y extendiéndose dentro del metal base

SECCIÓN 6 METAL BASE EN CONEXIONES SOLDADAS TRANVERSALES AL MIEMBRO

6.1 Metal base en detalles unidos con soldaduras acanaladas de penetración completa, sometidos a carga longitudinalúnicamente, cuando el detalle contiene un radio de transición R con un acabado pulido a cero en la soldadura.R > 600 mm600 mm > R > 150 mm150 mm > R > 50 mm50 mm > R

B C DE

120 x 10844 x 10822 x 10811 x 108

110694831

Cerca al punto de tangencia del radio con el borde del miembro

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción

Categoría de esfuerzos

Constante A1

Umbral AsrMPa

Punto potencial de inicio de grieta

SECCION 6- METAL BASE EN CONEXIONES SOLDADAS TRANVERSALES AL MIEMBRO (cont.)

6.2 Metal base en detalles del mismo espesor unidos por soldaduras acanaladas de penetración completa, sometido a cargas transversales con o sin cargas longitudinales, cuando el detalle contiene un radio de transición R con un acabado pulido a cero en la soldadura. La calidad de la soldadura debe ser verificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con los requisitos de la norma AWS D1.1.Cuando se remueve el refuerzo de la soldadura:R > 600 mm600 mm > R > 150 mm150 mm > R > 50 mm50 mm > RCuando no se remueve el refuerzo de la soldadura:R > 600 mm600 mm > R > 150 mm150 mm > R > 50 mm50 mm > R

B C D EC CD E

120 x10844 x 10822 x10811 x 10844 x 10844 x 10822 x 10811 x 108

11069483169694831

Cerca de los puntos de tangencia del radio o en la soldadura o en la cara de fusión o en el miembro o en el elemento adheridoEn el borde de la soldadura, ya sea a lo largo del borde del miembro o del elemento adherido

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Ai	Umbral AsrMPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCION 6- METAL BASE EN CONEXIONES SOLDADAS TRANSVERSALES AL MIEMBRO (cont.)
6.3 Metal base en detalles de distinto espesor unidos por soldaduras acanaladas depenetración completa sometidas a cargas transversales, con o sin cargas longitudinales, cuando el detalle contiene un radio de transición R con un acabado pulido a cero en la soldadura. La calidad de la soldadura debe ser verificada por inspección radiográfica o por ultrasonido de acuerdo con losrequisitos de la norma AWS D1.1.Cuando se remueve el refuerzo de la soldadura:R > 50 mmR < 50 mmCuando no se retira el refuerzo de la soldadura, para cualquier radio:	DEE	22 x 10811 x 10811 x 108	483131	Sobre el borde de la soldadura a lo largo del borde del material más delgadoEn la terminación de la soldadura en radios pequeños Sobre el borde de la soldadura a lo largo del borde del material más delgado

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Descripción	Categoría de esfuerzos	Constante Aj	Umbral AsrMPa	Punto potencial de inicio de grieta
SECCION 8 - JUNTAS VARIAS
8.1 Metal base en conectores tipo espigo unidos por soldaduras de filete o por fusión.	C	44 x 108	69	Sobre el borde de la soldadura en el metal base
8.2 Esfuerzo cortante en la garganta de soldaduras de filete, continuas o intermitentes, longitudinales otransversales.	F	150 x 1010Ec. F.2.17-2	55	En la garganta de la soldadura.
8.3 Metal base en soldaduras de tapón o de ranura.	E	11 x 108	31	En el extremo de la soldadura en el metal base.
8.4 Esfuerzo cortante en soldaduras de tapón o de ranura.	F	150 x 1010Ec. F.2.17-2	55	En la superficie de contacto.
8.5 Pernos de alta resistencia no pretensionados, pernos comunes, varillas de anclaje roscadas y barras colgantes con roscas cortadas olaminadas. Se debe tomar el rango de esfuerzos en el área a tensión debido a la carga viva más los efectos de palanca cuando sea aplicable.	G	3.9 x 108	48	En la raíz de las roscas y extendiéndose hacia el área a tensión

Tabla F.2.17-1 (continuación)

Diseño por fatiga

Ejemplos Ilustrativos

SECCION 8 - JUNTAS VARIAS

F.2.18 – DISEÑO PARA CONDICIONES DE INCENDIO

Este Capítulo proporciona criterios para el diseño y evaluación de componentes y sistemas de acero estructural para condiciones de incendio. Se prescriben criterios para determinar la temperatura de diseño, la expansión térmica y la degradación en las propiedades mecánicas de los materiales a temperaturas elevadas, que causan la disminución progresiva en la resistencia y la rigidez de los componentes y sistemas estructurales sometidos a temperaturas elevadas.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.18.1 – Provisiones generales

F.2.18.2 – Diseño estructural para condiciones de incendio por métodos analíticos

F.2.18.3 – Diseño por ensayos de calificación

F.2.18.1 – PROVISIONES GENERALES

F.2.18.1.1 – Objetivos de desempeño – Los componentes estructurales del edificio deben diseñarse de tal forma que mantengan su función de soportar las cargas durante el incendio de diseño, al tiempo que satisfagan los otros objetivos de desempeño requeridos para el uso del edificio.

Se aplicarán criterios de deformación siempre que los medios que proporcionan la resistencia al fuego de la estructura, o los criterios de diseño para las barreras contra incendio, dependan de que se limiten las deformaciones de la estructura portante.

Dentro del recinto donde se origina el fuego, las fuerzas y deformaciones asociadas al incendio de diseño no deben generar una brecha en la compartimentación horizontal o vertical.

F.2.18.1.2 – Diseño por métodos analíticos – Se permite el uso de los métodos de análisis del numeral F.2.18.2 para documentar el comportamiento esperado de una estructura de acero sujeta al incendio de diseño. Los métodos de dicha sección son suficiente evidencia del cumplimiento de los objetivos de desempeño establecidos en F.2.18.1.1.

El diseño estructural para condiciones de incendio con base en el numeral F.2.18.2 deberá ejecutarse de acuerdo con las provisiones del numeral F.2.2.3.3.

F.2.18.1.3 – Diseño por ensayos de calificación – Se permite usar los métodos de ensayos de calificación de la sección F.2.18.3 para establecer la resistencia al fuego de una estructura de acuerdo con los estándares requeridos por este Reglamento.

F.2.18.1.4 – Combinaciones de carga y resistencia requerida – La resistencia requerida de una estructura y sus elementos se determinará a partir de la siguiente combinación de cargas gravitacionales:

[0.9 ó 1.2]D + T + 0.5L + 0.2G (F.2.18-1)

donde:

D = carga muerta nominal

L = carga viva nominal

G = carga nominal de granizo

T = fuerzas y deformaciones nominales causadas por el incendio de diseño definido en el numeral F.2.18.2.1

A la anterior combinación de cargas deberá adicionarse una carga ficticia lateral, Ni = 0.002Yi, como se define en el numeral F.2.3.2.2, donde N_i es la carga ficticia lateral aplicada a la estructura en el nivel i y Y_i es la carga gravitacional aplicada en el nivel i según la combinación F.2.18-1. D, L y G serán las cargas nominales especificadas en el Título B de este Reglamento.

F.2.18.2 – DISEÑO ESTRUCTURAL PARA CONDICIONES DE INCENDIO POR METODOS ANALITICOS – Se permite diseñar los miembros, componentes y estructuras de edificios en general para temperaturas elevadas de acuerdo con los requisitos de esta sección.

F.2.18.2.1 – Incendio de diseño – Se debe definir un incendio de diseño que represente las condiciones de calentamiento para la estructura. Estas condiciones de calentamiento deberán derivarse de los materiales combustibles y de las características del recinto donde se presenta el incendio supuesto. La carga de fuego debe estar basada en el uso definido en el titulo J de este Reglamento. Las condiciones de calentamiento se especificarán ya sea en términos de un flujo de calor o de temperatura en la capa superior de gas generada por el incendio. Deberá determinarse la variación de las condiciones de calentamiento con el tiempo a lo largo del incendio.

Cuando se utilicen los métodos analíticos del numeral F.2.18.2 para demostrar la equivalencia de materiales o métodos alternativos según lo permitido por este Reglamento, el incendio de diseño deberá determinarse de acuerdo con la norma ASTM E119.

F.2.18.2.1.1 – Incendio concentrado – Cuando la velocidad de transferencia de calor de un incendio es insuficiente para causar la ignición, se debe suponer una exposición a un incendio concentrado. En tales casos, se deben utilizar la composición del combustible, la distribución del mismo, y el área de piso ocupado, para determinar el flujo de calor irradiado a la estructura a partir de la llama y la columna de humo generada.

F.2.18.2.1.2 – Incendios posteriores a la ignición – Cuando la velocidad de transferencia de calor de un incendio es suficiente para causar la ignición, se debe suponer un incendio posterior a la ignición en el recinto considerado. La determinación de la curva temperatura-tiempo del incendio debe incluir la carga de fuego, las características de ventilación naturales o mecánicas en el espacio, las dimensiones del recinto y las características térmicas de los límites del recinto.

La duración del incendio en un área en particular se determinará considerando la masa total combustible, esto es, la carga de fuego disponible en el recinto. Para el caso de incendios concentrados o incendios posteriores a la ignición, la duración se determinará como la masa total de combustible dividida entre la velocidad de pérdida de masa.

F.2.18.2.1.3 – Incendios exteriores – Deberá considerarse la exposición de la estructura exterior a llamas proyectadas a través de las ventanas y otras aberturas en los muros, como resultado de un incendio posterior a la ignición en un recinto, en conjunto con la radiación generada por el fuego interior a través de las aberturas. Deberán usarse el perfil y la longitud de la proyección de la llama, junto con la distancia entre la llama y el acero exterior, para determinar el flujo de calor hacia el acero. Para modelar las características del fuego dentro del recinto deberá utilizarse el método indicado en la sección F.2.18.2.1.2.

F.2.18.2.1.4 – Sistemas de protección activa – Al especificar el incendio de diseño se deben considerar los efectos de los sistemas de protección activa contra incendio.

Cuando se instalan ventilaciones automáticas para humo y calor en recintos que no tengan rociadores, la temperatura del humo resultante será determinada mediante cálculos.

F.2.18.2.2 – Temperaturas en sistemas estructurales sometidos a incendio – Las temperaturas causadas por el incendio de diseño en los elementos estructurales, componentes y estructuras en general deberán ser determinadas por un análisis de transferencia de calor.

Tabla F.2.18.2-1

Propiedades del acero a temperaturas elevadas

Temperatura del Acero oC	kE - E(T) / E- G(T)/G	kp - Fp(T)/Fy	ky - Fy(T)/Fy	ku - Fu(T) / Fy
20	1.00	1.00	1.00	1.00
93	1.00	1.00	1.00	1.00
204	0.90	0.80	1.00	1.00
316	0.78	0.58	1.00	1.00
399	0.70	0.42	1.00	1.00
427	0.67	0.40	0.94	0.94
538	0.49	0.29	0.66	0.66
649	0.22	0.13	0.35	0.35
760	0.11	0.06	0.16	0.16
871	0.07	0.04	0.07	0.07
982	0.05	0.03	0.04	0.04
1093	0.02	0.01	0.02	0.02
1204	0.00	0.00	0.00	0.00

F.2.18.2.3 – Resistencia de los materiales a temperaturas elevadas – Las propiedades de los materiales a temperaturas elevadas se determinarán por medio de ensayos. Cuando no se dispone de estos datos, se permite usar las propiedades de los materiales estipuladas en esta sección. Estos datos no aplican para aceros con una resistencia a la fluencia superior a 448MPa o para concretos con una resistencia especificada a compresión mayor que 55 MPa.

F.2.18.2.3.1 – Dilatación térmica – Los coeficientes de expansión se tomarán como sigue:

Expansión térmica de aceros estructurales y de refuerzo – para cálculos a temperaturas por encima de 65°C, el coeficiente de expansión térmica será de 14X10^-6/°C

Expansión térmica de concreto de peso normal – para cálculos a temperaturas por encima de 65°C, el coeficiente de expansión térmica será 18X10^-6/°C

Expansión térmica de concreto aligerado – para cálculos a temperaturas por encima de 65°C, el coeficiente de expansión térmica será 7.9X10^-6/°C

F.2.18.2.3.2 – Propiedades mecánicas a temperaturas elevadas – Deberá tenerse en cuenta en el análisis estructural la degradación de la resistencia y rigidez de los elementos, componentes y sistemas estructurales. Se permite utilizar en el análisis estructural los valores de F_y(T), F_p(T), F_u(T), E(T), G(T), f^, E_c(T) y  a temperaturas elevadas, expresados como proporción de estas mismas propiedades a temperatura ambiente, supuesta de 20°C, de acuerdo con las tablas F.2.18.2-1 y F.2.18.2-2. Se permite interpolar entre estos valores.

Tabla F.2.18.2-2

Propiedades del concreto a temperaturas elevadas

Temperatura del AcerooC	kc - fc(T) /fC	Ec(T)/Ec	®cu(T) %
Concreto de peso normal		Concreto aligerado	Concreto de peso normal
20	1.00	1.00	1.00	0.25
93	0.95	1.00	0.93	0.34
204	0.90	1.00	0.75	0.46
288	0.86	1.00	0.61	0.58
316	0.83	0.98	0.57	0.62
427	0.71	0.85	0.38	0.80
538	0.54	0.71	0.20	1.06
649	0.38	0.58	0.092	1.32
760	0.21	0.45	0.073	1.43
871	0.10	0.31	0.055	1.49
982	0.05	0.18	0.036	1.50
1093	0.01	0.05	0.018	1.50
1204	0.00	0.00	0.00	1.50

F.2.18.2.4 – Requisitos para el diseño estructural

F.2.18.2.4.1 – Integridad general de la estructura – La estructura deberá proporcionar la resistencia y capacidad de deformación adecuadas para atender los efectos desarrollados durante el incendio cumpliendo con los límites de deformación prescritos. El sistema estructural deberá diseñarse aceptando algún grado de daño local pero permaneciendo estable como un todo.

Se deben suministrar trayectorias de carga continuas que transfieran todas las fuerzas desde la región expuesta hasta el punto final de resistencia. La cimentación se diseñará para resistir las fuerzas y tolerar las deformaciones desarrolladas durante el incendio de diseño.

F.2.18.2.4.2 – Requisitos de resistencia y límites para las deformaciones – La conformidad del sistema estructural con estos requisitos se demostrará construyendo un modelo matemático de la estructura basado en los principios de la mecánica estructural y evaluando este modelo para las fuerzas internas y deformaciones que se desarrollan en los miembros de la estructura como resultado de las temperaturas del incendio de diseño.

Los miembros individuales deberán resistir las fuerzas cortantes, fuerzas axiales y momentos determinados de acuerdo con estas provisiones.

Las conexiones deberán diseñarse para desarrollar la resistencia de los miembros conectados o las fuerzas indicadas anteriormente. Cuando para suministrar la resistencia al fuego se requieran criterios de deformaciones, éstas no deben superar los límites prescritos.

F.2.18.2.4.3 – Métodos de análisis

F.2.18.2.4.3.1 – Métodos de análisis avanzados – Se permite utilizar los métodos de análisis en esta sección para el diseño de todo tipo de las estructuras de acero bajo condiciones de incendio. El incendio de diseño deberá determinarse de acuerdo con el numeral F.2.18.2.1. El análisis incluirá la respuesta térmica y la respuesta mecánica al incendio de diseño.

La respuesta térmica producirá un campo de temperatura en cada elemento estructural como resultado del incendio de diseño e incluirá las propiedades térmicas dependientes de la temperatura para los elementos estructurales y los materiales resistentes al fuego, de acuerdo con la sección F.2.18.2.2.

La respuesta mecánica da como resultado fuerzas y deflexiones en el sistema estructural sometido a la respuesta térmica calculada a partir del incendio de diseño. La respuesta mecánica deberá considerar explícitamente la degradación de la resistencia y la rigidez con el incremento de la temperatura, los efectos de las expansiones térmicas y las grandes deformaciones. Las condiciones de frontera y la restricción en las conexiones deben ser representativas del diseño estructural propuesto. Las propiedades de los materiales serán definidas de acuerdo con la sección F.2.18.2.3.

El análisis resultante deberá considerar todos los estados límites pertinentes, tales como las deflexiones excesivas, fracturas en las conexiones, y pandeo local o global.

F.2.18.2.4.3.2 – Métodos de análisis simplificados – Se permite el uso de los métodos de análisis presentados en esta sección para la evaluación del desempeño de miembros individuales a temperaturas elevadas durante la exposición al fuego.

Se puede suponer que las restricciones y condiciones de apoyo (fuerzas, momentos y condiciones de frontera) aplicables a temperaturas normales se mantienen inalterables durante la exposición al incendio.

Cuando la temperatura del acero sea inferior a 204°C, las resistencias de diseño de los miembros y conexiones podrán calcularse sin entrar a considerar los efectos de temperatura. En caso contrario, ellas deberán calcularse según las provisiones de esta sección.

A temperaturas por debajo de los 204°C, no se requiere considerar la degradación de las propiedades del acero para el cálculo de las resistencias de los miembros bajo el método de análisis simplificado, sin embargo, sí se deben tener en cuenta las fuerzas y las deformaciones que resultan de las temperaturas elevadas.

F.2.18.2.4.3.2.1 – Miembros a tensión – Se permite modelar la respuesta térmica de un elemento a tensión usando una ecuación de transferencia de calor unidimensional, con la entrada de calor correspondiente al incendio de diseño de acuerdo con la sección F.2.18.2.1.

La resistencia de diseño de un miembro a tensión se determinará usando las provisiones de la sección F.2.4, con las propiedades del acero que se estipulan en F.2.18.2.3 y suponiendo una temperatura uniforme en la sección transversal, igual a la temperatura máxima en el acero..

F.2.18.2.4.3.2.2 – Miembros a compresión – Se permite modelar la respuesta térmica de un elemento a compresión usando una ecuación de transferencia de calor unidimensional, con la entrada de calor correspondiente al incendio de diseño de acuerdo a la sección F.2.18.2.1.

La resistencia de diseño de un miembro a compresión se determinará usando las provisiones de la sección F.2.5, con las propiedades del acero estipuladas en la sección F.2.18.2.3, y usando la fórmula F.2.18.2-1 en lugar de las fórmulas F.2.5.3-2 y F.2.5.3-3 para calcular la resistencia nominal a compresión para el estado límite de pandeo flexional:

donde F_y(T) es el esfuerzo de fluencia para temperaturas elevadas y F_e(T) es el esfuerzo crítico de pandeo elástico calculado con la fórmula F.2.5.3-4, usando el módulo elástico a temperaturas elevadas, E_(T). Para obtenerF_y(T) y E_(T) deben usarse los coeficientes de la tabla F.2.18.2-1.

F.2.18.2.4.3.2.3 – Miembros a flexión – Se permite modelar la respuesta térmica de elementos a flexión usando una ecuación de transferencia de calor unidimensional para calcular la temperatura de la aleta inferior y suponer que ésta es constante sobre toda la profundidad del miembro.

La resistencia de diseño de un miembro a flexión se determinará usando las provisiones de la sección F.2.6, con las propiedades del acero estipuladas en la sección F.2.18.2.3 y usando las fórmulas F.2.18.2-2 a F.2.18.2-9 en lugar de las fórmulas F.2.6.2-2 a F.2.6.2-6 para calcular la resistencia nominal a flexión para el estado límite de pandeo lateral-torsional de miembros con simetría doble sin arriostramiento lateral.

Las propiedades del material a temperaturas elevadas (F_y(T) y E_(T)) y los coeficientes k_py k_yse calculan de acuerdo con la tabla F.2.18.2-1. Los otros términos corresponden a los definidos en el numeral F.2.6.

F.2.18.2.4.3.2.4 – Miembros de pisos de construcción compuesta – Se permite modelar la respuesta térmica de elementos a flexión que soportan una losa de concreto usando una ecuación de transferencia de calor unidimensional para calcular la temperatura de la aleta inferior. Dicha temperatura se tomará como constante desde la aleta inferior hasta la mitad de la profundidad del alma, decreciendo linealmente en no más de un 25% desde la mitad de la profundidad del alma hasta la aleta superior de la viga.

La resistencia de diseño de un miembro compuesto a flexión se determinará usando las condiciones de la sección F.2.9, con esfuerzos de fluencia en el acero reducidos de manera consistente con la variación de la temperatura.

F.2.18.2.4.4 – Resistencia de diseño – La resistencia de diseño se determinará de acuerdo con la sección F.2.2.3.3. La resistencia nominal, R_n, se calculará usando las propiedades de los materiales estipuladas en la sección F.2.18.2.3, a la temperatura que se desarrolle bajo el incendio de diseño.

F.2.18.3 – DISEÑO POR ENSAYOS DE CALIFICACIÓN

F.2.18.3.1 – Normas de Calificación – Los miembros estructurales y los componentes de un edificio de acero deberán calificarse para una resistencia al fuego de acuerdo con la norma ASTM E119. Se permite demostrar el cumplimiento de estos requisitos usando los procedimientos que para construcción en acero se especifican en la Sección 5 de la norma SEI/ASCE/SFPE 29-05, Métodos Estándar de Cálculo para Protección de las Estructuras contra Incendios.

F.2.18.3.2 – Construcción restringida – Los sistemas de piso o techo, así como las vigas individuales en edificios, se consideran restringidos cuando la estructura circundante o de y soporte es capaz de resistir las acciones causadas por la expansión térmica en el rango de las temperaturas esperadas.

Las vigas, viguetas y ensambles de acero que soportan losas de concreto y que son soldadas o atornilladas a la estructura principal se deben considerar como construcciones restringidas a la expansión térmica.

F.2.18.3.3 – Construcción no restringida – Las vigas, viguetas y estructuras portantes de acero que no soportan losas de concreto se considerarán no restringidas a la expansión térmica a menos que estén atornilladas o soldadas a una estructura circundante específicamente diseñada y detallada para resistir las acciones causadas por expansión térmica.

Un miembro de acero de una luz o en la luz extrema de un sistema de luces múltiples, apoyado en muros, se considerará no restringido a menos que el muro haya sido diseñado y detallado para resistir los efectos de la expansión térmica.

F.2.19 – EVALUACIÓN DE ESTRUCTURAS EXISTENTES

Este numeral se aplica a la evaluación de la resistencia y la rigidez de estructuras existentes bajo cargas de gravedad por medio de análisis estructural, ensayos de carga o la combinación de ambos. Para dicha evaluación, el acero no está limitado a las calidades listadas en la sección F.2.1.5.1. Esta sección no es aplicable para ensayos de carga cuyo objeto sea la evaluación de los efectos de cargas sísmicas o móviles (vibración).

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.19.1 – Provisiones Generales

F.2.19.2 – Propiedades del Material

F.2.19.3 – Evaluación Mediante Análisis Estructural

F.2.19.4 – Evaluación Mediante Ensayos de Carga

F.2.19.5 – Informe de Evaluación

F.2.19.1 – PROVISIONES GENERALES – Estas provisiones son aplicables cuando se requiera la evaluación de una estructura de acero existente para:

(a) verificar unas condiciones específicas de cargas de diseño

(b) determinar la resistencia de diseño de un miembro o sistema estructural.

Esta evaluación puede realizarse mediante un análisis estructural (F.2.19.3), por ensayos de carga (F.2.19.4), o por una combinación de ambos. Cuando se utilicen ensayos de carga, el ingeniero estructural deberá primero analizar la estructura, planear el ensayo, y escribir un procedimiento para prevenir la ocurrencia de deformaciones permanentes excesivas o el colapso durante el ensayo.

F.2.19.2 – PROPIEDADES DEL MATERIAL

F.2.19.2.1 – Determinación de los ensayos necesarios – El ingeniero estructural determinará qué ensayos específicos se requieren según las secciones F.2.19.2.2 a F.2.19.2.6 y especificará la ubicación de los mismos. Cuando se disponga de información sobre el diseño y la construcción de la edificación se permitirá reducir o eliminar los ensayos requeridos.

F.2.19.2.2 – Propiedades del material a tensión – Para la evaluación por análisis estructural o ensayos de carga deben considerarse las propiedades a tensión de los miembros. Estas propiedades incluyen el esfuerzo de fluencia, la resistencia a tensión y el porcentaje de alargamiento. Cuando se disponga de certificados de la acería o de reportes de ensayos realizados por el fabricante o por un laboratorio cumpliendo con las normas ASTM A6/A6M o A568/A568M, según sean aplicables, estos documentos serán suficientes para efectos de la evaluación. En caso contrario, se deberá realizar ensayos que cumplan con la norma ASTM A370 a partir de probetas cortadas de los componentes de la estructura.

F.2.19.2.3 – Composición química – Cuando se prevé la utilización de soldadura para reparar o modificar estructuras existentes, deberá determinarse la composición química del acero para preparar los procedimientos de soldadura. Cuando se disponga de certificados de la acería o de reportes de ensayos realizados por el fabricante o por un laboratorio cumpliendo con las normas ASTM aplicables, estos documentos serán suficientes para efectos de la evaluación. En caso contrario se deberá realizar análisis de acuerdo con la norma ASTM A751 a partir de las probetas utilizadas para los ensayos de resistencia o probetas tomadas en la misma ubicación.

F.2.19.2.4 – Tenacidad del metal base – Cuando, en un perfil pesado o una placa pesada, según se define en la sección F.2.1.5.1d, se tenga un empalme soldado a tensión que sea crítico para el comportamiento de la estructura, deberá obtenerse la tenacidad de la prueba de impacto de Charpy con ranura en V, de acuerdo con las provisiones de la sección F.2.1.5.1d. Si la tenacidad así obtenida no cumple con los requisitos de dicha sección, el ingeniero estructural determinará si se requiere tomar medidas correctivas.

F.2.19.2.5 – Metal de la soldadura – Cuando el comportamiento estructural dependa de conexiones soldadas existentes, se tomarán muestras representativas del metal de la soldadura. Las características del metal de la soldadura deberán determinarse mediante análisis químicos y ensayos mecánicos. Se deberán determinar también la magnitud y las eventuales consecuencias de las imperfecciones detectadas. Si no se cumplan los requisitos de AWS D1.1, el ingeniero estructural determinará si se requiere tomar medidas correctivas.

F.2.19.2.6 – Pernos y remaches – Deberán realizarse una inspección de una muestra representativa de los pernos para clasificarlos. Cuando los pernos no puedan ser identificados apropiadamente de manera visual, se removerán algunas muestras representativas y se las ensayará con el objeto de determinar su resistencia a la tracción de acuerdo con las normas ASTM F606 o ASTM F600M y así clasificarlos adecuadamente. Alternativamente, podrá suponerse que los pernos sean ASTM A307. Los remaches pueden suponerse de calidad ASTM A502 Grado 1, a menos que mediante documentación o ensayos se pueda establecer un mayor grado.

F.2.19.3 – EVALUACIÓN MEDIANTE ANÁLISIS ESTRUCTURAL

F.2.19.3.1 – Dimensiones – Todas las dimensiones que se requieran para la evaluación, tales como luces, alturas de columnas, espaciamiento de miembros, ubicación de arriostramientos, secciones transversales, espesores y detalles de conexión, se obtendrán a partir de un levantamiento en sitio. Alternativamente, cuando se disponga de de planos estructurales o de fabricación se permitirá partir de ellos para determinar tales dimensiones, previa verificación de los valores críticos.

F.2.19.3.2 – Evaluación de la resistencia – Las fuerzas en los miembros y las conexiones se determinarán por medio de un análisis estructural adecuado para el tipo de estructura que se evalúa. Los efectos de las cargas se determinarán para las combinaciones de carga especificadas en el Título B de este Reglamento.

La resistencia de diseño de los miembros y las conexiones se determinará a partir de los requisitos de los numerales F.2.2 a F.2.11 de este Capítulo.

F.2.19.3.3 – Evaluación de las condiciones de servicio – Cuando se requiera, se deberán calcular y reportar las deformaciones bajo carga de servicio.

F.2.19.4 – EVALUACIÓN MEDIANTE ENSAYOS DE CARGA

F.2.19.4.1 – Determinación de la capacidad de carga por ensayos – Para determinar la capacidad de carga de una estructura existente de piso o de cubierta mediante ensayos, se aplicará de manera incremental una carga de prueba de acuerdo con las especificaciones del ingeniero estructural. La estructura deberá inspeccionarse visualmente para detectar signos de sobreesfuerzo o falla inminente para cada incremento de carga. En caso de que se detecten estas u otras condiciones inusuales deben tomarse las medidas apropiadas.

Se tomará como capacidad de la estructura, obtenida del ensayo, la suma de la carga máxima aplicada más la carga muerta en sitio. La capacidad de carga viva de una estructura de piso se determinará igualando dicha capacidad de la estructura obtenida del ensayo a 1.2D + 1.6L, donde D es la carga muerta nominal y L la capacidad nominal de carga viva para la estructura. La capacidad de carga viva nominal de la estructura de piso no se tomará mayor que la calculada mediante la aplicación de los requisitos de este Capítulo. Para estructuras de cubierta, se usarán L_r y G, como se definen en el Título B, en lugar de L. Deberán aplicarse combinaciones de carga más severas cuando así se requiera.

Cuando se haya llegado al nivel de cargas de servicio y una vez se haya detectado el inicio del comportamiento inelástico, deberán realizarse ciclos periódicos de descarga, con el objeto de documentar el grado de deformación permanente y la magnitud de las deformaciones inelásticas. Las deformaciones de la estructura, tales como las deflexiones de los miembros, deberán ser monitoreadas en los puntos más críticos durante el ensayo, y ser referenciadas a la posición inicial antes de la carga. Deberá verificarse que, cuando se mantenga durante una hora la carga máxima del ensayo, que la deformación de la estructura no se incremente en más de un 10% por encima de la correspondiente al inicio de dicho periodo. Cuando se considere necesario, se permite repetir la secuencia de carga para demostrar la conformidad con esta condición.

Así mismo, deberán documentarse las deformaciones de la estructura 24 horas después de que la carga de prueba se haya retirado para determinar la magnitud de las deformaciones permanentes. Ya que la magnitud de la deformación permanente aceptable depende de la estructura en consideración, no se establece un límite para las deformaciones permanentes bajo la carga máxima. Cuando no sea posible realizar el ensayo de carga para toda la estructura, deberá seleccionarse una zona que tenga una extensión no menor que un módulo completo y sea representativa de las condiciones más críticas.

F.2.19.4.2 – Evaluación de las condiciones de servicio – Cuando se realicen ensayos de carga, la estructura debe ser cargada por incrementos hasta alcanzar la carga de servicio. Las deformaciones deben ser monitoreadas por un periodo de una hora. La estructura deberá entonces ser descargada y documentada su deformación.

F.2.19.5 – INFORME DE EVALUACIÓN – Cuando se haya completado la evaluación de una estructura existente, el ingeniero estructural debe preparar un informe donde se documente dicha evaluación. El informe debe indicar si la evaluación se realizó mediante un análisis estructural o por ensayos de carga o por una combinación de los dos métodos. Cuando se hayan realizado ensayos, el informe deberá incluir adicionalmente las cargas y combinaciones de cargas utilizadas y las curvas carga-deformación y tiempo-deformación registradas. Toda la información relevante obtenida de los planos estructurales, los certificados de acería y los ensayos complementarios de los materiales deberá igualmente ser reportada. Finalmente, el informe debe indicar si la estructura, incluyendo todos sus miembros y conexiones, es adecuada para resistir los efectos de las cargas.

F.2.20 – ARRIOSTRAMIENTO DE COLUMNAS Y VIGAS

Esta sección especifica la resistencia y la rigidez mínimas requeridas de los elementos usados como arriostramiento de manera que sean efectivos para generar puntos arriostrados en columnas, vigas y viga-columnas.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.20.1 – Provisiones generales

F.2.20.2 – Arriostramiento de Columnas

F.2.20.3 – Arriostramiento de Vigas

F.2.20.4 – Arriostramiento de Viga-columnas

Los requisitos para la estabilidad de los sistemas estructurales arriostrados se especifican en el numeral F.2.3. Los requerimientos de esta sección se aplican a los elementos de arriostramiento que se utilizan para estabilizar miembros individuales.

F.2.20.1 – PROVISIONES GENERALES – Las columnas que estén arriostradas en sus extremos y en puntos intermedios y sean diseñadas de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.20.2 pueden calcularse con base en la longitud no soportada, L, tomada entre los puntos arriostrados, con un factor de longitud efectiva K = 1.0. Las vigas con puntos arriostrados intermedios que se diseñen de acuerdo con los requerimientos del numeral F.2.20.3 pueden calcularse con base en la longitud no soportada, L_b, tomada entre los puntos arriostrados.

Cuando el arriostramiento es perpendicular a los miembros arriostrados, se aplican directamente las fórmulas de las secciones F.2.20.2 y F.2.20.3. Cuando el arriostramiento está orientado a un ángulo con respecto al miembro que se arriostra, la resistencia de la riostra (fuerza o momento) y su rigidez (fuerza por unidad de desplazamiento o momento por unidad de rotación) deberán ajustarse según el ángulo de inclinación. La evaluación de la rigidez proporcionada por una riostra debe considerar las propiedades del miembro y su geometría, así como los efectos de las conexiones y detalles de anclaje.

En el numeral F.2.20 se consideran dos sistemas, arriostramiento relativo y arriostramiento nodal, para columnas y vigas con arriostramiento lateral. Para vigas con arriostramiento torsional, se consideran igualmente dos sistemas, arriostramiento nodal y arriostramiento continuo.

Un arriostramiento relativo controla el movimiento del punto arriostrado con respecto a puntos arriostrados adyacentes. Un arriostramiento nodal controla el movimiento del punto arriostrado sin interacción directa con puntos arriostrados adyacentes. Un arriostramiento continuo consiste en un sistema que se conecta a todo lo largo del miembro, sin embargo, un arriostramiento nodal con un espaciamiento regular sobre el miembro puede ser modelado como un sistema continuo.

La resistencia de diseño y la rigidez de la riostra deberán ser iguales o mayores que las requeridas, a menos que un análisis indique que se pueden utilizar valores menores. Se permite utilizar un análisis de segundo orden que incluya las desviaciones iniciales del miembro para obtener la resistencia y la rigidez de la riostra, en lugar de los requisitos de esta sección.

F.2.20.2 – ARRIOSTRAMIENTO DE COLUMNAS – Se permite arriostrar una columna individual en sus extremos y en puntos intermedios a lo largo de su longitud, por medio de sistemas de riostras nodales o relativas.

F.2.20.2.1 – Arriostramiento Relativo – La resistencia requerida del arriostramiento es:

Pb_r = 0.004P_u (F.2.20.2-1)

La rigidez requerida del arriostramiento es:

 (F.220.2-2)

donde:

 = 0.75

L_b = distancia entre riostras, mm

P_u = resistencia requerida a compresión para el miembro arriostrado, N

F.2.20.2.2 – Arriostramiento Nodal – La resistencia requerida del arriostramiento es

Pb_r = 0.01P_u (F.2.20.2-3)

La rigidez requerida del arriostramiento es

 (F.2.20.2-4)

donde:

 = 0.75

P_u = resistencia requerida a compresión para el miembro arriostrado, N

Estas fórmulas parten de la premisa de que los arriostramientos nodales están espaciados uniformemente a lo largo de la columna.

En la fórmula F.2.20.2-4, L_b puede tomarse como mínimo igual a la máxima longitud no soportada efectiva, KL, que podría tener la columna para suministrar la resistencia requerida P_u.

F.2.20.3 – ARRIOSTRAMIENTO DE VIGAS – Las vigas y armaduras deben estar restringidas contra la rotación alrededor de su eje longitudinal en los puntos de apoyo. Cuando en el diseño se supone la existencia de una sección arriostrada intermedia entre los soportes, se debe suministrar arriostramiento lateral, arriostramiento torsional, o una combinación de los dos, para impedir el desplazamiento relativo entre las aletas superiores e inferiores, es decir, la torsión de la sección. En miembros sometidos a flexión con doble curvatura, el punto de inflexión no se debe considerar como un punto arriostrado excepto cuando físicamente se provea tal arriostramiento.

F.2.20.3.1 – Arriostramiento Lateral – El arriostramiento deberá conectarse cerca de la aleta a compresión, excepto en los siguientes casos:

(a) En el extremo libre de miembros en voladizo, donde debe colocarse una riostra cerca de la aleta superior (aleta a tensión).

(b) En vigas arriostradas solicitadas por flexión con doble curvatura a lo largo de la longitud que entre las riostras, el arriostramiento lateral más cercano al punto de inflexión debe conectarse a ambas aletas.

F.2.20.3.1.1 – Arriostramiento Relativo – La resistencia requerida del arriostramiento es:

P_br - 0.008M_uC_d/ho (F.2.20.3-1)

La rigidez requerida del arriostramiento es:

 ^(F.2.20.3-2)

donde:

= 0.75

h_o = distancia entre los centroides de las aletas, mm

C_d = 1.0 excepto en el caso siguiente

= 2.0 para el arriostramiento mas cercano al punto de inflexión en una viga bajo flexión con curvatura doble.

L_b = distancia entre puntos de arriostramiento, mm

M_u = resistencia requerida a la flexión en el miembro que se arriostra, Nwm

F.2.20.3.1.2 – Arriostramiento Nodal – La resistencia requerida del arriostramiento es:

Pbr - 0.02MuCd/ho (F.2.20.3-3)

La rigidez requerida del arriostramiento es:

 (F.2.20.3-4)

donde:

 = 0.75

Mu = resistencia requerida a la flexión en el miembro que se arriostra, Nwm

En la fórmula F.2.20.3-4, L_b puede tomarse como mínimo igual a la máxima longitud no soportada que podría tener la viga para suministrar la resistencia requerida M_u.

F.2.20.3.2 – Arriostramiento torsional – El arriostramiento puede conectarse a cualquier nivel sobre la sección transversal, sin que se requiera instalarlo cerca de la aleta a compresión.

El arriostramiento torsional puede suministrarse mediante una viga con conexiones a momento, un entramado transversal, u otro elemento que actúe como diafragma.

F.2.20.3.2.1 – Arriostramiento Nodal – La resistencia requerida del arriostramiento es:

 (F.2.20.3-5)

La rigidez requerida del arriostramiento es:

 (F.2.20.3-6)

donde:

 (F.2.20.3-7)

 (F.2.20.3-8)

donde:

4- 0.75

L = longitud de la luz, mm

n = número de puntos con arriostramiento nodal dentro de la luz

E = modulo de elasticidad del acero = 200 000 MPa

I_y = momento de inercia para flexión por fuera del plano, mm⁴

C_b = factor de modificación definido en el Capítulo F.2.6

t_w = espesor del alma de la viga, mm

t_st = espesor del rigidizador, mm

b_s = ancho del rigidizador para rigidizadores colocados solamente a un lado del alma (utilizar el doble para rigidizadores apareados), mm

Pt = rigidez de la riostra sin incluir la distorsión del alma, N^mm/radián

Psec = rigidez a la distorsión del alma, incluyendo el efecto de los rigidizadores transversales, N^mm/radián

Mu = resistencia requerida a la flexión, N-mm

Cuando , el resultado de la fórmula F.2.20.3-6 es negativo, lo que indica que el arriostramiento torsional de la viga no será efectivo debido a la insuficiente rigidez a la distorsión del alma.

Cuando se requieran, los rigidizadores del alma deberán extenderse sobre toda la profundidad del miembro arriostrado y deberán conectarse a la aleta si la riostra torsional está también conectada a la aleta. Alternativamente, se permite interrumpir el rigidizador a una distancia igual a 4t_w de cualquier aleta de la viga que no esté directamente conectada con la riostra torsional.

F.2.20.3.2.2 – Arriostramiento torsional continuo – Para arriostramiento continuo, se deben utilizar las fórmulas F.2.20.3-5 y F.2.20.3-6, con las siguientes modificaciones:

(a) L/n-1.0;

(b) L_b debe tomarse igual a la máxima longitud no soportada que podría tener la viga para suministrar la resistencia requerida M_u, y

(c) La rigidez a la distorsión del alma debe tomarse igual a:

F.2.20.4 – ARRIOSTRAMIENTO DE VIGA-COLUMNAS – Para viga-columnas, la resistencia requerida y la rigidez para la carga axial deberán obtenerse según se especifica en el numeral F.2.20.2, y la resistencia requerida y la rigidez para flexión deberán obtenerse según se especifica en el numeral F.2.20.3. Los valores así determinados se combinarán como sigue:

(a) Cuando se usa arriostramiento lateral relativo, la resistencia requerida se tomará como la suma de los valores obtenidos usando las fórmulas F.2.20.2-1 y F.2.20.3-1, y la rigidez requerida se tomará como la suma de los valores obtenidos usando las fórmulas F.2.20.2-2 y F.2.20.3-2.

(b) Cuando se usa arriostramiento lateral nodal, la resistencia requerida se tomará como la suma de los valores obtenidos usando las fórmulas F.2.20.2-3 y F.2.20.3-3, y la rigidez requerida se tomará como la suma de los valores obtenidos usando las fórmulas F.2.20.2-4 y F.2.20.3-4. En las fórmulas F.2.20.2-4 y F.2.20.3-4, L_bpara viga-columnas se tomará igual a la longitud no arriostrada real, y no deben aplicarse las provisiones de los numerales F.2.20.2.2 y F.2.20.3.1.2 que indican tomar L_bcomo mínimo igual a la máxima longitud permitida con base en los valores de P_u y M_u.

(c) Cuando se suministra arriostramiento torsional para flexión conjuntamente con arriostramiento relativo o nodal para la fuerza axial, la resistencia y la rigidez requeridas deberán ser combinadas o distribuidas de manera tal que sea consistente con la resistencia suministrada por los elementos de los detalles reales del arriostramiento.

F.2.21 – MÉTODOS ALTERNOS DE DISEÑO POR ESTABILIDAD

Este numeral presenta alternativas al Método de Análisis Directo para el diseño por estabilidad, definido en el numeral F.2.3. Los dos métodos alternos que se presentan son el Método de la Longitud Efectiva y el Método de Análisis de Primer Orden.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.21.1 – Requisitos Generales de Estabilidad

F.2.21.2 – Método de la Longitud Efectiva

F.2.21.3 – Método de Análisis de Primer Orden

F.2.21.1 – REQUISITOS GENERALES DE ESTABILIDAD – Se aplicarán los requisitos generales del numeral F.2.3.1. Como alternativa al Método de Análisis Directo (definido en los numerales F.2.3.1 y F.2.3.2) para el diseño de las estructuras por estabilidad, se permite diseñar ya sea de acuerdo con el Método de la Longitud Efectiva, especificado en el numeral F.2.21.2, o el Método de Análisis de Primer Orden, especificado en el numeral F.2.21.3, con sujeción a las limitaciones definidas en estos numerales.

F.2.21.2 – MÉTODO DE LA LONGITUD EFECTIVA

F.2.21.2.1 – Limitaciones – El uso del Método de la Longitud Efectiva estará limitado a las siguientes condiciones:

(a) La estructura soporta las cargas de gravedad primariamente a través de columnas, vigas o pórticos nominalmente verticales.

(b) La relación entre las máximas derivas obtenidas del análisis de segundo y las máximas derivas obtenidas del análisis de primer orden (obtenidas ambas para combinaciones de cargas mayoradas) es menor o igual que 1.5 para todos los pisos.

F.2.21.2.2 – Resistencias Requeridas – La resistencias requeridas de los componentes se obtendrán de un análisis de acuerdo con los requisitos del numeral F.2.3.2.1, excepto que no se aplicará la reducción de la rigidez indicada en el numeral F.2.3.2.1(2), ésto es, se usarán las rigideces nominales de todos los componentes estructurales. Las cargas ficticias se aplicarán en el análisis de acuerdo con el numeral F.2.3.2.2.2.

Teniendo en cuenta que la condición especificada en el numeral F.2.3.2.2.2(4) se cumplirá en todos los casos donde el método de la longitud efectiva sea aplicable, será necesario aplicar las cargas ficticias únicamente a los casos de cargas exclusivamente gravitacionales.

F.2.21.2.3 – Resistencias de Diseño – La resistencias de diseño de los miembros y conexiones se calcularán de acuerdo con las provisiones de los numerales F.2.4, F.2.5, F.2.6, F.2.7, F.2.8, F.2.9, F.2.10 y F.2.11, según sean aplicables,

El factor de longitud efectiva para los miembros sujetos a compresión, K, se tomará como se especifica en (a) o (b) abajo, según sea aplicable.

(a) En sistemas de pórticos arriostrados, muros de cortante, y otros sistemas estructurales donde la estabilidad y la resistencia laterales no dependen de la rigidez flexional de las columnas, el factor de longitud efectiva de los miembros sujetos a compresión, K, se tomará igual a 1.0, a menos que un análisis estructural demuestre que un valor menor es apropiado.

(b) En sistemas de pórticos resistentes a momento y otros sistemas estructurales en los cuales se considere que las rigideces flexionales de las columnas, o de algunas de ellas, contribuyen a la estabilidad lateral y a la resistencia a cargas laterales, el factor de longitud efectiva, K, y el esfuerzo critico de pandeo elástico, K, para aquellas columnas que contribuyen se obtendrá a partir de un análisis de pandeo con desplazamiento lateral de la estructura; si se tienen columnas cuyas rigideces flexionales no se considere que estén contribuyendo a la estabilidad lateral y la resistencia a cargas laterales, se tomará para ellas un valor de K igual a 1.0.

Excepción – se permite usar K -1 en el diseño de todas las columnas si la relación entre la máxima deriva de segundo orden y la máxima deriva de primer orden (obtenidas ambas para combinaciones de cargas mayoradas) es menor o igual que 1.1 para todos los pisos.

Cuando se tienen elementos diseñados para funcionar como riostras que determinan la longitud no arriostrada de vigas y columnas, el sistema de arriostramiento que ellos conforman debe tener rigidez y resistencia suficientes para controlar el desplazamiento del miembro en los puntos de arriostramiento.

Los métodos para satisfacer los requerimientos del arriostramiento se presentan en el numeral F.2.20, Arriostramiento para Vigas y Columnas. Los requisitos del numeral F.2.20 no son aplicables a elementos de arriostramiento que se incluyen en el análisis global de la estructura como parte del sistema de resistencia a cargas laterales.

F.2.21.3 – MÉTODO DE ANALISIS DE PRIMER ORDEN

F.2.21.3.1 – Limitaciones – El uso del Método de Análisis de Primer Orden estará limitado a las siguientes condiciones:

(a) La estructura soporta las cargas de gravedad primariamente a través de columnas, vigas o pórticos nominalmente verticales.

(b) La relación entre las máximas derivas obtenidas del análisis de segundo orden y las máximas derivas obtenidas del análisis de primer orden (calculadas ambas para combinaciones de cargas mayoradas) es menor o igual que 1.5 para todos los pisos.

La relación entre la deriva de segundo orden y la deriva de primer orden en un piso puede tomarse igual al coeficiente B2, calculado según se especifica en el numeral F.2.22.

(c) Las resistencias requeridas a la compresión de todos los miembros cuyas rigideces flexionales se considere contribuyan a la estabilidad lateral de la estructura satisfacen la siguiente relación:

P_u/P_y < 0.5 (F.2.21.3-1)

donde:

P_u = resistencia requerida a compresión axial, N.

P_y = AF_y, resistencia a la fluencia del miembro, N

F.2.21.3.2 – Resistencias Requeridas – La resistencias requeridas de los componentes se obtendrán de un análisis de primer orden, con los requisitos adicionales (1) y (2) que se presentan a continuación. El análisis debe considerar las deformaciones de los miembros por flexión, cortante y cargas axiales, y cualesquier otras deformaciones que contribuyan a los desplazamientos de la estructura.

(a) Todas las combinaciones de carga deben incluir una carga lateral adicional, N_i, aplicada en combinación con las demás cargas existentes en cada nivel de la estructura:

 (F.2.21.3-2)

donde:

Y_il = carga gravitacional aplicada al nivel i (cargas mayoradas), N

 = máxima relación de  a L entre todos los pisos en la estructura para la combinación de cargas en consideración

 = deriva de piso de primer orden debida a la combinación de cargas mayoradas, mm. Cuando  varíe sobre la planta del piso, se tomará como la deriva promedio ponderada en proporción a las cargas verticales o, alternativamente, como la máxima deriva.

L = altura de piso, mm

La carga lateral adicional en cualquier nivel, N_i, se distribuirá sobre ese nivel de la misma manera que las cargas gravitacionales. Las cargas laterales adicionales se aplicarán en la dirección en que produzcan el mayor efecto desestabilizador.

Para la mayoría de las estructuras de edificios, el requisito relativo a la dirección de aplicación de las cargas ficticias se puede satisfacer como sigue:

- para las combinaciones de cargas que no incluyan cargas laterales, considerar dos direcciones ortogonales alternativas, y para cada una de estas direcciones considerar la acción de las cargas ficticias en uno y otro sentido, tomando simultáneamente la misma dirección y sentido en todos los niveles;

- para combinaciones de carga que incluyan cargas laterales, aplicar todas las cargas ficticias en la dirección de la resultante de todas las cargas laterales en la combinación respectiva.

(b) Se debe tener en cuenta la amplificación de momentos en viga-columnas para la condición sin desplazamiento lateral, mediante la aplicación del amplificador B₁ del numeral F.2.22 a los momentos totales del miembro.

F.2.21.3.3 – Resistencias de Diseño – La resistencias de diseño de los miembros y conexiones se calcularán de acuerdo con las provisiones de los numerales F.2.4, F.2.5, F.2.6, F.2.7, F.2.8, F.2.9, F.2.10 y F.2.11, según sean aplicables,

El factor de longitud efectiva, K, se tomará igual a 1.0 para todos los miembros.

Cuando se tienen elementos diseñados para funcionar como riostras que determinan la longitud no arriostrada de vigas y columnas, el sistema de arriostramiento que ellos conforman debe tener rigidez y resistencia suficientes para controlar el desplazamiento del miembro en los puntos de arriostramiento.

Los métodos para satisfacer los requerimientos del arriostramiento se presentan en el numeral F.2.20, Arriostramiento para Vigas y Columnas. Los requisitos del numeral F.2.20 no son aplicables a elementos de arriostramiento que se incluyen en el análisis global de la estructura como parte del sistema de resistencia a cargas laterales.

F.2.22 – PROCEDIMIENTO APROXIMADO DE ANALISIS DE SEGUNDO ORDEN

Este numeral presenta, como alternativa a un análisis riguroso de segundo orden, un procedimiento que tiene en cuenta los efectos de segundo orden a través de la amplificación de las resistencias requeridas que se obtienen de un análisis de primer orden.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.2.22.1 – Limitaciones

F.2.22.2 – Procedimiento de cálculo

F.2.22.1 – LIMITACIONES – El uso de este procedimiento se limita a estructuras que soportan cargas gravitacionales principalmente a través de columnas, vigas o pórticos nominalmente verticales, excepto que se permite su aplicación para la determinación de los efectos  para cualquier miembro individual a compresión.

F.2.22.2 – PROCEDIMIENTO DE CÁLCULO – La resistencia requerida a flexión de segundo orden, M_u, y la resistencia requerida a carga axial de segundo orden, P_u, se determinarán como sigue:

Mu = Bi Mnt + B2M,t (F.2.22.2-1a)

Pu = Pnt + B2Pit (F.2.22.2-1b)

donde:

B₁ es un coeficiente amplificador que tiene en cuenta los efectos de segundo orden debidos a desplazamientos intermedios entre nudos , calculado para cada miembro sujeto a compresión y flexión, para cada dirección de la flexión, de acuerdo con el numeral F.2.22.2.1. B₁ se tomará igual a 1.0 para miembros no sujetos a compresión.

B₂ es un coeficiente amplificador que tiene en cuenta los efectos de segundo orden debidos a desplazamientos de los nudos , calculado para cada piso de la estructura y en cada dirección de desplazamiento lateral del piso de acuerdo con el numeral F.2.22.2.2.

M_u = resistencia requerida a flexión por el análisis de segundo orden para la combinación de cargas mayoradas en consideración, N^mm

M_nt = momento obtenido de un análisis de primer orden para la combinación de cargas mayoradas en consideración, suponiendo que no existe traslación lateral de la estructura, N^mm

M_it = momento asociado con el desplazamiento lateral del pórtico solamente, obtenido de un análisis de primer orden para la combinación de cargas mayoradas en consideración, N^mm

P_u = resistencia requerida a carga axial por el análisis de segundo orden para la combinación de cargas mayoradas en consideración, N

P_nt = fuerza axial obtenida de un análisis de primer orden, para la combinación de cargas mayoradas en consideración y suponiendo que no existe traslación lateral de la estructura, N

P_lt = fuerza axial asociada al desplazamiento lateral del pórtico únicamente, obtenida de un análisis de primer orden para la combinación de cargas mayoradas en consideración, N

Las fórmulas F.2.22.2-1 son aplicables a todos los miembros en cualquier tipo de estructura. Sin embargo, debe notarse que los valores de B₁ distintos de 1.0 se aplican solamente a los momentos en viga-columnas; mientras que el coeficiente B₂ se aplica a los momentos y fuerzas axiales en los componentes del sistema resistente a cargas laterales (incluyendo columnas, vigas, riostras y muros de cortante).

F.2.22.2.1 – Coeficiente amplificador B_x para efectos  – El coeficiente amplificador B₁ se obtendrá para cada miembro sujeto a compresión y para cada dirección de la flexión como sigue:

 (F.2.22.2-2)

donde:

C_m = coeficiente asociado a una condición sin traslación lateral del pórtico, cuyo valor debe tomarse como sigue:

(a) Para viga-columnas sin carga transversal entre puntos de soporte en el plano de flexión,

C_m = 0.60 - 0.40 (M_x/M₂) (F.2.22.2-3)

donde M₁ y M₂, obtenidos de un análisis de primer orden, son respectivamente los momentos de menor y mayor magnitud en los extremos de la porción del miembro no arriostrada en el plano de flexión bajo consideración. Mx/M2 es positivo cuando la flexión produce doble curvatura en el miembro, y negativo cuando la curvatura es simple.

(b) Para viga-columnas con carga transversal entre los puntos de soporte, el valor de C_m podrá ser determinado mediante análisis o tomarse conservadoramente como 1.0 para todos los casos.

P_e1 = Carga crítica de pandeo elástico del miembro en el plano de flexión, calculada suponiendo que no hay desplazamiento lateral, N

 (F.2.22.2-4)

donde:

EI* = rigidez flexional que se debe usar en el análisis  para uso con el método de análisis según se define en el numeral F.2.22; = EI para uso con los métodos de la longitud efectiva y de análisis de primer orden.)

E = módulo de elasticidad del acero (200.000 MPa)

I = momento de inercia en el plano de flexión (mm⁴)

L = altura del piso, (mm)

K₁ = factor de longitud efectiva en el plano de flexión, calculado suponiendo que no existe traslación lateral de los extremos de los miembros, a tomarse como 1.0 a menos que un análisis indique que se puede usar un menor valor.

Se permite usar el estimativo de primer orden de P_u (ésto es, P_u = P_nt + P_tt) en la fórmula F.2.22.2-2.

F.2.22.2.2 – Coeficiente amplificador B2 para efectos  – El coeficiente amplificador B2 se obtendrá para cada piso y para cada dirección de desplazamiento lateral como sigue:

donde:

P_piso = carga vertical total soportada por el piso (cargas mayoradas), incluyendo las cargas que actúan en las columnas que no forman parte del sistema de resistencia a cargas laterales, N

P_episo = carga crítica de pandeo elástico para el piso en la dirección de desplazamiento en consideración, determinada por un análisis de pandeo con desplazamiento lateral, o calculada como sigue, N:

 (F.2.²².2-6)

donde:

Rm = 1 - 0.15  (F.2.²².2-7)

L = altura del piso, (mm)

P_mf = carga vertical total en las columnas del piso que forman parte de pórticos resistentes a momento en la dirección de desplazamiento considerada, cuando existen (=0 para sistemas de pórticos arriostrados), N

 = deriva de piso en la dirección de desplazamiento que se considera, producida por las cargas laterales y obtenida de un análisis de primer orden (mm) usando las rigideces aplicables (rigideces reducidas según el numeral F.2.3.2.3 cuando se usa el método directo de análisis). Cuando  varíe sobre la planta de la estructura, se tomará como  la deriva promedio ponderada en proporción a la carga vertical o, alternativamente, la máxima deriva.

H = cortante de piso resultante de las cargas laterales usadas para calcular , N

En la fórmula F.2.22.2-6, H y  pueden basarse en cualquier condición de cargas laterales que proporcione un valor representativo de la rigidez lateral de piso,

Notas:

CAPÍTULO F.3.

PROVISIONES SÍSMICAS PARA ESTRUCTURAS DE ACERO CON PERFILES LAMINADOS, ARMADOS Y TUBERÍA ESTRUCTURAL.

F.3.1 – PROVISIONES GENERALES

Este numeral establece el alcance del Capítulo F.3, las definiciones y acrónimos, así como la simbología, y proporciona requisitos para los materiales y los planos y especificaciones del proyecto.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.1.1 – Alcance

F.3.1.2 – Definiciones y acrónimos

F.3.1.3 – Simbología

F.3.1.4 – Materiales

F.3.1.5 – Planos y Especificaciones del Diseño Estructural

F.3.1.1 – ALCANCE – Estos requisitos sísmicos especiales deben aplicarse conjuntamente con el Capítulo F.2 y son aplicables al diseño, fabricación y montaje de miembros y conexiones de los sistemas de resistencia sísmico, así como de los empalmes y las bases de columnas en sistemas para cargas de gravedad, en edificaciones con pórticos resistentes a momento, pórticos arriostrados y muros de cortante, construidos con perfiles de acero únicamente o con perfiles de acero actuando en forma compuesta con concreto reforzado.

Los sistemas de resistencia sísmicos compuestos incluyen aquellos en los que por lo menos algunos miembros de perfiles de acero actúan en sección compuesta con concreto reforzado, así como sistemas en los cuales los perfiles de acero y miembros de concreto reforzado actúan juntos para formar un sistema compuesto.

Los miembros de concreto reforzado deben ser diseñados de acuerdo con el Título C de este Reglamento.

Cuando el análisis estructural se realice con base en un análisis elástico, las propiedades de rigidez de los miembros en sistema compuesto o concreto reforzado deben reflejar la condición de una fluencia significativa de la estructura, es decir, los elementos de concreto reforzado deben ser modelados con sección fisurada, y los de acero con sección completa, en cuyo caso se podrá utilizar la reducción en las derivas del numeral A.6.4.1.1. En caso de utilizarse la sección completa del concreto, no se deberá hacer dicha reducción.

F.3.1.2 – DEFINICIONES Y ACRONIMOS – Los términos especiales utilizados en este Capítulo tienen los siguientes significados:

ACI – American Concrete Institute

Ángulo de deriva de entrepiso – Desplazamiento del entrepiso dividido por la altura de piso, en radianes.

Ángulo de rotación del vínculo – Ángulo inelástico entre el vínculo y la porción de viga por fuera de vínculo cuando la deriva total de piso es igual a la deriva de diseño.

Área k - Área localizada sobre el alma y en la unión del alma con la aleta, medida desde el punto de tangencia en el alma y el filete de unión de la aleta y el alma, hasta una distancia de 38 mm medida sobre el alma a partir del punto de tangencia. En esta zona la tenacidad frecuentemente es menor que en el resto de la sección.

Arriostramiento diagonal – miembro estructural inclinado que soporta principalmente carga axial y que se emplea para permitirle a un pórtico estructural que actúe como una cercha para resistir las cargas horizontales.

ASTM – American Society for Testing of Materials

Rigidizadores de cara – Rigidizadores soldados a las vigas de acero estructural embebidas en muros o columnas de concreto reforzado. Las placas se localizan en la cara del concreto reforzado para dar confinamiento y transferir las cargas al concreto a través del contacto directo.

Barras de refuerzo por construcción – Acero de refuerzo en miembros compuestos que no se diseña para transmitir cargas, sino para facilitar la construcción o proporcionar anclaje a estribos. Generalmente, dicho refuerzo no requiere traslapos para ser continuo.

Base de columnas – Conjunto de placas, conectores, pernos y anclajes en la base de la columna, usados para trasmitir las fuerzas entre la superestructura de acero y la fundación.

Carga sísmica amplificada – Es la componente horizontal de la carga sísmica E multiplicada por Do.

Ciclo completo de carga – Un ciclo de rotación tomado a partir de una carga nula hasta otra carga nula, que incluya un pico positivo y uno negativo.

Columna compuesta – Sección de acero estructural embebida o rellena de concreto, que es usada como columna.

Columna compuesta embebida – Columna de acero estructural totalmente embebida en concreto reforzado.

Columna de cierre – Puntal vertical que conecta la intersección de una riostra en un pórtico arriostrado en V invertida, de un nivel a otro.

Columna exenta – Columna que no necesita cumplir los requisitos de la ecuación F.3.5.3-1 para PRM-DES.

Columnas compuestas rellenas de concreto – Perfiles tubulares estructurales, circulares o rectangulares rellenos de concreto.

Conexión compuesta parcialmente restringida – Es una conexión parcialmente restringida, tal como se define en la sección F.2.2.3.5.2.2 que conecta vigas compuestas parcial o totalmente, a columnas de acero con una resistencia a flexión proporcionada por un par formado por el acero de refuerzo de la placa de concreto y una conexión de ángulo de asiento o similar en la aleta inferior de la viga.

Conexión ensayada – Conexión que cumple con los requisitos de la sección F.3.10.2.

Conexión precalificada – Conexión que cumple con los requisitos de la sección F.3.10.1.

DES – Sistemas sísmicos con capacidad especial de disipación de energía – Sistema sísmico diseñado para soportar una acción inelástica significativa ocasionada en algunos miembros debido al sismo de diseño.

DMI – Sistemas sísmicos con capacidad mínima de disipación de energía – Sistema sísmico diseñado para soportar una acción inelástica limitada que es ocasionada en algunos miembros debido al sismo de diseño.

DMO – Sistemas sísmicos con capacidad moderada de disipación de energía – Sistema sísmico diseñado para soportar una acción inelástica moderada que es ocasionada en algunos miembros por el sismo de diseño.

Elemento colector – Miembro que sirve para transferir cargas entre el diafragma de piso y los miembros del sistema de resistencia sísmico.

Elemento de borde horizontal – Una viga conectada a una o más placas de alma en un sistema MCA.

Elemento de borde intermedio – Un miembro que no sea viga o columna que proporciona resistencia a una placa de alma adyacente a una abertura en sistemas MCA.

Elemento de borde vertical – Una columna conectada a una o más placas de alma en un sistema MCA.

Esfuerzo de fluencia esperado – Esfuerzo de fluencia del material, igual al esfuerzo de fluencia mínimo especificado, F_y, multiplicado por R_y.

Espécimen de prueba de riostra – Elemento aislado de una riostra con pandeo restringido que se usa para el ensayo de laboratorio que pretende modelar la riostra en el prototipo.

Factor de modificación de la respuesta sísmica, R – Factor que reduce los efectos de carga sísmica a nivel de resistencia como se específica en el Título A. de estas normas.

Factor de resistencia,  – Factor que tiene en cuenta las desviaciones inevitables de la resistencia real con respecto a la nominal y el tipo y consecuencias de la falla.

Factor de sobreresistencia,  – Factor especificado por esta norma con el fin de determinar la carga sísmica amplificada.

MCA – Muros de cortante de placa de acero con disipación de energía especial – Sistema de muros de cortante que cumplen con los requisitos de la sección F.3.8.5.

MCAC – Muros de cortante de placa de acero, compuestos – Sistemas de muros de cortante que cumplen los requisitos de la sección F.3.8.6.

MCC – DES – Muros de cortante compuestos de concreto reforzado y perfiles de acero estructural, con capacidad especial de disipación de energía – Muros de cortante compuesto que cumplen con los requisitos de la sección F.3.8.5.

MCC – DMI – Muros de cortante compuestos de concreto reforzado y perfiles de acero estructural, con capacidad mínima de disipación de energía – Muros de cortante compuesto que cumplen con los requisitos de la sección F.3.8.4.

Miembro de arriostramiento – Miembro que proporciona rigidez y resistencia para controlar el movimiento fuera del plano de otro miembro de la estructura en los puntos arriostrados.

Miembro de borde – Porción del borde de un muro o diafragma que se refuerza con miembros de acero estructural o acero de refuerzo longitudinal y transversal.

Miembros de arriostramiento lateral – Miembro diseñado para impedir el pandeo lateral o lateral torsional de los miembros principales de un pórtico.

Miembro de alta ductilidad – Miembro solicitado por grandes rotaciones plásticas (más de 0.02rad) bajo el sismo de diseño.

Miembro de ductilidad moderada – Miembro solicitado j rotaciones plásticas moderadas (0.02 rad o menos) bajo el sismo de diseño.

Muro de cortante compuesto – Muro que consiste en una lámina de acero revestida con concreto por una o ambas caras, proporcionando rigidez fuera del plano para prevenir el pandeo local de la lámina de acero y que cumple con los requisitos de la sección F.3.8.6.

Núcleo de acero – Es el elemento de las riostras que resiste la fuerza axial en PAPR. El núcleo de acero comprende un segmento de fluencia y las conexiones para transferir su fuerza axial a los elementos de unión; también podrían incluirse las proyecciones por fuera del revestimiento y segmentos de transición entre las proyecciones y el segmento que fluye.

PA – Pórtico arriostrado – Sistema que consiste esencialmente de una cercha vertical que proporciona resistencia a las fuerzas laterales y estabilidad al sistema estructural.

PACC – DMI – Pórtico compuesto arriostrado con capacidad mínima de disipación de energía – Pórtico compuesto arriostrado que cumple con los requisitos de la sección F.3.8.1.

PACC – DES – Pórtico compuesto arriostrado concéntricamente con capacidad especial de disipación de energía – Pórtico compuesto arriostrado que cumple con los requisitos de la sección F.3.8.2.

PAC – DES – Pórtico arriostrado concéntricamente con disipación de energía especial – Un pórtico arriostrado en donde todos los miembros del sistema de arriostramiento están solicitados principalmente por fuerzas axiales, y que debe cumplir los requisitos de F.3.6.2.

PAC – DMI – Pórtico arriostrado concéntricamente con disipación de energía mínima – Un pórtico arriostrado en donde todos los miembros del sistema de arriostramiento están solicitados principalmente por fuerzas axiales, y que debe cumplir los requisitos de F.3.6.1.

PAE – Pórtico arriostrado excéntricamente – Pórtico arriostrado mediante diagonales en el que por lo menos un extremo de cada riostra está conectado a la viga, a una corta distancia de una conexión viga a columna o de otra conexión viga a riostra. El pórtico arriostrado excéntricamente debe cumplir los requisitos de F.3.6.3.

PAEC – Pórtico compuesto arriostrado excéntricamente – Pórtico compuesto arriostrado que cumple con los requisitos de la sección F.3.8.3.

PAPR – Pórtico con arriostramientos de pandeo restringido – Pórtico arriostrado diagonalmente que cumple con los requisitos de la sección F.3.6.4, en el cual todos los miembros del sistema de arriostramiento están solicitados principalmente por fuerzas axiales y en el cual el estado límite de pandeo por compresión de las riostras se impide para fuerzas y deformaciones correspondientes a 2 veces la deriva de piso de diseño.

PCD – Pórticos con cerchas dúctiles – Pórticos resistentes a momentos con cercha dúctil en celosía cuyo tramo central, denominado segmento especial, se diseña para que actué como un elemento disipador de energía, de modo que todos los elementos diferentes al segmento especial permanezcan en rango elástico, y que cumpla con los requisitos de la sección F.3.5.4.

Placa compuesta – Placa de concreto fundida sobre una lámina colaborante, que actúa como diafragma y transfiere las cargas a los elementos del sistema de resistencia sísmico.

Placas de continuidad – Son rigidizadores de columna en la parte superior e inferior de la zona de panel; también conocidos como rigidizadores transversales.

Placas de ensayo de material – Espécimen de prueba a partir del cual se maquinan los cupones de prueba para determinar las propiedades mecánicas.

Pórtico arriostrado en K – Es una configuración en la cual las riostras se conectan a la columna por fuera del diafragma o en otro punto donde no existen restricciones al desplazamiento por fuera del plano del arriostramiento.

Pórtico arriostrado en X – Pórtico arriostrado concéntricamente (con capacidad especial o mínima de disipación de energía), en donde un par de riostras diagonales se cruzan aproximadamente en el punto medio del arriostramiento.

Pórtico arriostrado en V – Pórtico arriostrado concéntricamente en el que un par de riostras diagonales localizadas por encima o por debajo de una viga se conectan a un punto único dentro de la luz de la viga. Cuando las riostras diagonales se conectan por debajo a la viga también se le suele llamar pórtico arriostrado en V invertida.

Pórtico arriostrado en Y – Pórtico arriostrado excéntricamente, en donde el vástago de la Y es el vínculo del sistema del pórtico arriostrado excéntricamente.

PRMC – DES – Pórtico compuesto resistente a momento con capacidad especial de disipación de energía – Pórtico compuesto resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.7.3.

PRMC – DMI – Pórtico compuesto resistente a momento con capacidad mínima de disipación de energía – Pórtico compuesto resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.7.1.

PRMC – DMO – Pórtico compuesto resistente a momento con capacidad moderada de disipación de energía – Pórtico compuesto resistente a momentos que cumple con los requisitos de la sección F.3.7.2.

PRMC – PR – Pórtico compuesto resistente a momento parcialmente restringido – Pórtico compuesto resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.7.4.

PRM – DES – Pórtico resistente a momento con disipación de energía especial – Sistema de pórtico resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.5.3.

PRM – DMI – Pórtico resistente a momento con disipación de energía mínima – Sistema de pórtico resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.5.1

PRM – DMO – Pórtico resistente a momento con disipación de energía moderada – Sistema de pórtico resistente a momento que cumple con los requisitos de la sección F.3.5.2

PTE– Perfiles Tubulares Estructurales

Prototipo – Diseño de la conexión o riostra que se usará en la edificación.

Refuerzo de transferencia de carga – Refuerzo de miembros compuestos que se diseña y detalla para resistir las cargas requeridas.

Resistencia ajustada de la riostra – La resistencia de una riostra en PAPR para deformaciones correspondientes a 2 veces la deriva de piso de diseño.

Resistencia de diseño – Resistencia (bien sea fuerza, momento o esfuerzo, según corresponda) suministrada por un elemento o una conexión; es el producto de la resistencia nominal multiplicada por el coeficiente de resistencia, .

Resistencia de diseño al corte del vínculo – La mínima resistencia de diseño a cortante del vínculo desarrollada por la resistencia a momento o a cortante del vínculo.

Resistencia esperada a la fluencia – Resistencia de fluencia por tensión de un miembro, que es igual al esfuerzo de fluencia esperado multiplicado por el área bruta del miembro, A_g.

Resistencia esperada a la tensión – Resistencia a la tensión de un miembro, que es igual al mínimo esfuerzo a tensión especificada, F_u, multiplicado por R_t.

Resistencia estática a la fluencia – La resistencia de un miembro estructural o de una conexión determinada con base en pruebas ejecutadas usando cargas monotónicas aplicadas en forma lenta hasta la falla.

Resistencia nominal – Resistencia de la estructura o sus componentes (sin incluir el factor de resistencia) para contrarrestar los efectos de la carga aplicada de acuerdo con estas especificaciones.

Resistencia requerida – Fuerzas, esfuerzos y deformaciones producidas en un componente estructural, determinadas por medio de un análisis estructural utilizando las combinaciones de carga aplicables.

Revestimiento de riostras para PAPR – Elemento que resiste las fuerzas transversales al eje de la riostra, restringiendo de esta manera el pandeo del núcleo de acero. El revestimiento requiere de medios de transmisión de esta fuerza al resto del sistema restringido al pandeo. El revestimiento resiste poca o ninguna fuerza en el eje de la riostra.

Rigidizadores intermedios del alma de un vínculo – Rigidizadores verticales del alma colocados dentro del vínculo en PAE.

Riostra compuesta – Sección de acero estructural embebida o rellena de concreto, que es usada como riostra.

Riostra de pandeo restringido – Elemento prefabricado que consiste de un núcleo de acero y un sistema que impide su pandeo tal como se describe en el numeral F.3.6.4 y calificada con un ensayo de acuerdo a F.3.10.3.

Rótula plástica – Zona de plastificación que se forma en un miembro estructural cuando se alcanza el momento plástico para seguir rotando como si fuera articulada.

Sección de viga reducida – Una reducción en la sección transversal de la viga en una longitud determinada que genera una zona de comportamiento inelástico en el miembro.

Sismo de diseño – Es el sismo representado por la respuesta del espectro de diseño de acuerdo con el titulo A de este Reglamento.

Sistema de resistencia a carga sísmicas – Es aquella parte de la estructura que según el diseño aporta la resistencia requerida para resistir las cargas sísmicas incluyendo elementos como puntales, colectores, diafragmas y cerchas.

Sistema que restringe el pandeo – Sistema con restricciones que limitan el pandeo del núcleo de acero en pórticos con arriostramientos de pandeo restringido (PAPR). Este sistema comprende el revestimiento del núcleo de acero y de los elementos estructurales unidos a sus conexiones. El sistema que restringe el pandeo tiene el propósito de permitir la expansión transversal y la contracción longitudinal del núcleo de acero para deformaciones correspondientes a 2 veces la deriva de piso de diseño.

Soldadura con demanda crítica – Soldadura cuya demanda de deformaciones inelásticas y la consecuencia de su falla en el sistema de resistencia sísmico requiere de un control de calidad especial.

SRS – Sistema de resistencia sísmico.

SCV – DMI – SRS en el que las fuerzas sísmicas son resistidas por una o más columnas que trabajan en voladizo desde la cimentación o desde el nivel de diafragma inferior y que cumplen los requisitos de F.3.5.5.

SCV – DES – SRS en el que las fuerzas sísmicas son resistidas por una o más columnas que trabajan en voladizo desde la cimentación o desde el nivel de diafragma inferior y que cumplen los requisitos de F.3.5.6.

Temperatura de servicio mínima anticipada – La mínima temperatura promedio en una hora con un intervalo de recurrencia de 100 años.

Viga compuesta – Viga de acero estructural que trabaja en sección compuesta con concreto reforzado, ya sea por adherencia o mediante conectores de cortante.

Viga compuesta embebida – Viga de acero estructural totalmente embebida en concreto reforzado.

Viga compuesta no embebida – Viga compuesta en la que la sección de acero no está completamente embebida en concreto reforzado y que cuenta con unos conectores mecánicos para una acción compuesta con la placa de concreto reforzado o con la placa con lámina colaborante.

Viga de acople – Viga de acero estructural o compuesta que conecta muros de concreto reforzado adyacentes para que actúen juntos para resistir fuerzas laterales.

Viga parcialmente compuesta – Vigas compuestas no embebidas con una resistencia nominal a flexión controlada por la resistencia de los conectores de cortante.

Viga totalmente compuesta – Viga compuesta que tiene un número suficiente de conectores de cortante para desarrollar la resistencia nominal plástica a flexión de la sección compuesta.

Vínculo – En los pórticos arriostrados excéntricamente es el segmento de viga, localizado entre el extremo de una riostra diagonal y una columna o entre los extremos de dos riostras diagonales del portico arriostrado excéntricamente. La longitud del vínculo se define como la distancia libre entre los extremos de la riostra diagonal y la cara de la columna o entre los extremos de las dos riostras diagonales.

Zona de panel – Área del alma en una conexión viga a columna limitada por las aletas de la viga y de la columna.

Zona protegida – Sector del miembro en el cual se deben cumplir limitaciones de fabricación y ubicación de accesorios.

F.3.1.3 – SIMBOLOGIA

La nomenclatura siguiente se aplica en este Capítulo.

A_b = área transversal de un elemento de borde horizontal, mm²

A_c = área transversal de un elemento de borde vertical, mm²

A_f = área de la aleta del miembro, mm²

A_g = área bruta, mm²

A_lw = área del alma del vínculo (sin incluir aletas), mm²

A_s = área de la sección transversal del núcleo de acero, mm²

A_s = área del refuerzo de transferencia en una viga de acople mm²

A_sc = área del segmento de fluencia del núcleo de acero, mm²

A_sh = área mínima de estribos, mm²

A_sp = área horizontal de la placa de acero atiesada para muros de acero compuestos, mm²

A_st = área del rigidizador del vínculo, mm²

A_tb = área de refuerzo de transferencia en vigas de acople, mm²

C_a = relación entre la resistencia requerida y la resistencia de diseño

C_d = coeficiente que relaciona la rigidez relativa de la riostra y su curvatura

D = carga muerta debida al peso propio de los elementos de la estructura y de todos los materiales de construcción o equipos incorporados de forma permanente a ella, N

D = diámetro externo de perfiles tubulares estructurales redondos PTE, mm

E = fuerza sísmica de diseño

E = modulo de elasticidad del acero 200 000 MPa

F_y = resistencia mínima especificada a la fluencia del tipo de acero que se va a utilizar, MPa

F_yb = F_y de una viga, MPa

F_yc = F_y de una columna, MPa

^Fyh = resistencia mínima especificada a la fluencia de los estribos

F_ysc = resistencia mínima especificada a la fluencia del núcleo de acero, o resistencia real a la fluencia del núcleo de acero como se determina en un ensayo, MPa

F_u = resistencia mínima especificada a la tensión, MPa

H = altura de piso, la cual puede ser tomada como la distancia vertical entre ejes horizontales consecutivos del pórtico o como la distancia vertical entre la parte superior de losas de piso consecutivas, mm

H_c = altura libre de piso, la cual puede ser tomada como la distancia entre la parte inferior de la aleta de la viga de encima y la parte superior de la aleta de la viga de abajo, o la parte superior de la losa, si la hay, mm

l = momento de inercia, mm⁴

I_c = momento de inercia de un elemento de borde vertical (EBV) tomado perpendicular a la dirección de la línea de la placa del alma

K = coeficiente de longitud efectiva para miembros prismáticos

L = distancia entre ejes centrales de los elementos de borde verticales, mm

L = luz de la cercha, mm

L_b = longitud entre puntos arriostrados para controlar el desplazamiento lateral de la aleta en compresión o la torsión de la sección transversal, mm

L_cf = distancia libre entre aletas de elementos de borde vertical (EBV), mm

L_e = distancia embebida de la viga de acople, mm

L_h = distancia entre articulaciones plásticas, mm

L_p = longitud limite sin arriostramiento transversal que permite desarrollar la resistencia plástica a la flexión, con momento uniforme, mm

L_pd = longitud límite sin arriostramiento transversal para análisis plástico, mm

L_s = longitud del segmento especial, mm

M_n = resistencia nominal a flexión, N-mm

M_nc = resistencia nominal a flexión de la cuerda del segmento especial, N-mm

M_nPR = resistencia nominal a flexión de una conexión parcialmente restringida para una rotación de 0.02rad, mm

M_p = momento plástico nominal a flexión, N-mm

M^*_pc = momento plástico nominal a flexión modificado por carga axial, N-mm

M_pb = momento plástico nominal a flexión de la viga, N-mm

M_pc = resistencia plástica nominal a flexión de la columna, N-mm

M^*_pcc = resistencia nominal a flexión de una columna compuesta o de concreto reforzado considerado la resistencia axial requerida, N-mm

M_{p esp} = momento plástico esperado, N-mm

M^*_{p esp} = resistencia a la flexión esperada en la intersección de los ejes de la viga y la columna, N-mm

M_r = resistencia a flexión esperada, N-mm

M_u = resistencia requerida a flexión, N-mm

M_{u esp} = resistencia esperada requerida a flexión, N-mm

M_uv = momento adicional ocasionado por la amplificación del cortante desde la articulación plástica al eje de la columna, N-mm

P_b = resistencia requerida del arriostramiento lateral en el extremo del vínculo, N

P_b = resistencia axial de diseño del muro para la condición balanceada, N

P_c = resistencia axial de diseño de una columna, N

P_n = resistencia axial nominal de una columna, N

P_n = resistencia nominal a compresión de la columna compuesta calculada de acuerdo con el Capítulo F.2, N

P_nc = resistencia nominal a la compresión axial de miembros diagonales del segmento especial, N

P_nt = resistencia nominal a la tensión axial de miembros diagonales del segmento especial, N

P₀ = resistencia axial nominal de una columna compuesta con excentricidad cero, N

P_r = resistencia a compresión requerida, N

P_u = resistencia axial requerida de una columna, N

P_uc = resistencia axial requerida de una columna a compresión, N

Py = resistencia axial nominal a la fluencia de un miembro = FyAg, N

P_ysc = resistencia axial a la fluencia del núcleo de acero, N

Q₁ = fuerzas axiales y momentos generados por al menos 1.25 veces la resistencia nominal a corte esperada del vínculo

R = coeficiente sísmico de modificación de respuesta

R = radio de una perforación en el alma de una viga, mm

R_n = resistencia nominal de un miembro, N

R_t = relación entre la resistencia a tensión esperada y la resistencia mínima especificada a tensión F_u

R_u = resistencia requerida, N

R_v = resistencia nominal a corte en la zona del panel, N

R_y = relación entre la resistencia a la fluencia esperada F_ye y la resistencia mínima especificada a la fluencia del tipo de acero que se va a utilizar, F_y

V_{n comp} = resistencia nominal a cortante de una viga de acople, N

V_n = resistencia nominal al corte de un miembro, N

V_ne = resistencia al corte vertical esperado del segmento especial, N

V_ns = resistencia nominal a cortante de la placa de acero para muros de cortante de acero compuestos, N

V_p = resistencia nominal al corte de un vínculo activo, N

V_pa = resistencia nominal al corte de un vínculo activo, modificada por la magnitud de la carga axial, N

V_u = resistencia requerida al corte de un miembro, N

Y_con = distancia de la parte superior de la viga de acero a la parte superior de la losa de concreto o recubrimiento, mm,

Y_PNA = distancia máxima desde la fibra a máxima compresión en el concreto al eje neutro plástico, mm

Z = módulo de sección plástico de un miembro, mm³

Z_b = módulo de sección plástico de una viga, mm³

Z_c = módulo de sección plástico de una columna, mm³

Z_x = módulo de sección plástico con respecto al eje x, mm³

Z_RBS = módulo de sección plástico mínimo en la sección reducida de la viga, mm³

b = ancho de un elemento a compresión, mm

b_cf = ancho de aleta de una columna, mm

b_f = ancho de aleta, mm

b_w = ancho de la sección transversal de concreto menos el ancho del perfil de acero medido perpendicular a la dirección del cortante, mm

b_w = ancho del muro, mm

d = peralte de la viga, mm

d_c = peralte de una columna, mm

d_p = diámetro nominal del perno, mm

d_z = altura total de la zona de panel entre placas de continuidad, mm

e = longitud del vínculo en un pórtico arriostrado excéntricamente, mm

h = distancia libre entre aletas menos el filete o radio de la esquina para perfiles laminados; para perfiles armados, la distancia entre líneas de pernos adyacentes o la distancia libre entre aletas cuando se usa soldadura; para secciones en T, la altura total; y para PTE rectangulares, la distancia libre entre aletas menos el radio interior de las esquinas a cada lado, mm

h = distancia entre los ejes centrales de los elementos de borde horizontal, mm

h_o = distancia entre centroides de aletas, mm

h_cc = distancia en la sección transversal del núcleo confinado en columnas compuestas medida centro a centro del refuerzo transversal, mm

l = longitud no arriostrada entre conectores de miembros de arriostramiento armados, mm

l = longitud no arriostrada de miembros de compresión o de arriostramiento, mm

r = radio de giro que gobierna, mm

r_y = radio de giro con respecto al eje y, mm

s = espaciamiento del refuerzo transversal medido a lo largo del eje longitudinal del miembro compuesto, mm

t = espesor de la parte conectada, mm

t = espesor del elemento, mm

t = espesor del alma de la columna o placas de enchape, mm,F.3.1.8

t_bf = espesor de la aleta de una viga, mm

t_eff = espesor efectivo de la placa del alma, mm

t_cf = espesor de la aleta de una columna, mm

t_f = espesor de la aleta, mm

t_p = espesor de la zona de panel incluyendo las placas de enchape, mm

t_w = espesor del alma, mm

w_z = ancho de la zona de panel entre las aletas de la columna, mm

Z_RBS = modulo de sección plástico mínimo en la sección reducida de la viga, mm³

A tb = área total del refuerzo de transferencia, mm^!

pc = momento en la intersección del eje de la viga y el de la columna, determinado por la suma de los momentos plásticos nominales proyectados de la columna, reducidos por el esfuerzo axial , de la parte superior e inferior de la conexión a momento de la viga,-mm3.

M*pb = momento en la intersección de los ejes centrales de la viga y la columna, determinado por la proyección de los máximos momentos desarrollados en la viga, medidos en la cara de la columna. los máximos momentos desarrollados se deben obtener a partir de los resultados de los ensayos, N-mm

 M*pcc = suma de las resistencias nominales a flexión de la columna compuesta, arriba y abajo del nudo, en la intersección de los ejes de la viga y la columna, N-mm.

 M*p esp = suma de las resistencias esperadas a flexión de las vigas de acero o embebidas en la intersección de los ejes de la viga y la columna, N-mm.

 = ángulo de los miembros diagonales con la horizontal

 = ángulo del la fluencia del alma, en radianes, medido respecto a la vertical

 = factor de ajuste de la resistencia a compresión,

 = deriva de piso de diseño, mm

_b = deformación usada para el control de carga de los especímenes de ensayo (rotación total del extremo de la riostra para el ensamble del espécimen de ensayo; deformación axial total en el arriostramiento para del espécimen de ensayo), mm

bm = deformación, , correspondiente a la deriva de diseño, mm

by = deformación, , en la primera fluencia significativa de la probeta, mm

 = factor de sobre resistencia para la componente horizontal del sismo

 = deformación usada para controlar la carga de las probetas

p' = relación del esfuerzo debido a la resistencia axial requerida  y el esfuerzo debido a la resistencia a corte requerida V_u /A_w de un vínculo

= parámetros límite de esbeltez para elementos a compresión de alta y moderada ductilidad, respectivamente

 = factor de resistencia

b = factor de resistencia para flexión

c = factor de resistencia para compresión

v = factor de resistencia al corte de la zona de panel para conexiones viga a columna

v = factor de resistencia a cortante

0 = ángulo de deriva de piso en radianes

Ytotal = ángulo de rotación del vínculo

 = factor de ajuste de endurecimiento por deformación

F.3.1.4 – MATERIALES

F.3.1.4.1 – Especificaciones del material – El acero que se utilice en los sistemas de resistencia a carga sísmica debe cumplir con los requisitos especificados en F.3.1, excepto lo que se modifique en esta sección. La resistencia a la fluencia especificada para miembros de acero en los cuales se espera un comportamiento inelástico no debe exceder de 345 MPa para los sistemas estructurales que se definen en F.3.5, F.3.6, F.3.7, F.3.8 ni de 380 MPa para los sistemas definidos en F.3.5.1 y F.3.6.1, F.3.7.1, F.3.8.1 y F.3.8.4 a menos que el comportamiento del material sea debidamente probado y certificado, excepto que el esfuerzo de fluencia mínimo del acero no debe exceder 450MPa para columnas en los sistemas definidos en las secciones F.3.5.3, F.3.5.4, F.3.7.3, F.3.8.1, F.3.8.2, F.3.8.3 y para columnas en todos los sistemas de F.3.6.

El acero utilizado en los sistemas de resistencia a carga sísmica descritos en F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8 debe limitarse a los que cumplan con una de las siguientes especificaciones NTC 1920 (ASTM A36/A36M), (ASTM A53/A53M), NTC 1986 (ASTM A500 Grados B o C), NTC 2374 (ASTM A501),(ASTM A529/A529M), NTC 1985 (ASTM A572/A572M Grados 42, 50 o 55), NTC 2012 (ASTM A588/A588M), (ASTM A913/A913M Grados 50, 60 o 65), (ASTM A992/A992M), ( ASTM A1011 Grado 55), (ASTM A1043/A1043M). El acero utilizado para placas de base de columnas debe cumplir con una de las especificaciones NTC (o ASTM) precedentes, o con la NTC2633 (ASTM A283/A283M Grado D).

Se permiten otros aceros o materiales en PAPR siempre y cuando se cumpla con los requisitos de las secciones F.3.6.4 y F.3.11.3.

F.3.1.4.2 – Resistencia esperada del material – Cuando se solicite en estos requisitos, la resistencia requerida de un elemento, miembro o conexión debe determinarse a partir de la resistencia esperada a la fluencia R_yF_y del miembro o miembro adyacente, según aplique, donde F_y es la resistencia mínima a la fluencia especificada para el grado de acero a usar en el miembro, y R_yes la relación del esfuerzo de fluencia esperado y el esfuerzo de fluencia mínimo F_y.

Cuando se requiera determinar la resistencia nominal, R_n, para estados límites en el mismo miembro en el cual se determina la resistencia requerida, se permite utilizar el esfuerzo de fluencia esperado,R_yF_y, y la resistencia a rotura esperada, R_tF_u, en lugar de F_y y F_u, respectivamente, donde F_u es la resistencia mínima de rotura especificada y R_t es la relación entre la resistencia a rotura esperada y la resistencia mínima a rotura F_u de dicho material.

Existen varios casos en los que un miembro o un estado límite en la conexión de dicho miembro deben diseñarse para fuerzas correspondientes a la resistencia esperada del material. Tales casos implican la determinación de la resistencia nominal R_n de la viga por fuera del vínculo en PAE, estados límite de rotura en riostras diagonales (roturas de bloque de cortante y por área neta en PAC - DES), etc. En tales casos se permite utilizar la resistencia esperada del material en la determinación de la resistencia de diseño del miembro. Para elementos conectados y otros miembros debe utilizarse la resistencia especificada del material.

Los valores de R_y y R_t para varios aceros y concretos se muestran en la tabla F.3.1.4 -1. Se permite el uso de otros valores de R_y y R_t si se determinan mediante pruebas similares en dimensiones y procedencia del material utilizado, de acuerdo con los requisitos para el grado de acero especificado.

Tabla F.3.1.4-1

Valores de R_y y R_t para aceros y concreto

Aplicación	Ry	Rt
Secciones laminadas en caliente en barras:
- ASTM A36/A36M	1.5	1.2
- ASTM A1043/A1043M Grado 36	1.3	1.1
- ASTM A572/572M Grado 50 o 55,	1.1	1.1
- ASTM A913/A913M Grado 50, 60 o 65	1.1	1.1
- ASTM A588/A588M,	1.1	1.1
ASTM A992/A992M, A1011 HSLAS Grado 55	1.1	1.1
- ASTM A1043/A1043M Grado 50	1.2	1.1
- ASTM A529 Grado 50	1.2	1.2
- ASTM A529 Grado 55	1.1	1.2
Perfiles tubulares estructurales (PTE):
- ASTM A500 (Grado B o C), ASTM A 501	1.4	1.3
Tubería de acero:
- ASTM A53/A53M	1.6	1.2

Tabla F.3.1.4-1 (continuación)

Valores de R _y y R_t para aceros y concreto

Aplicación	Ry	Rt
Placas y láminas:
- ASTM A36/A36M	1.3	1.2
- ASTM A1043/A1043M Grado 36	1.3	1.1
- ASTM 1011 HSLA Grado 50	1.1	1.1
- ASTM A572/A572M Grado 42	1.3	1.0
- ASTM A572/A572M Grado 50 o 55,	1.1	1.2
- ASTM A588/A588M	1.1	1.2
Acero de refuerzo:	1.25	1.25
- ASTM A615, A706
Concreto:- Concreto estructural	Ver ASCE/SEI 41-06	Ver ASCE/SEI 41-06

F.3.1.4.3 – Secciones pesadas – Adicionalmente a los requisitos de la sección F.2.3.1.3, cuando se usen miembros en el sistema de resistencia sísmico con aletas de 38 mm de espesor o mayores, y placas con espesores mayores de 50 mm, deben tener una tenacidad mínima en prueba Charpy con muesca en V, de 27 N-m a 21°C, medida en las ubicaciones permitidas por ASTM A673, frecuencia P, cuando la placa se utiliza para lo siguiente:

(a) Miembros fabricados con placas.

(b) Placas de conexión en las que se esperan cargas sísmicas, tales como cartelas de unión que actúen como articulaciones que permitan el pandeo fuera del plano de riostras diagonales, algunos cubre placas atornillados para conexiones a momento, algunas placas de extremo para conexiones a momento atornilladas, y algunas placas de base de columnas diseñadas como pasador.

(c) El núcleo de acero en PAPR.

F.3.1.4.4 – Consumibles de soldadura

F.3.1.4.4.1 – Soldaduras del sistema de resistencia sísmico – Todas las soldaduras usadas en miembros y conexiones del resistencia sísmico deben realizarse con metales de aporte que cumplan los requisitos especificados en la tabla F.3.1.4 - 2.

Tabla F.3.1.4-2

Propiedades para clasificación de metal de aporte en soldaduras de sistemas de resistencia sísmicos

Propiedades	Clasificación
480 MPa		550 MPa
Esfuerzo de fluencia, (MPa)	400 min	470 min
Resistencia última, (MPa)	480 min	550 min
Alargamiento, %	22 min	19 min
Tenacidad Charpy, (J)	27 min @ - 18°Ca

^a Los metales de aporte clasificados para cumplir 27 J min a una temperatura menor que - 18°Ctambién cumplen este requisito.

En adición a lo anterior, las soldaduras que sean designadas como de demanda crítica deben hacerse con metales de aporte que cumplan los requisitos especificados en la tabla F.3.1.4 -3

Tabla F.3.1.4-3

Propiedades mecánicas para soldaduras de demanda crítica

Propiedades	Clasificación
480 MPa		550 MPa
Esfuerzo de fluencia, (MPa)	400 min	470 min
Resistencia última, (MPa)	480 min	550 min
Alargamiento, %	22 min	19 min
Tenacidad Charpy, (J)	54 min @ 20°Cb,c

^b Para temperatura de servicio mínima esperada de 10°C. Para temperaturas menores consultarAWS D 1.8, numeral 6.3.6.

^c Los ensayos realizados de acuerdo con AWS D 1.8 anexo A que cumplan con 54 J atemperaturas menores que 20°C también cumplen estos requisitos.

F.3.1.4.5 – Concreto y acero de refuerzo – El concreto y el acero de refuerzo que se utilice en sistemas de resistencia sísmico compuestos DMO y DES, en las secciones F.3.7.2, F.3.7.3, F.3.7.4, F.3.8.2, F.3.8.3, F.3.8.5 y F.3.8.6 deben cumplir los requisitos del Título C, Capítulo 21. El concreto y acero de refuerzo que se utilice en sistemas de resistencia sísmico compuestos DMI en las secciones F.3.7.1, F.3.8.1 y F.3.8.4 deben cumplir con los requisitos de C.21.1.1.5

F.3.1.5 – PLANOS Y ESPECIFICACIONES DE DISEÑO ESTRUCTURAL

F.3.1.5.1 – Generalidades – Los planos estructurales deben incluir la información especificada en A.1.5.2.1, así como la siguiente información:

(a) Designación del sistema de resistencia a carga sísmica.

(b) Designación de los miembros y conexiones que hacen parte del sistema de resistencia a carga sísmica.

(c) Localización y dimensiones de las zonas protegidas.

(d) Detalles de conexión entre el diafragma y los elementos de acero en el sistema de resistencia sísmico.

(e) Planos de taller y montaje no indicados en el numeral F.3.9.1.

F.3.1.5.2 – Estructuras de acero – Adicionalmente a lo solicitado en el numeral anterior los planos estructurales y las especificaciones para estructuras de acero deben incluir los siguientes conceptos:

(a) Configuración de las conexiones.

(b) Especificaciones y tamaños del material de conexión.

(c) Localización de soldaduras de demanda crítica.

(d) Ubicación de placas de unión que deben ser detalladas para permitir rotaciones inelásticas.

(e) Localización de placas de conexión que requieran tenacidad Charpy de acuerdo con la sección F.3.1.4.3.

(f) Temperatura de servicio mínima esperada de la estructura de acero, si la estructura no fuera recubierta y mantenida a una temperatura de 10° C ó mayor.

(g) Sitios donde las platinas de respaldo deben ser removidas.

(h) Sitios donde se requieren filetes de soldadura suplementarios cuando pueda dejarse instalada la platina de respaldo.

(i) Ubicación donde se deben utilizar filetes de soldadura para reforzar soldaduras a tope para mejorar la geometría de la conexión.

(j) Localización donde deben removerse las extensiones de soldadura.

(k) Localización de los empalmes en los que se requieren transiciones graduales.

(l) La geometría de los agujeros de acceso de soldadura, en caso de que estos sean especiales.

(m) Juntas o grupos de juntas en los que se requiera un orden especifico de ensamble, secuencia de soldadura, técnica de soldadura u otras precauciones especiales.

F.3.1.5.3 – Construcción compuesta – Adicionalmente a lo solicitado en el numeral F.3.1.5.1, y los requisitos del numeral anterior, si son aplicables a los componentes de acero en elementos de concreto reforzado o compuestos, los planos estructurales y especificaciones para construcción compuesta deben incluir los siguientes conceptos:

(a) Ubicación del acero de refuerzo, cortes, traslapos y empalmes mecánicos, ganchos y anclajes mecánicos, estribos y otros refuerzos transversales.

(b) Requisitos para cambio de dimensiones que resulten de cambios de temperatura y contracción.

(c) Localización, magnitud y secuencia de cualquier preesforzado o postensionado que se aplique.

(d) Localización de anclajes de acero con cabeza y anclajes con acero de refuerzo soldado.

F.3.2 – REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO

Este numeral establece los requisitos generales para el diseño sísmico de estructuras de acero que se usen bajo este Capítulo.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.2.1 – Requisitos generales de diseño sísmico.

F.3.2.2 – Cargas, combinaciones de carga y resistencias nominales

F.3.2.3 – Tipo de sistema

F.3.2.1 – REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO SÍSMICO

F.3.2.1.1 – Zonas de amenaza sísmica – Los requisitos para las estructuras hechas con perfiles laminados de acero estructural dadas en el presente Título de este Reglamento deben aplicarse en cada una de las zonas de amenaza sísmica, como se definen en A.2.3 del Título A, así:

F.3.2.1.1.1 – Zonas de amenaza sísmica baja – Las estructuras hechas con perfiles de acero y sus elementos, localizadas en zonas de amenaza sísmica baja, tal como se definen en A.2.3.1, deben cumplir los requisitos del Título A de este Reglamento con las limitaciones dadas en el Capítulo A.3 y como mínimo deben ser estructuras con capacidad de disipación de energía mínima (DMI) tal como las define F.3.2.1.2.1, aunque se permite el uso de estructuras de acero estructural con capacidad de disipación moderada (DMO) y especial (DES).

F.3.2.1.1.2 – Zonas de amenaza sísmica intermedia – Las estructuras hechas con perfiles de acero y sus elementos, localizadas en zonas de amenaza sísmica intermedia, tal como se definen en A.2.3.2 deben cumplir los requisitos del Título A de este Reglamento con las limitaciones dadas en el Capitulo A.3 y como mínimo deben ser estructuras con capacidad de disipación de energía moderada (DMO) tal como las define F.3.2.1.2.2, aunque se permite el uso de estructuras con capacidad de disipación de energía especial (DES).

F.3.2.1.1.3 – Zonas de amenaza sísmica alta – Las estructuras hechas con perfiles de acero y sus elementos, localizadas en zonas de amenaza sísmica alta, tal como se definen en A.2.3.3 deben cumplir los requisitos del Título A de este Reglamento con las limitaciones dadas en el Capítulo A.3 y sólo pueden ser estructuras con capacidad de disipación de energía especial (DES) tal como las define F.3.2.1.2.3.

F.3.2.1.2 – Requisitos de capacidad de disipación de energía – La capacidad de disipación de energía en el rango inelástico de las estructuras hechas con perfiles de acero diseñadas de acuerdo con los requisitos del Título F de este Reglamento, está definida de la siguiente manera:

F.3.2.1.2.1 – Capacidad de disipación de energía mínima (DMI) – La que ofrecen los elementos de acero estructural cuando se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos F.1 y F.2 de estas normas así como los numerales F.3.1.10 para pórticos resistentes a momentos y F.3.1.13 para pórticos arriostrados concéntricamente.

F.3.2.1.2.2 – Capacidad de disipación de energía moderada (DMO) – La que ofrecen los elementos de acero estructural cuando se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos F.1 y F.2 y además se cumplen los requisitos de F.3.1.9 para pórticos resistentes a momentos.

F.3.2.1.2.3 – Capacidad especial de disipación de energía (DES) – La que ofrecen los elementos de acero estructural cuando se diseñan de acuerdo con los requisitos de los Capítulos F.1 y F.2 y además se cumplen los requisitos de F.3.1.8 para pórticos resistentes a momentos F.3.1.11 para pórticos con cerchas dúctiles, F.3.1.12 para pórticos arriostrados concéntricos, F.3.1.14 para pórticos arriostrados excéntricos, F.3.1.15 para pórticos con riostras de pandeo restringido y F.3.1.16 para estructuras con muros de cortante con placa de acero.

F.3.2.2 – CARGAS, COMBINACIONES DE CARGA Y RESISTENCIA REQUERIDA

F.3.2.2.1 – Cargas y combinaciones de carga – Se deben tener en cuenta las cargas y combinaciones de carga estipuladas en B.2.4. Además se deben cumplir los siguientes requisitos:

Se deben incluir en el análisis los efectos ortogonales del sismo de acuerdo con A.3.6.3 a menos que se especifique lo contrario.

Cuando en el presente Capítulo se pida hacer las revisiones con las cargas sísmicas amplificadas, la componente horizontal de la carga del sismo E, obtenida de acuerdo con el Título A de estas normas, se multiplicará por el coeficiente de sobre resistencia , definido en A.3.3.9.

F.3.2.2.2 – Resistencia requerida – La resistencia requerida de los miembros estructurales y sus conexiones será la mayor de:

(a) La resistencia requerida que se determine mediante el análisis estructural con las combinaciones de carga apropiadas del Título B, y el numeral F.3.3.

(b) La resistencia requerida dada en los numerales F.3.4, F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

F.3.2.3 – TIPO DE SISTEMA – El sistema de resistencia sísmico debe contener uno ó más PRM, PAC o MC de acuerdo a los requisitos de los sistemas sísmicos especificados en F.3.4, F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

F.3.3 – ANALISIS

Este numeral establece los requisitos relativos al análisis.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.3.1 – Requisitos generales.

F.3.3.2 – Requisitos adicionales

F.3.3.3 – Análisis no lineal.

F.3.3.1 – REQUISITOS GENERALES – Deberá realizarse un análisis de acuerdo con los requisitos del Título B y el Capítulo F.2.

Cuando el diseño se haga con base en un análisis elástico, las propiedades de rigidez de miembros en sistemas de acero deben basarse en las secciones elásticas, y los sistemas compuestos deben incluir los efectos de las secciones fisuradas.

F.3.3.2 – REQUISITOS ADICIONALES – Deben hacerse análisis adicionales tal como lo especifican los numerales F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

F.3.3.3 – ANÁLISIS NO LINEAL – Cuando se realice un análisis no lineal para satisfacer los requisitos de este Capítulo, debe realizarse de acuerdo con el Título F.2.

F.3.4 – REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO

Este numeral establece los requisitos relativos al diseño de miembros y de conexiones

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.4.1 – Requisitos de los miembros

F.3.4.2 – Conexiones

F.3.4.3 – Compatibilidad de deformación para miembros y conexiones que no pertenezcan al SRS.

F.3.4.4 – Pilotes de acero

F.3.4.1 – REQUISITOS DE LOS MIEMBROS – Los miembros de estructuras PRM, PAC y MC del SRS deben cumplir con los siguientes requisitos:

F.3.4.1.1 – Clasificación de secciones por ductilidad – Algunos miembros del SRS en los que se esperan deformaciones inelásticas bajo el sismo de diseño se clasifican en esta sección como miembros con ductilidad moderada o miembros con alta ductilidad. Cuando se requiera para los sistemas descritos en F.3.5, F.3.6, F.3.7, F.3.8 y F.3.4.4, estos miembros deben cumplir con este numeral.

F.3.4.1.1.1 – Requisitos de sección en miembros dúctiles – Los perfiles de acero en miembros con ductilidad moderada y alta ductilidad deben tener aletas conectadas continuamente al alma o almas. Las columnas compuestas embebidas deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.1.4.2.1 para miembros de ductilidad moderada y F.3.4.1.4.2.2 para miembros de alta ductilidad. Las columnas compuestas rellenas de concreto deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.1.4.3 para miembros con ductilidad moderada y alta. Los miembros de concreto reforzado deben cumplir con los requisitos del Título C.

F.3.4.1.1.2 – Límites ancho – espesor de perfiles de acero o compuestos – Para miembros clasificados como de ductilidad moderada, las esbelteces de los elementos a compresión deben ser menores a las esbelteces límites , de la tabla F.3.4-1. Para miembros clasificados como de alta ductilidad las esbelteces de los elementos a compresión deben ser menores que , de la tabla F.3.4-1.

Tabla F.3.4-1

Valores límite de la Relación Ancho-Espesor para Elementos a Compresión

Tabla F.3 4-1 (continuación)

Valores límite de la Relación Ancho-Espesor para Elementos a Compresión

F.3.4.1.2 – Arriostramiento para la estabilidad de las vigas – Cuando se requiera en F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8, se debe suministrar arriostramiento al pandeo lateral torsional a los perfiles de acero o perfiles embebidos solicitados por flexión, de acuerdo a lo especificado en los numerales siguientes:

F.3.4.1.2.1 – Miembros con ductilidad moderada

(a) El arriostramiento de miembros de acero con ductilidad moderada debe cumplir los siguientes requisitos:

(i) Ambas aletas de la viga deberán estar arriostradas lateralmente o la sección transversal arriostrada a torsión.

(ii) El arriostramiento de la viga debe cumplir los requisitos para riostras de F.2.19 para arriostramiento lateral o torsional de vigas en los que la resistencia a flexión esperada del miembro debe ser:

M_u = R_yZF_y F.3.4.1-1

Se adoptará C_d definido en F2.19 como la unidad

(iii) El arriostramiento de la viga debe estar espaciado como máximo

Lb = 0.171-yE/Fy F.3.4.1-2

(b) El arriostramiento de vigas compuestas embebidas con ductilidad moderada debe satisfacer los siguientes requisitos:

(i) Ambas aletas de la viga deberán estar arriostradas lateralmente o su sección transversal arrisotrada a torsión.

(ii) El arriostramiento debe cumplir los requisitos para riostras del Título F.2 para

arrisotramiento lateral o torsional de vigas, con M_u = M_p de la viga tal como se especifica en el numeral F.3.7.2.2, y Cd = 1.

(iii) El arriostramiento debe tener un espaciamiento máximo de

Lb = 0.17fyE/Fy F.3.4.1-3

Se usarán las propiedades de la sección de acero y el cálculo de 1_y en el plano de pandeo se debe basar en la sección transformada elástica.

F.3.4.1.2.2 – Miembros con alta ductilidad – Adicionalmente a los requisitos de los numerales F.3.4.1.2.1 (1) (i) y (ii), y F.3.4.1.2.1 (2) (i) y (ii), el arriostramiento de vigas con alta ductilidad debe tener un espaciamiento máximo de Lb = 0.086r_yE/F_y. Para vigas compuestas embebidas se deben utilizar las propiedades de la sección de acero y el cálculo de 1_y en el plano de pandeo se debe basar en la sección transformada elástica.

F.3.4.1.2.3 – Arriostramiento especial en rótulas plásticas – Se debe suministrar arriostramiento especial adyacente a las zonas donde se espera se desarrolle una rótula plástica, de acuerdo con lo requerido en F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

(a) Para vigas de acero, dicho arriostramiento debe satisfacer los siguientes requisitos:

(i) Ambas aletas de la viga deben estar arriostradas lateralmente o la sección transversal arriostrada a torsión.

(ii) La resistencia requerida del arriostramiento lateral a un lado de la rótula plástica debe ser:

donde:

h_o = distancia entre centroides de aletas, mm

La resistencia requerida del arriostramienton torsional a un lado de la rótula plástica debe ser:

M_u = 0.06R_yZF_y F.3.4.1-5

(iii) La rigidez requerida de la riostra debe cumplir los requisitos para riostras de F.2.20 para arriostramiento lateral o torsional de vigas con Cd = 1, y donde la resistencia a la flexión esperada de la viga debe ser:

M_u = R_yZF_y F.3.4.1 - 6

(b) Para vigas compuestas embebidas en concreto, dicho arriostramiento debe satisfacer los siguientes requisitos:

(i) Ambas aletas de la viga deben estar arriostradas lateralmente o la sección transversal arriostrada a torsión.

(ii) La resistencia requerida del arriostramiento lateral a un lado de la rótula plástica debe ser:

donde:

M_{p esp} se determina de acuerdo con el numeral F.3.7.2.6.4

La resistencia requerida para el arriostramiento torsional a un lado de la rótula plástica debe ser  de la viga.

(iii) La rigidez requerida de la riostra debe cumplir los requisitos para riostras de

F.2.20 para arriostramiento lateral o torsional de vigas, y donde M_u = M_p de la viga se determina de acuerdo con la sección F.3.7.2.6.4, y Cd = 1.

F.3.4.1.3 – Zonas Protegidas – Las discontinuidades especificadas en la sección F.3.9.2.1 que resulten de los procedimientos de fabricación y montaje, o de la instalación de accesorios, no pueden realizarse en el área de un miembro o elemento de conexión que se haya designado como una zona protegida por estas provisiones.

Excepción – Solo se permiten conectores de cortante tipo espigo, soldados y otras conexiones si se incluyen en conexiones precalificadas de acuerdo con la sección F.3.11.1, F.3.11.2 y F.3.11.3.

F.3.4.1.4 – Columnas – Las que hagan parte de sistemas PRM, arriostrados y muros de cortante deben satisfacer los requisitos de esta sección.

F.3.4.1.4.1 – Resistencia requerida – La resistencia requerida de columnas del SRS deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) Los efectos de las cargas resultantes de los requisitos del análisis para los sistemas aplicables en las secciones F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8, excepto que F.3.4.1.4.1 no aplica a las secciones F.3.7.1, F.3.8.1 y F.3.8.4.

(2) La resistencia a compresión utilizando las combinaciones de carga del Título B, incluyendo la carga sísmica amplificada. Se pueden despreciar los momentos aplicados a menos que estos resulten de una carga aplicada a la columna entre puntos de soporte lateral. La resistencia a compresión no requiere ser mayor que los siguientes valores:

(a) La máxima carga transferida a la columna por el sistema, incluyendo los efectos de la sobreresistencia del material y el endurecimiento por deformación.

(b) Las fuerzas correspondientes a la resistencia de la cimentación al levantamiento por volcamiento.

F.3.4.1.4.2 – Columnas compuestas embebidas – Las columnas de sistemas sísmicos compuestos de las secciones F.3.7 y F.3.8 deben cumplir los requisitos de F.2.9 además de los requisitos de esta sección, para miembros con ductilidad moderada y alta.

(1) Miembros con ductilidad moderada

Las columnas compuestas embebidas con ductilidad moderada deben satisfacer los siguientes requisitos:

(i) El máximo espaciamiento del refuerzo transversal en la parte superior e inferior debe tomarse como el menor de los siguientes:

(a) La mitad de la dimensión menor de la sección.

(b) 8 veces el diámetro de la barra longitudinal.

(c) 24 veces el diámetro del refuerzo transversal.

(d) 300 mm.

(ii) Estos espaciamientos deben mantenerse en una distancia vertical igual o mayor a las siguientes longitudes, medidas a partir de la cara del nudo y a ambos lados de cualquier sección donde se espera que se presente una articulación plástica.

(a) 1/6 de la altura libre de la columna.

(b) La máxima dimensión de la sección transversal.

(c) 450 mm.

(iii) El espaciamiento en la longitud restante de la columna no debe exceder el doble de los espaciamientos mencionados en (i).

(iv) Los empalmes y detalles de extremo para columnas compuestas embebidas DMI de las secciones F.3.7.1, F.3.8.1 y F.3.8.4 deben satisfacer los requisitos de la sección C.7.8.2 El diseño debe cumplir con las secciones C.21.1.6 y C.21.1.7. El diseño debe considerar los efectos desfavorables de cambios abruptos en la rigidez del miembro y la resistencia nominal a tensión. Se consideran cambios abruptos las transiciones a secciones de concreto reforzado sin miembros de acero embebidos, transiciones entre secciones distintas de miembros de acero, y bases de columnas.

(v) No se permitirán mallas electrosoldadas como refuerzo transversal en miembros con ductilidad moderada.

(2) Miembros con ductilidad alta

Las columnas compuestas embebidas con ductilidad alta deben satisfacer los siguientes requisitos, además de los del numeral (1) anterior.

(i) El refuerzo longitudinal que transmite cargas debe cumplir los requisitos de la sección C.21.6.3.

(ii) El refuerzo transversal estará compuesto por estribos de confinamiento como lo define C.21 y deben cumplir con los siguientes requisitos:

(a) El área mínima de refuerzo transversal Ash cumplirá con lo siguiente: A_sh -

donde:

h_cc = dimensión de la sección transversal confinada del núcleo,medida centro a centro del refuerzo transversal, mm

s = espaciamiento del refuerzo transversal medido a lo largo del eje longitudinal del miembro, mm

F_y = esfuerzo limite de fluencia mínimo del núcleo de acero

estructural, MPa

A_s = área de la sección transversal del núcleo de acero estructural, mm²

P_n = resistencia nominal a compresión axial de la columna compuesta, N

f´c = resistencia a compresión del concreto, MPa

F_yh = esfuerzo limite de fluencia mínimo del refuerzo transversal, MPa

No es necesario que se satisfaga la ecuación (F.3.4.1-8) si la resistencia nominal de la sección aislada de acero estructural embebida en concreto reforzado es mayor que la obtenida de la combinación 1.0D + 0.5L.

(b) El espaciamiento máximo del refuerzo transversal a lo largo de la longitud de la columna debe ser el menor de 6 diámetros de la barra longitudinal de transferencia de carga o 150 mm.

(c) En las especificaciones de la sección F.3.4.1.4.2 (1)(ii), (iii), o (iv), el máximo espaciamiento del refuerzo transversal debe ser el menor de % de la menor dimensión del miembro o 100 mm. Para el refuerzo transversal, los estribos cruzados, y otros refuerzos de confinamiento deben espaciarse no más de 350 mm a centros en la dirección transversal.

(iii) Las columnas compuestas embebidas que hacen parte de un pórtico arriostrado con cargas nominales a compresión mayores que 0.2 veces P_n deben tener refuerzo transversal como se especifica en la sección F.3.4.1.4.2(2)(ii)(c) en toda su longitud. No es necesario satisfacer este requisito si la resistencia nominal de la sección aislada de acero estructural embebida es mayor al efecto de la carga para la combinación 1.0D+0.5L.

(iv) Las columnas compuestas que soportan reacciones de miembros que tienen discontinuidad en rigidez, tales como muros o pórticos arriostrados, deben tener refuerzo transversal como se indica en la sección F.3.4.1.4.2(2)(ii)(c) en la longitud total por debajo del nivel de la discontinuidad, si la fuerza axial a compresión excede 0.1 veces P_n. En miembros discontinuos el refuerzo transversal se debe extender en el miembro discontinuo como mínimo la longitud requerida para desarrollar la fluencia total del perfil y el refuerzo longitudinal. No es necesario satisfacer este requisito si la resistencia nominal de la sección aislada de acero estructural embebida es mayor al efecto de la carga para la combinación 1.0D + 0.5L.

(v) Las columnas compuestas embebidas en PRMC-DES deben cumplir los siguientes requisitos:

(a) El refuerzo transversal debe cumplir los requisitos de la sección F.3.4.1.4.2(2)(ii) arriba y abajo de la columna en la región especificada en la sección F.3.4.1.4.2(1)(ii).

(b) Deben cumplirse los requisitos de diseño para columna fuerte - viga débil descritos en la sección F.3.7.3.4.1. La base de las columnas debe detallarse para que pueda desarrollar una articulación plástica.

(c) La resistencia requerida a cortante de la columna debe cumplir los requisitos ACI 318 21.6.5.1.

(vi) Cuando la columna termina en una losa de fundación o zapata, el refuerzo transversal especificado en esta sección debe extenderse como mínimo 300 mm dentro de la zapata o losa de fundación. Cuando la columna termina en un muro, el refuerzo transversal debe extenderse dentro del muro, por lo menos la longitud requerida para el desarrollo de la fluencia total de la sección de acero embebida y del refuerzo longitudinal.

F.3.4.1.4.3 – Columnas compuestas rellenas – Esta sección es aplicable a columnas que cumplen las limitaciones de F.2.9.2 y deben ser diseñadas de acuerdo al Capítulo F.2, excepto que la resistencia nominal a cortante de la columna compuesta será la que corresponde a la sección de acero aislada, con base en su área efectiva a cortante.

F.3.4.1.5 – Diafragmas compuestos – El diseño de diafragmas de piso o techo compuestos debe cumplir con los siguientes requisitos para efectos sísmicos.

F.3.4.1.5.1 – Transferencia de carga – Deben determinarse los detalles para transferir las cargas entre los diafragmas y miembros de borde, elementos colectores, y elementos del SRS.

F.3.4.1.5.2 – Resistencia nominal a cortante – La resistencia nominal a cortante en el plano de diafragmas compuestos con o sin tableros metálicos debe tomarse como la resistencia a cortante nominal del concreto reforzado sobre la cresta del tablero metálico de acuerdo con el Título C. Alternativamente, esta resistencia puede determinarse con ensayos de corte en el plano de diafragmas de concreto.

F.3.4.2 – CONEXIONES

F.3.4.2.1 – Alcance – Las conexiones, juntas y pernos que hagan parte del SRS deben cumplir con los requerimientos especificados en la sección F.2.10, más los siguientes requisitos adicionales.

Los empalmes y placas de base de columnas que no sean parte del SRS deben satisfacer los requisitos de las secciones F.3.4.2.5.1, F.3.4.2.5.3 y F.3.4.2.6.

Cuando existan zonas protegidas en elementos de conexión, de acuerdo con lo especificado en este Capítulo, se deben cumplir los requisitos de las secciones F.3.4.1.3 y F.3.9.2.1.

F.3.4.2.2 – Juntas pernadas – Las juntas pernadas deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) Todos los pernos deben ser pernos de alta resistencia totalmente tensionados. Todas las superficies deben prepararse como se requiere para juntas de deslizamiento crítico Clase A, de acuerdo con F.2.10.3.8.

Excepción – Las caras de conexiones pueden tener recubrimientos que no hayan sido ensayados para su resistencia al deslizamiento, o con pinturas con un coeficiente de deslizamiento menor que superficie Clase A, para los siguientes casos:

(a) Conexiones a momento con placa de extremo, de acuerdo con los requisitos del numeral F.3.5.1.

(b) Conexiones pernadas en la que los efectos de la carga sísmica sean transferidos por tensión en los pernos o por compresión entre placas pero no por cortante en los pernos.

(2) Los pernos deben ser instalados en perforaciones estándar o ranuras cortas perpendiculares a la carga aplicada.

Excepción – Para las riostras especificadas en F.3.6.1, F.3.6.2, F.3.6.3 y F.3.6.4 se pueden permitir perforaciones agrandadas cuando la conexión se diseñe como junta de deslizamiento crítico, y las perforaciones estén solamente en una de las placas.

Las conexiones de riostras diagonales con agujeros agrandados deben satisfacer también otros estados límite tales como aplastamiento y cortante en el perno para obtener la resistencia requerida de la conexión. Se pueden permitir otros tipos de perforaciones para conexiones precalificadas de acuerdo con la secciones F.3.11.1, F.3.11.2 y F.3.11.3.

(3) La resistencia de diseño a cortante de las conexiones pernadas realizadas con perforaciones estándar debe calcularse como conexión tipo aplastamiento de acuerdo con las secciones F.2.10.3.6 a F.2.10.3.10, La resistencia nominal para aplastamiento en las perforaciones no debe tomarse mayor que 2.4dtF_u.

(4) Los pernos y la soldadura no deben diseñarse para compartir una fuerza o sus componentes en una conexión. La fuerza en un miembro, tal como una fuerza axial en una riostra, debe resistirse completamente por un tipo de junta (toda con los pernos, o toda con las soldaduras). En una conexión en la que los pernos resistan una fuerza normal a la resistida por las soldaduras no se considera que los pernos y la soldadura puedan compartir la solicitación, como en el caso de una conexión a momento en la que las aletas soldadas transmitan la flexión y el alma empernada resista el cortante.

F.3.4.2.3 – Uniones soldadas – Las soldaduras deben diseñarse de acuerdo con la sección F.2.10.

F.3.4.2.4 – Placas de continuidad y rigidizadores – El diseño de las placas de continuidad y atiesadores localizados en el alma de perfiles laminados deben considerar las longitudes de contacto reducidas de las aletas y el alma del miembro basadas en las dimensiones del filete de esquina de la sección F.3.9.2.4.

F.3.4.2.5 – Empalmes de columnas

F.3.4.2.5.1 – Localización de empalmes – Para todas las columnas del edificio, incluidas las que no hagan parte del SRS, los empalmes de columnas deben localizarse a una distancia de 1.2 metros o más de las aletas de la conexión viga - columna.

Excepciones:

(a) Cuando la altura libre de la columna entre aletas de la conexión viga - columna sea menor de 2.4 metros, el empalme debe estar a la mitad de la altura libre.

(b) Los empalmes de columna en los que las aletas y el alma estén conectadas por medio de soldaduras de penetración completa, deben estar a una distancia de las aletas de la conexión viga - columna mayor que el peralte de la columna.

(c) Empalmes de columnas compuestas.

F.3.4.2.5.2 – Resistencia requerida – La resistencia requerida de los empalmes de columnas del SRS debe ser la mayor de:

(a) La resistencia requerida de las columnas, incluida la determinada en F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8, y la sección F.3.4.1.4.1.

(b) La resistencia requerida determinada usando las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada. La resistencia requerida no necesita ser mayor que las cargas máximas que pueden ser transferidas al empalme por el sistema.

Adicionalmente, los empalmes soldados de columnas que estén sujetos a una tensión determinada con la combinación de carga que incluye la carga sísmica amplificada, deben satisfacer los siguientes dos requisitos:

(a) En caso de utilizar soldaduras a tope de penetración parcial, la resistencia de diseño debe ser por lo menos 200% de la resistencia requerida.

(b) La resistencia de diseño de cada empalme en las aletas debe ser igual o mayor a 0.5R_yF_yb_f t_f, donde R_yF_y es el esfuerzo de fluencia esperado en el material de la columna y b_ft_f es el área de la aleta de la menor columna conectada.

(c) Cuando los empalmes sean hechos con soldaduras acanaladas de penetración completa y el esfuerzo de tensión en cualquier punto de la aleta más delgada sea mayor que 0.3F_y, se requieren transiciones graduales entre aletas de espesor o ancho distinto. Dicha transición debe ser realizada de acuerdo con AWS D1.8 cláusula 4.2.

F.3.4.2.5.3 – Resistencia requerida a cortante – Para todas las columnas del edificio, incluidas aquellas que no hagan parte del SRS, la resistencia requerida a cortante de los empalmes de columna respecto a sus ejes ortogonales debe ser Mpc/H, donde Mpc es la menor resistencia plástica nominal a flexión de la sección de la columna para la dirección considerada, y H es la altura de entrepiso.

La resistencia requerida a cortante de los empalmes de columnas del SRS debe ser el mayor de los requisitos anteriores o la resistencia requerida a cortante determinada en la sección F.3.4.2.5.2(a) y (b).

F.3.4.2.5.4 – Configuración de empalmes en perfiles de acero – Los empalmes en perfiles de acero de columnas pueden ser pernados o soldados, o soldados en una columna y pernados en la otra. Las configuraciones de los empalmes deben cumplir todos los requisitos específicos de las secciones F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

En columnas del SRS que tengan empalmes con placas o canales, estos deben usarse en ambos lados del alma de la columna. Para empalmes con juntas acanaladas soldadas a tope, las extensiones de soldadura deben ser removidas de acuerdo con AWS D1.8 cláusula 6.10. No es necesario remover las platinas de respaldo de soldaduras acanaladas.

F.3.4.2.5.5 – Empalmes en columnas compuestas embebidas – En estos casos los empalmes deben ser realizados conforme a la sección F.3.4.1.4.2 y C.21.6.3.2

F.3.4.2.6 – Bases de columnas – La resistencia requerida de placas de bases de columna debe calcularse de acuerdo con esta sección.

La resistencia de diseño de los elementos de acero en la base de la columna incluyendo placas de base, pernos de anclaje, atiesadores y llaves de cortante deben diseñarse de acuerdo con el Capítulo F.2.

Cuando las columnas están soldadas a las placas de base mediante soldaduras acanaladas, las extensiones de soldadura y placas de respaldo deben removerse, excepto que las soldaduras de respaldo localizadas en el interior de las aletas o el alma de secciones I no requieren ser removidas si se añade una soldadura de filete de 8 mm en la unión de la soldadura de respaldo y la placa de base.

La resistencia de diseño de los elementos de concreto en la base de las columnas, incluyendo la profundidad embebida de los pernos de anclaje y el acero de refuerzo, debe determinarse de acuerdo con el Apéndice C-D del Título C.

Cuando se utilice acero de refuerzo para concreto en el diseño de la profundidad embebida, es importante considerar los modos de falla de los pernos y suministrar refuerzo en ambos lados de la superficie de falla esperada. Ver Apéndice C-D, figura C-RD.1 y sección C-D.4.2.1, incluyendo su comentario.

F.3.4.2.6.1 – Resistencia axial requerida – La resistencia axial requerida de las placas de base de columnas del SRS, incluidos sus anclajes a la cimentación, debe ser la suma de las componentes verticales de la resistencia requerida de los elementos de acero que estén conectados a la base de la columna, pero no menor que el mayor de los siguientes valores:

(a) La carga axial calculada utilizando las combinaciones de carga del Título B, incluyendo la carga sísmica amplificada.

(b) La resistencia axial requerida de los empalmes de columna, como se describe en F.3.4.2.5.

Las componentes verticales pueden incluir la carga axial de las columnas y la componente vertical de la carga axial de miembros diagonales unidos a la base de la columna. La sección F.3.4.2.5 incluye referencias a la sección F.3.4.1.4.1 y secciones F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8. Cuando se unan riostras diagonales a ambos lados de la columna los efectos del pandeo de la riostra a compresión deben considerarse en la suma de las componentes verticales. Ver sección F.3.6.2.3.

F.3.4.2.6.2 – Resistencia requerida a cortante – La resistencia a cortante requerida de las bases de las columnas, incluidas aquellas que no hagan parte del SRS, y sus anclajes a la cimentación, debe ser la suma de los componentes horizontales de la resistencia requerida de los elementos de acero que estén conectados a la base de la columna como sigue:

(a) Para riostras diagonales, la componente horizontal debe determinarse con la resistencia requerida por las conexiones de la riostra para el SRS.

(b) Para columnas, la componente horizontal debe ser igual a la resistencia requerida a cortante del empalme de columna descrito en F.3.4.2.5.2.

Las componentes horizontales pueden incluir la fuerza de cortante de las columnas y la componente horizontal de la carga axial de miembros diagonales unidos a la base de la columna. La sección F.3.4.2.5 incluye referencias a la sección F.3.4.1.4.1 y secciones F.3.5, F.3.6, F.3.7 y F.3.8.

F.3.4.2.6.3 – Resistencia requerida a flexión – Cuando la conexión de las bases de las columnas a la fundación sean diseñadas como conexiones a momento, la resistencia a flexión requerida de las bases de las columnas que sean parte del SRS, incluidos sus anclajes a la cimentación, debe ser la suma de la resistencia requerida de los elementos de acero que estén conectados a la placa de base como sigue:

(a) Para riostras diagonales, la resistencia a flexión requerida debe ser por lo menos la resistencia requerida de las conexiones de la riostra.

(b) Para columnas, la resistencia requerida a flexión debe ser por lo menos igual al menor de los siguientes valores:

(i) 1.1R_yF_yZ de la columna.

(ii) El momento calculado usando las combinaciones de carga que incluyan la carga sísmica amplificada.

Los momentos de la columna a las conexiones de la base, diseñadas como articulaciones pueden ignorarse.

F.3.4.2.7 – Conexiones compuestas – Esta sección aplica para conexiones en edificaciones que utilicen sistemas compuestos de acero y concreto, en las que las cargas sísmicas se transfieran entre los componentes del acero estructural y el concreto reforzado. Los métodos para calcular la resistencia de la conexión deben cumplir los requisitos de esta sección. A menos que la resistencia de la conexión se determine por medio de análisis o ensayos, el modelo utilizado para el diseño de las conexiones debe satisfacer los siguientes requisitos:

(1) La fuerza debe transferirse entre el acero estructural y el concreto reforzado por medio de:

(a) Contacto directo mediante mecanismos de aplastamiento interno.

(b) Conexiones de cortante.

(c) Cortante por fricción con la fuerza de agarre necesaria por medio de refuerzo normal al plano de transferencia de cortante.

(d) La combinación de los medios anteriores.

La contribución de diferentes mecanismos puede ser combinada solamente si la rigidez y capacidad de deformación de los mecanismos son compatibles. No se tendrá en cuenta la adherencia potencial entre el acero estructural y el concreto reforzado para el mecanismo de transferencia de fuerza de la conexión.

(2) La resistencia nominal a aplastamiento y cortante por fricción debe cumplir con los Capítulos C.10 y C.11 del Título C. A menos que una mayor resistencia sea sustentada por medio de ensayos cíclicos, la resistencia nominal al aplastamiento y cortante por fricción debe reducirse en un 25% para los SRS compuestos descritos en los numerales F.3.7.3, F.3.8.2, F.3.8.3, F.3.8.5 y F.3.8.6.

(3) Cuando las vigas estén embebidas en columnas o muros de concreto reforzado, se deben colocar atiesadores de cara, que consisten en placas conectadas a las aletas de la viga, en la cara de las columnas o muros.

(4) La resistencia nominal a cortante de la zona de panel del acero estructural embebido en concreto reforzado en las conexiones viga - columna, será calculada como la suma de las resistencias nominales del acero estructural y el concreto reforzado confinado como se define en F.3.5.3.6.5 y C.21.7 respectivamente.

(5) Se debe suministrar refuerzo para resistir todas las fuerzas de tensión en los componentes de concreto reforzado de las conexiones. Adicionalmente el concreto se debe confinar con refuerzo transversal. Todo el refuerzo debe tener la longitud de desarrollo apropiada a tensión o compresión y hasta el punto donde ya no se requiera para resistir las fuerzas. Las longitudes de desarrollo se deben determinar de acuerdo con el Capitulo C.12. Adicionalmente, las longitudes de desarrollo para los sistemas descritos en F.3.7.3, F.3.8.2, F.3.8.3, F.3.8.5 y F.3.8.6 deben cumplir los requisitos de C.21.7.5

(6) Las conexiones compuestas deben cumplir los siguientes requisitos adicionales:

(a) Cuando la placa transfiere fuerzas de diafragma en su plano, el refuerzo de la placa se debe diseñar y anclar para conducir las fuerzas de tensión en el plano en todas las secciones críticas de la placa, incluyendo conexiones a vigas colectoras, columnas, riostras y muros.

(b) Para conexiones entre vigas de acero estructural o compuestas y columnas de concreto reforzado o compuestas embebidas en concreto, los estribos de refuerzo transversal se deben colocar en las regiones de conexión empleando los requisitos del ACI 21.7, con las siguientes modificaciones:

(i) Se puede considerar que las vigas de acero estructural proporcionan confinamiento en un ancho igual a la altura del perfil con los atiesadores de cara que se sueldan a las aletas de la viga.

(ii) Se permiten empalmes traslapados para barras de refuerzo perimetrales cuando el confinamiento del traslapo es provisto por atiesadores de cara u otro medio que prevenga el descascaramiento del revestimiento de concreto en los sistemas descritos en F.3.7.1, F.3.7.2, F.3.8.1 y F.3.8.4.

(iii) El tamaño y la disposición de barras longitudinales de las columnas de concreto reforzado y compuestas, deben detallarse para reducir el deslizamiento de las barras en las conexiones viga - columna debido a las altas fuerzas transferidas asociadas con el cambio de momentos de la columna a la altura de la conexión.

F.3.4.2.8 – Pernos de Anclaje – Cuando se utilicen anclajes tipo espigo o barras de refuerzo soldadas como parte de los SRS DMO o DES de las secciones F.3.7.2, F.3.7.3, F.3.7.4, F.3.8.2, F.3.8.3, F.3.8.5 y F.3.8.6, su resistencia a cortante y tensión debe reducirse un 25% de la resistencia especificada en F.2.9. La reducción del 25% anterior no es necesaria para componentes de gravedad y colectores en estructuras DMO y DES diseñados para la carga sísmica amplificada.

F.3.4.3 – COMPATIBILIDAD DE DEFORMACIONES DE MIEMBROS Y CONEXIONES QUE NO HAGAN PARTE DEL SRS – Cuando se requiera la compatibilidad de deformaciones de los miembros y conexiones que no hagan parte del SRS, estos elementos deben diseñarse para resistir la combinación de los efectos de las cargas de gravedad y los efectos de las deformaciones que ocurran con la deriva de piso de diseño calculada de acuerdo con el Título A.

F.3.4.4 – PILOTES DE ACERO

F.3.4.4.1 – Requisitos de diseño – El diseño de pilotes debe cumplir con los requisitos del Capítulo F.2 sobre diseño de miembros solicitados por cargas combinadas. Los pilotes deben cumplir también los requisitos de la sección F.3.4.1.1 para miembros de ductilidad alta.

F.3.4.4.2 – Pilotes inclinados – Cuando se utilicen pilotes inclinados y verticales en un grupo de pilotes, los pilotes verticales deben diseñarse para resistir los efectos combinados de las cargas muertas y vivas sin considerar los pilotes inclinados.

F.3.4.4.3 – Pilotes a tensión – La tensión en cada pilote debe transferirse a su cabeza por medios mecánicos tales como llaves de cortante, varillas de refuerzo o conectores soldados a la porción embebida del pilote.

F.3.4.4.4 – Zona protegida – Para cada pilote, una longitud igual al peralte de la sección transversal del pilote por debajo de la cabeza del pilote debe ser considerada como zona protegida y cumplir los requisitos de F.3.4.1.3 y F.3.9.2.1.

F.3.5 – PORTICOS RESISTENTES A MOMENTO (PRM)

Este numeral establece las bases de diseño, y los requisitos para el análisis, el sistema, miembros y conexiones para PRM-DMI, DMO, DES y pórticos con cerchas dúctiles (PCD), y sistemas de columnas de acero en voladizo (SCV).

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.5.1 – Pórticos resistentes a momentos con capacidad de disipación de energía mínima (PRM-DMI)

F.3.5.2 – Pórticos resistentes a momentos con capacidad de disipación de energía moderada (PRM-DMO)

F.3.5.3 – Pórticos resistentes a momentos con capacidad de disipación de energía especial (PRM-DES).

F.3.5.4 – Pórticos con cerchas dúctiles (PCD)

F.3.5.5 – Sistemas de columnas en voladizo con capacidad de disipación de energía mínima (SCV-DMI). F.3.5.6 – Sistemas de columnas en voladizo con capacidad de disipación de energía especial (SCV-DES).

F.3.5.1 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS CON CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA MÍNIMA (PRM-DMI)

F.3.5.1.1 – Alcance – Los Pórticos resistentes a momento con capacidad mínima de disipación de energía (PRM-DMI) deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.5.1.2 – Bases de diseño – Los PRM-DMI son diseñados para resistir deformaciones inelásticas mínimas en sus miembros y conexiones.

F.3.5.1.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales de análisis.

F.3.5.1.4 – Requisitos del sistema – No se especifican requisitos especiales al sistema.

F.3.5.1.5 – Miembros – No se especifican requisitos especiales a las relaciones ancho-espesor ni de arriostramiento para la estabilidad de vigas o uniones, adicionales a las requeridas en el Título F.2, para miembros de PRM-DMI. Tampoco se consideran zonas protegidas en este sistema. Se permite la utilización de vigas formadas con perfiles de acero compuestas con placas de concreto reforzado para resistir cargas de gravedad.

F.3.5.1.6 – Conexiones – Las conexiones viga-columna pueden ser totalmente restringidas (TR) ó parcialmente restringidas (PR) de acuerdo con esta sección.

F.3.5.1.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las soldaduras acanaladas de penetración completa de las aletas de las vigas a las columnas son soldaduras de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.1.3.4.2.

F.3.5.1.6.2 – Conexiones a momento totalmente restringidas (TR) – Las conexiones totalmente restringidas que formen parte del SRS deben satisfacer al menos una de las siguientes condiciones:

(1) Deben diseñarse para una resistencia a la flexión requerida igual a 1.1R_yM_p de la viga.

La resistencia requerida a cortante V_u de la conexión debe basarse en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada, en la cual el efecto de las fuerzas horizontales incluyendo la sobreresistencia deben ser tomadas como:

donde:

R_y = relación del esfuerzo de fluencia esperado y el mínimo especificado, F_y

M_p = F_yZ, N-mm

L_cf = longitud libre de la viga, mm

(2) Las conexiones TR deben diseñarse para una resistencia a la flexión requerida y una resistencia a cortante requerida igual al momento máximo y su correspondiente cortante que pueda ser transmitido a la conexión por el sistema, incluyendo los efectos de la sobreresistencia del material y el endurecimiento por deformación. Los factores que pueden limitar este momento máximo y su cortante correspondiente incluyen:

(a) La resistencia de la columna

(b) La resistencia de la cimentación al levantamiento

Para las opciones (1) y (2) de este numeral se deben colocar placas de continuidad como se especifica en los numerales F.2.10.10.1, F.2.10.10.2 y F.2.10.10.3. El  momento usado para revisar las placas de continuidad debe ser el mismo que se use para el diseño de la conexión viga-columna; en otras palabras, 1.1R y Mp o el máximo momento que pueda ser transferido a la conexión por el sistema.

(3) Las conexiones TR entre vigas y columnas deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.5.2.6 o F.3.5.3.6, o cumplir con los siguientes requisitos:

(a) Todas las soldaduras de la conexión viga-columna deben satisfacer los requisitos del  Capítulo 3 de la Norma ANSI/AISC 358.

(b) Las aletas de la viga deben conectarse a las aletas de la columna usando soldaduras acanaladas de penetración completa.

(c) La forma de los agujeros de acceso debe estar de acuerdo con la sección 6.9.1.2 de AWS D1.8 y los requisitos de calidad de la cláusula 6.9.2.de la misma.

(d) Las placas de continuidad deben cumplir los requisitos del numeral F.3.5.3.6.6, excepto que las soldaduras de las placas de continuidad a las aletas de la columna pueden ser acanaladas de penetración completa, acanaladas de penetración parcial por dos lados, o filetes por ambos lados. La resistencia requerida de estas uniones no debe ser menor que la resistencia de diseño del área de contacto de la placa con la aleta de la columna.

(e) El alma de la viga debe estar conectada a la aleta de la columna mediante una soldadura acanalada de penetración completa entre los agujeros de acceso, o mediante una conexión con placa de cortante sencilla atornillada diseñada para la

resistencia a cortante requerida de la ecuación F.3.5.1-1

Para conexiones TR, la resistencia de la zona de panel debe revisarse de acuerdo con el numeral F.2.10.10.6. La resistencia requerida a cortante de la zona de panel debe basarse en los momentos en el extremo de la viga calculados con las combinaciones de carga del Título B, sin incluir la carga sísmica amplificada.

F.3.5.1.6.3 – Conexiones a momento parcialmente restringidas (PR) – Las conexiones parcialmente restringidas deben cumplir los siguientes requisitos:

(1) Estas conexiones deben diseñarse para el momento máximo y cortante de las combinaciones de carga de los numerales F.3.2.2 y F.3.2.3.

(2) La rigidez, resistencia y capacidad de deformación de la conexión a momento PR debe considerarse en el diseño, incluyendo su efecto en la estabilidad general de la estructura.

(3) La resistencia nominal a flexión de la conexión, M_nPR, no debe ser menor que 0.5Mp de la viga conectada, excepto para estructuras de un nivel en las que M_nPR no debe ser menor que 0.5Mp de la columna conectada.

(4) Para conexiones PR, V_u debe determinarse de acuerdo con el numeral F.3.5.1.6.2 (1) tomando M_nPR como M_p en la ecuación F.3.5.1-1.

F.3.5.2 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS CON CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA MODERADA (PRM-DMO)

F.3.5.2.1 – Alcance – Los PRM-DMO deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.5.2.2 – Bases de diseño – Los PRM-DMO deben ser capaces de desarrollar una capacidad de deformación inelástica limitada a partir de la fluencia por flexión de las vigas y columnas, y fluencia por cortante de la zona de panel en la columna. El diseño de las conexiones vigas-columna, incluyendo la zona de panel y sus placas de continuidad, debe basarse en ensayos que garanticen el desempeño requerido en F.3.5.2.6.2, y demostrar su conformidad como se requiere en F.3.5.2.6.3.

F.3.5.2.3 – Análisis – No se especifican requisitos de diseño especiales.

F.3.5.2.4 – Requisitos del sistema

F.3.5.2.4.1 – Arriostramiento para la estabilidad de las vigas – Las vigas deben arriostrarse para satisfacer los requisitos de miembros de ductilidad moderada del numeral F.3.4.1.2.1.

Adicionalmente, a menos que se indique de otra forma mediante ensayos, los arriostramientos de vigas deben colocarse cerca de las fuerzas concentradas, en los cambios en la sección transversal y en otras ubicaciones donde los análisis indiquen que se puede formar una rótula plástica durante la deformación inelástica del PRM-DMO. La colocación del arriostramiento debe ser consistente con la documentada para una conexión precalificada de acuerdo a ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

La resistencia requerida del arriostramiento lateral adyacente a las rótulas plásticas debe ser como se requiere en el numeral F.3.4.1.2.3.

F.3.5.2.5 – Miembros

F.3.5.2.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros para vigas y columnas deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1 para miembros con ductilidad moderada, a menos que los ensayos de calificación lo precisen.

Las vigas con perfiles de acero pueden ser compuestas con una placa de concreto reforzado para resistir las cargas de gravedad.

F.3.5.2.5.2 – Aletas de vigas – No se permiten cambios abruptos en la aleta de la viga en las zonas de rótulas plásticas. Tampoco se permiten perforaciones en la aleta o recortes en el ancho de la aleta a menos que los ensayos de calificación demuestren que la configuración resultante puede desarrollar rótulas plásticas estables. La configuración debe ser consistente con la correspondiente a una conexión precalificada de acuerdo a ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.2.5.3 – Zonas protegidas – La región que en cada extremo de la viga esté sujeta a deformaciones inelásticas es una zona protegida, y debe satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.3. La extensión de la zona protegida debe estar de acuerdo con ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

Las zonas de rótulas plásticas en los extremos de vigas en PRM-DMO deben tratarse como zonas protegidas. Las zonas de rótula plástica deben establecerse a partir de una precalificación o programa de calificación para la conexión, de acuerdo con el numeral F.3.5.2.6.3. En general, para conexiones sin reforzar, la zona protegida se ubica desde la cara de la columna y hasta una distancia igual a la mitad del peralte de la viga, más allá de la rótula plástica.

F.3.5.2.6 – Conexiones

F.3.5.2.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras deben considerarse de demanda crítica y satisfacer los requisitos del numeral F.3.1.3.4.2:

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columna.

(2) Soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Las soldaduras acanaladas de penetración completa de las aletas de vigas y almas de vigas a las columnas, a menos que se especifique otra cosa en ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.2.6.2 – Requisitos de las conexiones viga-columna – Las conexiones viga-columna del SRS deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) La conexión debe ser capaz de acomodar un ángulo de deriva de piso de 0.02 radianes como mínimo.

(2) La resistencia medida a flexión de la conexión, determinada en la cara de la columna, debe ser por lo menos 0.8Mp de la viga conectada a un ángulo de deriva de piso de 0.02 radianes.

F.3.5.2.6.3 – Validación de la conexión – La conexión viga-columna del SRS debe satisfacer los requisitos de la sección F.3.5.2.6.2 mediante una de las siguientes condiciones:

(1) Uso de conexiones PRM-DMO de acuerdo con ANSI/AISC 358.

(2) Uso de una conexión precalificada PRM-DMO de acuerdo con F.3.11.1.

(3) Especificaciones de resultados de ensayos cíclicos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

Deben realizarse al menos dos ensayos de la conexión y pueden basarse en una de las consideraciones siguientes:

(a) Ensayos reportados en artículos de investigación o ensayos documentados realizados para otros proyectos que representen las condiciones del proyecto, con los límites especificados en el numeral F.3.11.2.

(b) Ensayos enfocados específicamente para el proyecto que sean representativos de los tamaños de los miembros, resistencia del material, configuración de conexiones, procesos constructivos de la conexión, con los límites especificados en F.3.11.2.

F.3.5.2.6.4 – Resistencia a cortante requerida – La resistencia requerida a cortante Vu de la conexión debe basarse en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada, en la cual el efecto de las fuerzas horizontales incluyendo la sobreresistencia deben ser calculadas como:

donde:

R _y = relación del esfuerzo de fluencia esperado y el mínimo especificado, Fy

M_p = FyZ, N-mm

L_h = distancia entre rótulas plásticas, mm.

En lugar de la ecuación F.3.5.2-1, la resistencia requerida a cortante de la conexión debe ser la que se especifica en ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.2.6.5 – Zona de panel – No se especifican requisitos especiales.

La resistencia de la zona de panel debe revisarse de acuerdo con el numeral F.2.10.10.6. La resistencia requerida a cortante de la zona de panel debe basarse en los momentos en el extremo de la viga calculados con las combinaciones de carga del Título B, sin incluir la carga sísmica amplificada.

F.3.5.2.6.6 – Placas de continuidad – Se deben suministrar placas de continuidad de acuerdo con lo especificado en el numeral F.5.3.6.6.

F.3.5.2.6.7 – Empalmes de columnas – Los empalmes de columnas deben cumplir con los requisitos de la sección F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras para hacer el empalme, estas deben ser acanaladas de penetración completa.

Cuando los empalmes de columna se hagan con pernos, estos deben tener una resistencia requerida a la flexión por lo menos igual a R_y F_y Z_x de la menor columna. La resistencia requerida a cortante de los empalmes del alma de columnas debe ser como mínimo igual a , donde  es la suma de las resistencias plásticas a flexión nominales de las columnas por arriba y por debajo del empalme.

Excepción – La resistencia requerida del empalme de columna no necesita ser mayor que el determinado por un análisis no lineal como se especifica en F.3.3, considerando factores de concentración de esfuerzos apropiados o factores de intensidad de esfuerzos de mecánica de fracturas.

F.3.5.3 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS CON CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA  ESPECIAL (PRM-DES)

F.3.5.3.1 – Alcance – Los PRM-DES deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.5.3.2 – Bases de diseño – Los PRM-DES deben ser capaces de desarrollar una capacidad de deformación inelástica significativa a partir de la fluencia por flexión de las vigas y una fluencia limitada por cortante de la zona de panel. Excepto que se permita otra cosa en esta sección, las columnas deben diseñarse para ser más fuertes que las vigas en fluencia completa y con endurecimiento por deformación. Se permite la fluencia por flexión de las columnas en la base. El diseño de las conexiones vigas-columna, incluyendo la zona de panel y sus placas de continuidad, debe basarse en ensayos que garanticen el  desempeño requerido en F.3.5.3.6.2, y demostrar su conformidad como se requiere en F.3.5.3.6.3.

F.3.5.3.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales de diseño.

F.3.5.3.4 – Requisitos del sistema

F.3.5.3.4.1 – Relación de momentos – Deben satisfacerse las siguientes relaciones en las conexiones viga-columna:

 (F.3.5.3-1)

donde:

 = suma de las proyecciones al eje de la viga, de la resistencia nominal a flexión de las columnas (incluidas las ménsulas si estas se utilizan) arriba y abajo de la unión, con una reducción debida a la fuerza axial de la columna. Se puede calcular como:

(F.3.5.3-2)

Cuando los ejes de vigas opuestas en la misma conexión no coincidan se debe utilizar la línea intermedia entre ejes.

 = suma de las proyecciones al eje de la columna de las resistencias esperadas a flexión de las vigas en la rótula plástica. Se puede calcular como:

 (F.3.5.3-3)

Alternativamente, se puede determinar  consistentemente con el diseño de la conexión precalificada de acuerdo con ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

Cuando se usen conexiones con vigas de sección reducida, se puede calcular como:

 (F.3.5.3-4)

A_g = área bruta de la columna, mm².

F_yc = esfuerzo de fluencia mínimo especificado de la columna, MPa.

M_uv = momento adicional en el eje de la columna debido a la amplificación por el cortante desde la rótula plástica hasta el eje de la columna, N-mm.

P_uc = resistencia a la compresión requerida (valor absoluto), N.

Z_b = módulo de sección plástico de la viga, mm³.

Zc = módulo de sección plástico de la columna, mm³.

Z_RBS = módulo de sección plástico mínimo en la sección reducida de la viga, mm³.

Excepción – Este requisito no aplica si se cumplen las siguientes dos condiciones:

(1) Para columnas con Puc < 0.3Pc para todas las combinaciones excepto las que incluyan la carga sísmica amplificada y que cumplan cualquiera de las siguientes condiciones:

(a) Columnas de edificios de un piso o el piso superior de un edificio de varios pisos.

(b) Columnas donde: (1) la suma de las resistencias a cortante de diseño de todas las columnas del piso a las que se aplicará la excepción sea menor que 20% de la suma de las resistencias de diseño a cortante de todas las columnas de pórticos resistentes a momento en el piso y que actúen en la misma dirección; y (2) la suma de las resistencias a cortante de diseño de todas las columnas a las que se aplicará la excepción en cada eje de columnas de pórticos resistentes a momentos en dicho piso sea menor que 33% de la resistencia a cortante de diseño de todas las columnas de la estructura en ese eje de columnas. Para efectos de esta excepción se define el eje de columnas como una línea de columnas o líneas paralelas de columnas separadas menos del 10% de la dimensión plana perpendicular al eje de columnas. Para efectos de esta excepción la resistencia de diseño de las columnas debe calcularse como la resistencia límite considerando la resistencia a flexión en cada extremo y limitada por la resistencia a flexión de las vigas que conectan, o por la resistencia a flexión de las columnas mismas, dividida por H,donde Hes la altura de piso en mm.

donde:

Pc = F_ycA_g, N (F.3.5.3-5)

P_uc = resistencia requerida a la compresión, N

(2) Las columnas en cualquier piso tienen una relación de resistencia de diseño a cortante a resistencia requerida a cortante 50% mayor que el piso inmediatamente superior.

F.3.5.3.4.2 – Arriostramiento para la estabilidad de las vigas – Las vigas deben arriostrarse para satisfacer los requisitos de miembros de ductilidad alta del numeral F.3.4.1.2.2.

Adicionalmente, a menos que se indique de otra forma mediante ensayos, los arriostramientos de vigas deben colocarse cerca de las fuerzas concentradas, cambios en la sección transversal y otras ubicaciones donde los análisis indiquen que se puede formar una rótula plástica durante la deformación inelástica del PRM-DES. La ubicación del arriostramiento debe ser consistente con la documentada para una conexión precalificada de acuerdo a ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

La resistencia requerida del arriostramiento lateral adyacente a las rótulas plásticas debe ser como se requiere en el numeral F.3.4.1.2.3.

F.3.5.3.4.3 – Arriostramiento para la estabilidad de las conexiones viga-columna

(1) Conexiones arriostradas – Las aletas de la columna en conexiones viga-columna solo necesitan arriostramiento lateral al nivel de las aletas superiores de las vigas, cuando las almas de las vigas estén en el mismo plano, y se demuestra que la columna permanecerá en el rango elástico por fuera de la zona de panel. Se puede suponer que la columna permanece en estado elástico cuando la relación calculada con la ecuación F.3.5.3 -1 sea mayor de 2.

Cuando no se puede demostrar que la columna permanece en estado elástico por fuera de la zona de panel, se aplican los siguientes requisitos:

(a) Las aletas de la columna deben estar arriostradas lateralmente en el nivel superior e inferior de las aletas de las vigas. El arriostramiento lateral puede ser directo o indirecto.

El soporte lateral directo de las aletas de la columna se logra a través del uso de riostras u otros miembros, o una lámina colaborante y su losa, anclados a la aleta de la columna en o cerca al punto que se desea arriostrar para evitar el pandeo lateral. El soporte lateral indirecto se refiere a un arriostramiento que se consigue gracias a la rigidez de los miembros y las conexiones que no están directamente anclados a las aletas de la columna, sino que actúa a través del alma de la columna o de los rigidizadores.

(b) Los arriostramientos laterales de las columnas deben diseñarse para una resistencia requerida del 2% de la resistencia de diseño de la aleta de la viga F_yb_ft_bf.

(2) Conexiones no arriostradas – La columna que tenga una conexión viga-columna sin arriostramiento lateral transversal al pórtico sísmico, debe diseñarse usando la distancia entre riostras laterales adyacentes como altura de la columna para pandeo transversal al pórtico sísmico y debe cumplir con lo especificado en F.2.8 con la siguiente excepción:

(a) La resistencia requerida de la columna debe determinarse con las combinaciones de carga del Título B, excepto que incluya la carga sísmica amplificada.

En la determinación del efecto de la carga sísmica amplificada que incluye la sobreresistencia, E_mh no requiere ser mayor del 125% de la resistencia de diseño del pórtico, con base en la resistencia de diseño a flexión de la viga o la resistencia de diseño a cortante de la zona de panel.

(b) La esbeltez L/r de la columna no debe ser mayor de 60.

(c) La resistencia a flexión requerida de la columna transversal al pórtico sísmico debe incluir el momento causado por la aplicación de la fuerza de la aleta de la viga especificada en la sección F.3.5.3.4.3(1)(b), adicionalmente a los momentos de segundo orden debidos al desplazamiento resultante de la aleta de la columna.

F.3.5.3.5 – Miembros

F.3.5.3.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros para vigas y columnas deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad alta, a menos que los ensayos de calificación lo precisen.

Las vigas con perfiles de acero pueden ser compuestas con una placa de concreto reforzado para resistir las cargas de gravedad.

F.3.5.3.5.2 – Aletas de vigas – No se permiten cambios abruptos en la aleta de la viga en las zonas de rótulas plásticas. Tampoco se permiten perforaciones en la aleta o recortes en el ancho de la aleta a menos que los ensayos de calificación demuestren que la configuración resultante puede desarrollar rótulas plásticas estables para soportar el ángulo de deriva de piso requerido. La configuración debe ser consistente con la correspondiente a una conexión precalificada de acuerdo con ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.3.5.3 – Zonas protegidas – La región que en cada extremo de la viga esté sujeta a deformaciones inelásticas es una zona protegida, y debe satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.3. La extensión de la zona protegida debe estar de acuerdo con ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

Las zonas de rótulas plásticas en los extremos de vigas en PRM-DES deben tratarse como zonas protegidas. Las zonas de rótula plástica deben establecerse a partir de una precalificación o programa de calificación para la conexión, de acuerdo al numeral F.3.5.3.6.3. En general, para conexiones sin reforzar, la zona protegida se ubica desde la cara de la columna y hasta una distancia igual a la mitad del peralte de la viga más allá de la rótula plástica.

F.3.5.3.6 – Conexiones

F.3.5.3.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras deben considerarse de demanda crítica y satisfacer los requisitos del numeral F.3.1.3.4.2:

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columna.

(2) Soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Las soldaduras acanaladas de penetración completa de las aletas de vigas y almas de vigas a las columnas, a menos que se especifique otra cosa en ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.3.6.2 – Conexiones viga-columna – Las conexiones viga-columna del SRS deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) La conexión debe ser capaz de soportar un ángulo de deriva de piso de 0.04 radianes como mínimo.

(2) La resistencia medida a flexión de la conexión, determinada en la cara de la columna, debe ser por lo menos 0.8M_p de la viga conectada a un ángulo de deriva de piso de 0.04 radianes.

F.3.5.3.6.3 – Validación de la conexión – La conexión viga-columna del SRS debe satisfacer los requisitos de la sección F.3.5.3.6.2 mediante una de las siguientes:

(1) Uso de conexiones PRM-DES de acuerdo con ANSI/AISC 358.

(2) Uso de una conexión precalificada PRM-DES de acuerdo con F.3.11.1.

(3) Especificaciones de resultados de ensayos cíclicos de calificación de acuerdo con F.3.11.2. Deben realizarse al menos dos ensayos de la conexión y pueden basarse en una de las consideraciones siguientes:

(a) Ensayos reportados en artículos de investigación o ensayos documentados realizados para otros proyectos que representen las condiciones del proyecto, con los límites especificados en el numeral F.3.11.2.

(b) Ensayos enfocados específicamente para el proyecto que sean representativos de los tamaños de los miembros, resistencia del material, configuración de conexiones, procesos constructivos de la conexión, con los límites especificados en F.3.11.2.

F.3.5.3.6.4 – Resistencia a cortante requerida – La resistencia requerida a cortante V_u de la conexión debe basarse en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada, en la cual el efecto de las fuerzas horizontales incluyendo la sobre resistencia deben ser calculadas como:

 (F.3.5.3-6)

donde:

R_y = relación del esfuerzo de fluencia esperado y el mínimo especificado, F_y

M_p = F_yZ, N-mm

L_h = distancia entre rótulas plásticas, mm.

En lugar de la ecuación F.3.5.2-1, la resistencia requerida a cortante de la conexión debe ser la que se especifica en ANSI/AISC 358, o como se determine en una precalificación de conexión de acuerdo con la sección F.3.11.1 o en un programa de ensayos de calificación de acuerdo con F.3.11.2.

F.3.5.3.6.5 – Zona de panel

(1) Resistencia a cortante – El espesor requerido de la zona de panel debe determinarse a partir de la suma de los momentos en las caras de la columna, calculada proyectando los momentos esperados en los puntos de la rótula plástica hasta la cara de la columna. La resistencia de diseño a cortante debe ser,  con  y la resistencia nominal a cortante V_n se debe calcular para el estado límite de fluencia a cortante determinado de acuerdo con F.2.10.10.6.

(2) Espesor de la zona de panel – Los espesores individuales, t, de las almas de la columna y placas de enchape, en caso de utilizarse, deben cumplir el siguiente requisito:

donde:

t = espesor del alma de la columna o de la placa de enchape, mm.

d_z = altura de la zona de panel entre placas de continuidad, mm.

w_z = ancho de la zona de panel entre aletas de columna, mm.

Alternativamente, cuando el pandeo local del alma de la columna y placa de enchape se previene uniendo estas mediante soldaduras de tapón, y dividiendo la placa para cumplir la ecuación F.3.5.3-7, el espesor total de la zona de panel debe satisfacer la ecuación F.3.5.3-7. Cuando se requieran soldaduras de tapón se deben suministrar 4 como mínimo.

(3) Placas de enchape en la zona de panel – Las placas de enchape deben colocarse directamente en el alma de la columna cuando el alma no cumpla con la sección F.3.5.3.6.5(2). De otra forma las placas pueden conectarse directamente al alma de la columna, o separadas del alma.

(a) Placas de enchape en contacto con el alma – Deben soldarse a las aletas de la columna por medio de soldaduras acanaladas de penetración completa o soldaduras de filete que sean capaces de desarrollar toda la resistencia de diseño a cortante de las placas de enchape. Cuando no se usen placas de continuidad, las placas de enchape deben ser unidas con soldadura de filete a lo largo de la parte superior e inferior para desarrollar la porción de la fuerza total que se trasmita a la placa de enchape, a menos que las placas de enchape y el alma cumplan con el numeral F.3.5.3.6.5(2).

(b) Placas de enchape separadas del alma – Las placas de enchape deben colocarse en pares simétricos localizadas entre 1/3 y 2/3 de la distancia entre el borde de la aleta de la viga y el eje de la columna, y deben ser unidas con una soldadura acanalada de penetración completa a las aletas de la columna de tal manera que se desarrolle la resistencia de diseño completa de las lacas de enchape.

(c) Placas de enchape con placas de continuidad – Cada placa de enchape debe soldarse a las placas de continuidad para desarrollar la porción de la fuerza total que trasmiten las placas de enchape.

(d) Placas de enchape sin placas de continuidad – Cuando no se usen placas de continuidad las placas de enchape deben extenderse un mínimo de 150 mm arriba y debajo de la parte superior e inferior de la viga de mayor peralte conectada a momento.

Cuando una placa de enchape interfiere con placas de continuidad conectadas directamente al alma de la columna, el diseñador debe garantizar un patrón de transferencia de cargas que satisfaga la sección 2.4.4b de ANSI/AISC 358. Lo anterior puede conseguirse dimensionando la placa de enchape de manera tal que sea capaz de desarrollar la resistencia requerida de las placas de continuidad a la conexión del alma de la columna. Alternativamente, las placas de enchape pueden suspenderse por dentro de las placas de continuidad. Un patrón similar de cargas puede desarrollarse cuando la placa del alma de una viga perpendicular al alma de la columna se conecta a una placa de enchape.

F.3.5.3.6.6 – Placas de continuidad

(1) Requisitos de placa de continuidad – Deben suministrarse placas de continuidad exceptuando los siguientes casos:

(a) Cuando así se determine en una conexión precalificada de acuerdo con el numeral F.3.11.1, o como lo determine un programa de ensayos de calificación de acuerdo con la sección F.3.11.2.

(b) Cuando la aleta de la viga este soldada a la aleta de una columna laminada o armada con sección I que tenga un espesor que satisfaga las ecuaciones F.3.5.3-8 y F.3.5.3-9 no se requieren placas de continuidad:

 (F.3.538)

 (F.3.5.3-9)

donde:

t_cf = espesor mínimo requerido de la aleta de la columna cuando no se colocan placas de continuidad, mm.

b_bf = ancho de la aleta de la viga, mm.

 t_bf = espesor de la aleta de la viga, mm.

F_yb = esfuerzo de fluencia mínimo especificado de la aleta de la columna, MPa

R_yb = relación del esfuerzo de fluencia esperado del material de la viga y el esfuerzo de fluencia mínimo especificado.

R_yc = relación del esfuerzo de fluencia esperado del material de la columna y el esfuerzo de fluencia mínimo especificado.

(c) Cuando la aleta de la viga esté soldada a la aleta de una columna formada por un perfil I encajonado y que tenga un espesor que cumpla las ecuaciones F.3.5.3.10 y F.3.5.3.11 no necesita placas de continuidad.

 (F.3.5.3-10)

 (F.3.5.3-11)

(d) Para conexiones pernadas, deben aplicarse las especificaciones ANSI/AISC 358.

(2) Espesor de las placas de continuidad – Cuando se requieran placas de continuidad, el espesor se determinará como sigue:

(a) Para conexiones exteriores (por un lado de la columna) el espesor de la placa de continuidad debe ser la mitad del espesor de la aleta de la viga como mínimo.

(b) Para conexiones interiores (por los dos lados de la columna) el espesor de la placa de continuidad debe ser igual al espesor más grueso de las aletas a ambos lados de la columna.

Las placas de continuidad deben cumplir también los requisitos de F.2.10.10.

(3) Soldaduras de placas de continuidad – Las placas de continuidad deben soldarse a las aletas de la columna utilizando soldaduras acanaladas de penetración completa. Las placas de continuidad deben soldarse al alma de la columna utilizando soldaduras acanaladas o de filete. La resistencia requerida de la suma de las uniones soldadas de las placas de continuidad al alma de la columna deben ser la menor de las siguientes:

(a) La suma de las resistencias de diseño a tensión de las áreas de contacto de las placas de continuidad con las aletas de la columna que tienen conectadas aletas de vigas.

(b) La resistencia de diseño a cortante del área de contacto de la placa con el alma de la columna.

(c) La resistencia de diseño a cortante de la zona de panel de la columna.

(d) La suma de las resistencias a la fluencia esperadas de las aletas de la viga que transmiten la fuerza a las placas de continuidad.

F.3.5.3.6.7 – Empalmes de columna – Los empalmes de las columnas deben cumplir con los requisitos de la sección F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras para hacer el empalme, estas deben ser acanaladas de penetración completa.

Cuando los empalmes de columna se hagan con pernos, estos deben tener una resistencia requerida a la flexión por lo menos igual a R_yF_yZ_x de la menor columna. La resistencia requerida a cortante de los empalmes del alma de columnas debe ser como mínimo igual a , donde  es la suma de las resistencias plásticas a flexión nominales de las columnas por arriba y por debajo del empalme.

Excepción – La resistencia requerida del empalme de columna no necesita ser mayor que la determinada por un análisis no lineal como se especifica en F.3.3, considerando factores de concentración de esfuerzos apropiados o factores de intensidad de esfuerzos de mecánica de fracturas.

F.3.5.4 – PÓRTICOS CON CERCHAS DUCTILES (PCD)

F.3.5.4.1 – Alcance – Los PCD deben satisfacer los requisitos de esta sección.

F.3.5.4.2 – Bases de diseño – Los PCD deben tener una capacidad de soportar deformaciones inelásticas significativas, dentro de un segmento de cercha especialmente diseñado. Los PCD deben limitarse a luces entre columnas no mayores de 20 m y peralte total no mayor de 1.8 m. Las columnas y los segmentos de cercha por fuera del segmento especial se diseñan para permanecer elásticos bajo las cargas generadas por la fluencia total y endurecimiento por deformación del segmento especial.

F.3.5.4.3 – Análisis – El análisis de los PCD debe satisfacer los siguientes requisitos.

F.3.5.4.3.1 – Segmento especial – La resistencia vertical a cortante requerida del segmento especial debe calcularse para las combinaciones de carga del Título B.

F.3.5.4.3.2 – Segmento no especial – La resistencia requerida de los elementos por fuera del segmento especial y sus conexiones deben calcularse con base en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada. Para la determinación de la carga sísmica amplificada debe tomarse en cuenta el efecto de la fuerza horizontal incluyendo la sobreresistencia, E_mh, a partir de las fuerza laterales necesarias para desarrollar la resistencia vertical a cortante esperada del segmento especial, actuando en el centro de la luz como se define en el numeral F.3.5.4.5.2. Deben incluirse los efectos de segundo orden para la máxima deriva de diseño.

F.3.5.4.4 – Requisitos del sistema

F.3.5.4.4.1 – Segmento especial – Cada cercha horizontal que forme parte del SRS debe tener un segmento especial localizado en la zona central comprendida entre 0.25 y 0.75 de la luz de la cercha. La longitud del segmento especial debe estar entre 0.1 y 0.5 veces la luz de la cercha. La relación longitud-altura de cualquier panel en el segmento especial no debe exceder 1.5 ni ser menor que 0.67.

Los paneles dentro del segmento especial deben ser todos vierendeel o todos paneles arriostrados en X; no se permite la combinación de los anteriores ni el uso de otras configuraciones de diagonales de cercha. Cuando se usen miembros diagonales en el segmento especial, estos deben disponerse en forma de X separados por elementos verticales. Los diagonales de la cercha en el segmento especial deben ser fabricados con platinas de la misma sección. Dichos miembros diagonales deben interconectarse en los puntos en que se cruzan. La interconexión debe tener una resistencia de diseño adecuada para resistir una fuerza por lo menos de 0.25 veces la resistencia nominal a tensión del miembro diagonal. No se deben usar conexiones pernadas para miembros del alma dentro del segmento especial.

No se permite el empate de los miembros de las cuerdas dentro del segmento especial, ni a una distancia menor a la mitad de la longitud del panel por fuera del segmento especial.

Las resistencias axiales requeridas debidas a cargas vivas y muertas de los miembros diagonales en el segmento especial, no deben exceder 0.03F_yA_g.

F.3.5.4.4.2 – Arriostramiento para la estabilidad de la cercha – Cada aleta de las cuerdas superior e inferior de la cercha debe estar arriostrada lateralmente en los extremos del segmento especial. La resistencia requerida de la riostra lateral debe cumplir con:

Pu = 0.06RyFyAf (F.3.5.4-1)

donde:

A_f es el área bruta de la aleta del miembro de la cuerda del segmento especial, mm²

F.3.5.4.4.3 – Arriostramiento para la estabilidad de las conexiones cercha-columna – La columna debe estar arriostrada lateralmente al nivel de las cuerdas superior e inferior de las cerchas conectadas a las columnas. Las riostras laterales deben tener una resistencia requerida de:

P_u = 0.02R_yPnC (F.3.5.4-2)

donde:

P_nc es la resistencia nominal a compresión de los miembros de la cuerda en los extremos, N

F.3.5.4.4.4 – Rigidez del arriostramiento para la estabilidad – La rigidez requerida de la riostra debe cumplir los requisitos de F.2.20

donde:

Pr = R_yP_nc (F.3.5.4-3)

F.3.5.4.5 – Miembros

F.3.5.4.5.1 – Miembros del segmento especial – La resistencia de diseño a cortante del segmento especial se calcula como la suma de la resistencia de diseño a cortante de los miembros de la cuerda a flexión, y la resistencia a cortante correspondiente a la resistencia de diseño a tensión y 0.3 veces la resistencia de diseño a compresión de los miembros diagonales, cuando se usen. Los miembros de las cuerdas superior e inferior en el segmento especial deben ser de la misma sección y proveerán por lo menos el 25% de la resistencia vertical a cortante requerida.

La resistencia de diseño  determinada de acuerdo con el estado límite de fluencia por tensión, debe ser igual o mayor que 2.2 veces la resistencia requerida, con .

donde:

P_n = F_yA_g (F.3.5.4-4)

F.3.5.4.5.2 – Resistencia vertical a cortante esperada del segmento especial – La resistencia vertical a cortante esperada del segmento especial V_ne al centro de la luz está dada como:

 (F.3.5.4-5)

donde:

M_nc = resistencia nominal a flexión de un miembro de la cuerda del segmento especial, N-mm

E = módulo de elasticidad de un miembro de la cuerda del segmento especial, N/mm²

I = momento de inercia de un miembro de la cuerda del segmento especial, mm⁴

L = luz de la cercha, mm

L_s = longitud del segmento especial, mm

P_nt = resistencia nominal a tensión de un miembro diagonal del segmento especial, N

P_nc = resistencia nominal a compresión de un miembro diagonal del segmento especial, N

 = ángulo que forma un miembro diagonal con la horizontal, grados

F.3.5.4.5.3 – Límites de la relación ancho-espesor – Los miembros de las cuerdas y los miembros diagonales del alma dentro del segmento especial deben cumplir con los requisitos de la sección F.3.4.1.1.2 para miembros de ductilidad alta. Las relaciones ancho-espesor de las platinas de los miembros diagonales no deben ser mayores que 2.5.

F.3.5.4.5.4 – Miembros de cuerdas armados – El espaciamiento de uniones para miembros de cuerda armados en el segmento especial no debe ser mayor que 0.04Ery/Fy donde ry es el radio de giro de los componentes individuales con respecto a su eje débil.

F.3.5.4.5.5 – Zonas protegidas – La región en cada extremo de un miembro de cuerda dentro del segmento especial es una zona protegida que debe cumplir los requisitos del numeral F.3.4.1.3. La zona protegida se extiende una longitud igual a dos veces el peralte del miembro de cuerda desde la conexión con los miembros del alma de la cercha. Los miembros del alma verticales y diagonales de extremo a extremo del segmento especial son zonas protegidas.

F.3.5.4.6 – Conexiones

F.3.5.4.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras son de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.1.3.4.2.

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columna

(2) Soldaduras de conexiones columna-placa base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

F.3.5.4.6.2 – Conexiones de los miembros diagonales en el segmento especial – Las conexiones de los extremos de los miembros diagonales en el segmento especial deben tener una resistencia requerida por lo menos igual a la resistencia a fluencia esperada a tensión de los miembros diagonales, R_yF_yA_g.

F.3.5.4.6.3 – Empalmes de columnas – Los empalmes de columnas deben cumplir con los requisitos de la sección F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras para hacer el empalme, estas deben ser acanaladas de penetración completa.

Cuando los empalmes de columna se hagan con pernos, estos deben tener una resistencia requerida a la flexión por lo menos igual a R_y F_y Z_x de la menor columna. La resistencia requerida a cortante de los empalmes del alma de columnas debe ser como mínimo igual a , donde Mpc es la suma de las resistencias plásticas a flexión nominales de las columnas por arriba y por debajo del empalme.

Excepción – La resistencia requerida del empalme de columna no necesita ser mayor que la determinada por un análisis no lineal como se especifica en F.3.3, considerando factores de concentración de esfuerzos apropiados o factores de intensidad de esfuerzos de mecánica de fracturas.

F.3.5.5 – SISTEMAS DE COLUMNAS EN VOLADIZO CON DISIPACION DE ENERGIA MINIMA (SCV-DMI)

F.3.5.5.1 – Alcance – Los SCV-DMI deben diseñarse de conformidad con esta sección

F.3.5.5.2 – Bases de diseño – Los SCV-DMI se espera que posean una capacidad mínima de soportar derivas inelásticas por fluencia a flexión de las columnas.

F.3.5.5.3 – Análisis – No se especifican requisitos de análisis especiales.

F.3.5.5.4 – Requisitos del sistema

F.3.5.5.4.1 – Columnas – Las columnas deben diseñarse utilizando las combinaciones de carga que incluyan la carga sísmica amplificada. La resistencia axial requerida, P_rC no debe exceder el 15% de la resistencia axial de diseño, P_C, para estas combinaciones de carga únicamente.

F.3.5.5.4.2 – Arriostramiento para la estabilidad de las columnas – No se especifican requisitos especiales.

F.3.5.5.5 – Miembros

F.3.5.5.5.1 – Requisitos básicos – No se especifican requisitos especiales.

F.3.5.5.5.2 – Aletas de columnas – No se especifican requisitos especiales.

F.3.5.5.5.3 – Zonas protegidas – No se especifican zonas protegidas.

F.3.5.5.6 – Conexiones

F.3.5.5.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – No se especifican soldaduras de demanda crítica.

F.3.5.5.6.2 – Bases de columnas – No se especifican requisitos para columnas de base.

F.3.5.6 – SISTEMAS DE COLUMNAS EN VOLADIZO CON DISIPACION DE ENERGIA ESPECIAL (SCV-DES)

F.3.5.6.1 – Alcance – Los SCV-DES deben diseñarse de conformidad con esta sección.

F.3.5.6.2 – Bases de diseño – Los SCV-DES se espera que posean una capacidad limitada de soportar derivas inelásticas por fluencia a flexión de las columnas.

F.3.5.6.3 – Análisis – No se especifican requisitos de análisis especiales.

F.3.5.6.4 – Requisitos del sistema

F.3.5.6.4.1 – Columnas – Las columnas deben diseñarse utilizando las combinaciones de carga que incluyan la carga sísmica amplificada. La resistencia axial requerida, P_rC no debe exceder el 15% de la resistencia axial de diseño, P_C, para estas combinaciones de carga únicamente.

F.3.5.6.4.2 – Arriostramiento para la estabilidad de las columnas – Las columnas deben estar arriostradas de manera que satisfagan los requisitos aplicables a vigas clasificadas como miembros de ductilidad moderada de la sección F.3.4.1.2.1.

F.3.5.6.5 – Miembros

F.3.5.6.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros de columnas deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.4.1.1 para miembros de ductilidad alta de la sección F.3.4.1.1

F.3.5.6.5.2 – Aletas de columnas – Se prohíben cambios abruptos en las aletas de columnas designadas como zonas protegidas en el numeral F.3.5.6.5.3.

F.3.5.6.5.3 – Zonas protegidas – La región en la base de la columna sujeta a deformaciones inelásticas es una zona protegida, y debe satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.3. La longitud de la zona protegida es dos veces el peralte de la columna, a menos que se determine de otra manera mediante ensayos.

F.3.5.6.6 – Conexiones

F.3.5.6.6.1 – Soldaduras de demanda crítica - Las siguientes soldaduras son de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.1.3.4.2.

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columna

(2) Soldaduras de conexiones columna-placa base

F.3.5.6.6.2 – Bases de columnas – Las bases de las columnas deben diseñarse de acuerdo con el numeral F.3.4.2.6.

F.3.6 – SISTEMAS ARRIOSTRADOS Y MUROS DE CORTANTE

Este numeral establece las bases de diseño, y los requisitos para el análisis, el sistema, miembros y conexiones para PAC-DMI, PAC-DES, PAE y PAPR, así como MCA-DES.

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.6.1 – Pórticos arriostrados concéntricamente con capacidad de disipación de energía mínima (PAC-DMI)

F.3.6.2 – Pórticos arriostrados concéntricamente con capacidad de disipación de energía especial (PAC-DES)

F.3.6.3 – Pórticos arriostrados excéntricamente (PAE)

F.3.6.4 – Pórticos arriostrados de pandeo restringido (PAPR)

F.3.6.5 – Muros de cortante de acero (MCA-DES).

F.3.6.1 – PÓRTICOS ARRIOSTRADOS CONCÉNTRICAMENTE CON CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA MÍNIMA (PAC-DMI)

F.3.6.1.1 – Alcance – Los pórticos arriostrados concéntricamente con capacidad mínima de disipación de energía (PAC-DMI) deben diseñarse de acuerdo con esta sección. En estructuras aisladas sísmicamente, los PAC-DMI deben cumplir los requisitos de las secciones F.3.6.1.4.2, F.3.6.1.5, F.3.6.1.6 y F.3.6.1.7 y no se requiere que satisfagan los requisitos del numeral F.3.6.1.4.1.

F.3.6.1.2 – Bases de diseño – Esta sección se aplica a pórticos arriostrados que cuenten con miembros arriostrados concéntricamente. Se permiten excentricidades menores que el peralte de la viga si se tienen en cuenta en el diseño de los miembros determinando los momentos producidos por la excentricidad, evaluados con la carga sísmica amplificada.

Los PAC-DMI deben tener la capacidad de soportar deformaciones inelásticas limitadas en sus miembros y conexiones

F.3.6.1.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales de análisis.

F.3.6.1.4 – Requisitos del sistema

F.3.6.1.4.1 – Estructuras con riostras en V y V invertida – Las vigas deben ser continuas en las conexiones de la riostra cuando estas se presenten por fuera de la conexión viga-columna y deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) La resistencia requerida debe determinarse con base en las combinaciones de carga del Título B suponiendo que las riostras no proporcionan soporte para carga viva y muerta. Para combinaciones que incluyan los efectos de sismo, el efecto sísmico E debe determinarse como sigue:

(a) Las fuerzas en las riostras a tensión se deben suponer como la menor de las siguientes:

(i) La resistencia a fluencia esperada de la riostra a tensión, R_yF_yA_g.

(ii) El efecto de la carga basado en la carga sísmica amplificada.

(iii) La máxima fuerza que pueda ser desarrollada por el sistema.

(b) Las fuerzas en las riostras a compresión se deben suponer iguales a 0.3P_n.

(2) Como mínimo se requiere un juego de riostras laterales en el punto de intersección de estos arriostramientos, a menos que el miembro tenga suficiente resistencia y rigidez fuera del plano para garantizar la estabilidad entre puntos de arriostramiento adyacentes.

F.3.6.1.4.2 – Estructuras con riostras en K – No se permiten arriostramientos en K para PAC- DMI.

F.3.6.1.5 – Miembros

F.3.6.1.5.1 – Requisitos básicos – Las riostras deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad moderada.

F.3.6.1.5.2 – Esbeltez – Las riostras con configuraciones en V o V invertida deben cumplir

F.3.6.1.6 – Conexiones

F.3.6.1.6.1 – Conexiones de riostras diagonales – La resistencia requerida de la conexión es el efecto correspondiente a la carga sísmica amplificada, aunque no necesita ser mayor que lo siguiente:

(1) La máxima fuerza que puede ser desarrollada por el sistema.

(2) En tensión, la resistencia a fluencia esperada de la riostra determinada como R _yF_yA_g.

(3) En compresión, la resistencia esperada de la riostra a compresión, que puede calcularse como la menor de R _yF_yA_g y 1.14F_CreA_g, donde F_Cre se determina en F.2.5 utilizando las ecuaciones para F_Cr pero utilizando el esfuerzo a fluencia esperado R_yF_y en lugar de F_y. La longitud de riostra utilizada para determinar F_Cre no debe ser mayor que la distancia entre extremos de la riostra.

(4) Cuando se utilicen perforaciones agrandadas, la resistencia requerida para el estado límite de deslizamiento de pernos no requiere ser mayor que el efecto de la carga considerando las combinaciones del Título B sin incluir la carga sísmica amplificada.

F.3.6.1.7 – PAC-DMI sobre sistemas con aisladores sísmicos

F.3.6.1.7.1 – Requisitos del sistema – Las vigas en configuraciones V y V invertida deben ser continuas entre columnas.

F.3.6.1.7.2 – Miembros – Las riostras deben tener una relación de esbeltez

F.3.6.2 – PÓRTICOS ARRIOSTRADOS CONCÉNTRICAMENTE CON CAPACIDAD DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA ESPECIAL (PAC-DES)

F.3.6.2.1 – Alcance – Los pórticos arriostrados concéntricamente con capacidad especial de disipación de energía (PAC-DES) deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.6.2.2 – Bases de diseño – Esta sección se aplica a pórticos arriostrados que cuenten con miembros arriostrados concéntricamente. Se permiten excentricidades menores que el peralte de la viga si estas han sido consideradas en el diseño del miembro resultante y sus fuerzas de conexión, y no cambian la fuente de capacidad de deformación inelástica esperada.

Los PAC-DES deben tener la capacidad de soportar deformaciones inelásticas significativas principalmente a partir del pandeo de la riostra y la fluencia de la riostra en tensión.

F.3.6.2.3 – Análisis – La resistencia requerida de las columnas, las vigas y las conexiones debe basarse en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada. En la determinación de esta última, el efecto de las fuerzas horizontales que incluyan la sobre resistencia, E_mh, debe calcularse como la mayor fuerza determinada de los siguientes dos análisis:

(1) Un análisis en el cual se supone que las riostras actúan con las fuerzas correspondientes a su resistencia esperada en compresión o en tensión.

(2) Un análisis en el cual se supone que las riostras a tensión actúan con las fuerzas correspondientes a su resistencia esperada y todas las riostras en compresión actúan con su resistencia esperada a post pandeo.

La determinación de si las riostras están en compresión o en tensión debe hacerse sin incluir los efectos de las cargas de gravedad. El análisis debe considerar las dos direcciones de cargas de la estructura.

La resistencia esperada a tensión de la riostra es R_yF_yA_g.

La resistencia esperada de la riostra a compresión, que puede calcularse como la menor de R_yF_yA_g y 1.14F_CreA_g, donde F_Cre se determina en F.2.5 utilizando las ecuaciones para F_Cr pero utilizando el esfuerzo a fluencia esperado R_yF_y en lugar de F_y. La longitud de riostra utilizada para determinar F_Cre no debe ser mayor que la distancia entre extremos de la riostra.

La resistencia a post pandeo esperada de la riostra debe calcularse máximo como 0.3 veces la resistencia esperada de la riostra a compresión. Las riostras con una esbeltez de 200 (la máxima permitida en F.3.6.2.5.2) pandean elásticamente; el valor de 0.3F_Cr para tales riostras es 15 MPa. Este valor puede ser usado en el numeral F.3.6.2.3(2) para riostras de cualquier esbeltez como una estimación conservadora de la resistencia requerida de los miembros de la estructura. Alternativamente puede utilizarse un valor de 0 para simplificar el análisis.

Excepciones:

(1) Se permite despreciar los momentos flexionantes resultantes de la deriva sísmica en los cálculos anteriores. Pero si deben considerarse los momentos resultantes por cargas aplicadas a la columna entre puntos de soporte lateral.

(2) La resistencia requerida de las columnas no necesita ser mayor que la menor de las siguientes:

(a) Las fuerzas determinadas utilizando las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada, aplicada a un modelo estructural del edificio en el que todas las riostras a compresión se han retirado.

(b) Las fuerzas correspondientes a la resistencia de la fundación a levantamiento.

(c) Las fuerzas determinadas por un análisis no lineal como se define en F.3.3.3.

F.3.6.2.4 – Requisitos del sistema

F.3.6.2.4.1 – Distribución de fuerzas laterales – Las riostras se deben disponer a lo largo de cualquier eje de arriostramiento en direcciones alternadas, en forma tal, que para cualquier dirección de la fuerza, paralela al arriostramiento, por lo menos un 30 por ciento, pero no más del 70 por ciento de la fuerza total horizontal sea resistida por riostras a tensión, a menos que la resistencia nominal Pn de cada riostra en compresión sea mayor que la resistencia requerida, Pu, que resulta al aplicar las combinaciones de carga usando la carga sísmica amplificada. Para el propósito de esta sección sedefine como eje de arriostramiento, un eje único o ejes paralelos que no se desvíen en planta más deun 10 por ciento de la dimensión del edificio perpendicular al eje de arriostramiento.

F.3.6.2.4.2 – Estructuras con riostras en V y V invertida – Las vigas que sean interceptadas por riostras en puntos alejados de la conexión viga-columna deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) Las vigas deben ser continuas entre columnas.

(2) Las vigas conectadas a las riostras deben satisfacer los requisitos para miembros de ductilidad moderada del numeral F.3.4.1.2.1.

Como mínimo se requiere un juego de riostras laterales en el punto de intersección de estos arriostramientos, a menos que el miembro tenga suficiente resistencia y rigidez fuera del plano para garantizar la estabilidad entre puntos de arriostramiento adyacentes.

Una forma de demostrar lo anterior es aplicar la fuerza definida en la ecuación F.2.19-7 en cada aleta de manera que se forme un par torsional; esta carga debe aplicarse conjuntamente con las fuerzas de flexión definidas en el punto 1 anterior. La rigidez de la viga y sus apoyos con respecto a esta carga de torsión debe ser suficiente para satisfacer la ecuación F.3.1.19-8.

F.3.6.2.4.3 – Estructuras con riostras en K – No se permiten arriostramientos en K para PAC-DES.

F.3.6.2.4.4 – Pórticos con riostras a tensión únicamente – Las estructuras con riostras únicamente a tensión no se permiten para PAC-DES.

F.3.6.2.5 - Miembros

F.3.6.2.5.1 – Requisitos básicos – Las columnas y riostras deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros de ductilidad alta. Las vigas deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros de ductilidad moderada.

F.3.6.2.5.2 – Riostras diagonales – Las riostras deben cumplir con los siguientes requisitos:

(1) Esbeltez

(2) Riostras armadas: El espaciamiento de conectores debe ser tal que la relación de esbeltez l/r de los elementos individuales entre los conectores no exceda 0,4 veces la esbeltez que gobierne el miembro armado.

La suma de la resistencia de diseño a cortante de los conectores debe ser igual o mayor que la resistencia a tensión de diseño de cada elemento. El espaciamiento de los conectores debe ser uniforme y no deben usarse menos de dos conectores. No deben colocarse conectores pernados en el cuarto medio de la longitud libre de la riostra.

Excepción – Cuando el pandeo de las riostras con respecto a su eje de pandeo crítico no genere cortante en los conectores, el espaciamiento de estos debe ser tal que la relación de esbeltez l/r de los elementos individuales entre los conectores no exceda 0,75 veces la relación de esbeltez del miembro fabricado que gobierna.

(3) El área neta efectiva de la riostra no debe ser menor que el área bruta. Cuando se utilice reforzamiento en las riostras deben satisfacerse los siguientes requisitos:

(a) La resistencia mínima especificada a la fluencia del refuerzo debe ser como mínimo la resistencia a la fluencia de la riostra.

(b) Las conexiones del refuerzo a la riostra deben tener la resistencia suficiente para desarrollar la resistencia esperada del refuerzo a cada lado de la sección reducida.

F.3.6.2.5.3 – Zonas protegidas – La zona protegida de PAC-DES debe satisfacer el numeral de F.3.4.1.3 e incluir lo siguiente:

(1) Para riostras, el cuarto central de la longitud de la riostra y en la zona adyacente de cada conexión igual al peralte de la riostra en el plano de pandeo.

(2) Elementos que conecten las riostras a vigas y columnas.

F.3.6.2.6 – Conexiones

F.3.6.2.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras se consideran de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.1.3.4.2.

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columnas.

(2) Soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas (fuerzas de levantamiento) bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Soldaduras en las conexiones viga-columna conforme al numeral F.3.6.2.6.2(2).

F.3.6.2.6.2 – Conexiones viga-columna – Cuando un miembro diagonal o su cartela conecta tanto a la viga como a la columna, la conexión debe cumplir una de las siguientes condiciones:

(1) La conexión debe ser simple y cumplir con los requisitos del numeral F.2.2.3.6.1, donde la rotación requerida debe tomarse como 0.025 radianes; o,

(2) La conexión debe diseñarse para resistir un momento igual al menor de los siguientes:

(a) Un momento correspondiente a 1.1RyFyZ de la viga.

(b) Un momento correspondiente a  de la columna.

Este momento debe considerarse en combinación con la resistencia requerida de la conexión de la riostra y la conexión de la viga incluyendo las fuerzas amplificadas del diafragma colector.

F.3.6.2.6.3 – Resistencia requerida de las conexiones de la riostra – La resistencia requerida a tensión, compresión y flexión de las conexiones de la riostra (incluyendo las uniones viga-columna si son parte del sistema de arriostramiento) debe determinarse como se requiere enseguida. Estas resistencias requeridas pueden considerarse independientemente sin interacción entre ellas.

(1) Resistencia requerida a tensión – La resistencia requerida a tensión debe ser la menor de los siguientes valores:

(a) La resistencia esperada a fluencia a tensión de la riostra, determinada como RyFyAg, excepto que las riostras no necesitan cumplir los requisitos de las ecuaciones F.2.10.4-1 y F.2.10.4-2 para esta carga. Esta excepción aplica a riostras donde la sección este reducida o cuando la sección neta este reducida efectivamente debido a rezago de cortante. Un caso típico es la conexión de PTE ranurado a una placa de conexión. El numeral F.3.6.2.5.2 requiere que las riostras con perforaciones o ranuras sean reforzadas de tal manera que el área neta efectiva sea mayor que el área bruta. La resistencia usada de la riostra para revisar los estados límites de la conexión, tal como el bloque de cortante, debe determinarse usando las propiedades esperadas del material tal como lo permite el numeral F.3.1.3.2

(b) La fuerza máxima que el sistema pueda transferir a la riostra calculada mediante un análisis racional.

Cuando se utilicen perforaciones agrandadas, la resistencia requerida para el estado límite de deslizamiento de pernos no necesita ser mayor que los efectos basados en las combinaciones de carga del Título B, incluyendo la carga sísmica amplificada. Para otros estados límites se aplican las cargas de los incisos(a) y (b) anteriores.

(2) Resistencia requerida a compresión – Las conexiones de las riostras deben diseñarse para una resistencia requerida a compresión basada en los estados límites de pandeo al menos igual a 1.1 veces la resistencia esperada de la riostra en compresión, donde la resistencia esperada a compresión se define en la sección F.3.6.2.3(2).

(3) Restricciones al pandeo de la riostra – Las conexiones de la riostra deben diseñarse para resistir los momentos flexionantes o rotaciones impuestos por el pandeo de la riostra. Las conexiones que satisfagan cualquiera de los siguientes dos requisitos se considera que

cumple este requisito:

(a) Resistencia requerida a flexión: Las conexiones de riostras diseñadas para soportar los momentos flexionantes impuestos por el pandeo de la riostra deben tener una resistencia de diseño mínima de1.1RyMp de la riostra con respecto al eje crítico de pandeo.

(b) Capacidad de rotación: Las conexiones de riostra diseñadas para tolerar las rotaciones impuestas por el pandeo de la riostra deben tener suficiente capacidad de rotación para tolerar la rotación requerida para la deriva de piso de diseño. Se permite rotación inelástica de la conexión. La tolerancia a la rotación inelástica se verifica típicamente con el uso de una sola cartela a la que la riostra se suelda, de modo que entre el extremo de la riostra y la línea de fluencia (línea en la que se presenta la plastificación de la cartela), haya al menos una distancia igual al doble del espesor de la cartela

F.3.6.2.6.4 – Empalmes de columnas – Deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras acanaladas para hacer el empalme estas deben ser de penetración completa. Los empalmes de columnas deben diseñarse para desarrollar al menos el 50% de la menor resistencia de diseño a flexión de los miembros conectados.

Los planos de fabricación y montaje deben satisfacer también los requisitos del numeral F.3.1.4.3. La resistencia requerida a cortante debe ser Mpc/H,

donde:

Mpc = la suma de la resistencia plástica nominal a flexión FycZc de las columnas arriba y abajo del empalme, N-mm.

Hc = altura libre de la columna entre conexiones de vigas, incluyendo la losa, si existe, mm.

F.3.6.3 – PÓRTICOS ARRIOSTRADOS EXCENTRICAMENTE (PAE)

F.3.6.3.1 – Alcance – Los pórticos arriostrados excéntricamente (PAE) deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.6.3.2 – Bases de diseño – Esta sección es aplicable a pórticos arriostrados en los cuales un extremo de cada riostra intercepta una viga con una excentricidad desde la intersección de los ejes de la viga y una riostra adyacente o una columna, formando un vínculo que queda sujeto a cortante y flexión. Se permiten las excentricidades menores que el peralte de la viga en la conexión de la riostra lejana del vínculo, si las fuerzas resultantes en el miembro y conexión se consideran en el diseño, y no cambian la fuente esperada de capacidad de deformación inelástica.

Se espera que los PAE diseñados de acuerdo con este numeral garanticen una capacidad de deformación inelástica significativa a través de la fluencia a cortante de los vínculos.

Cuando los vínculos se conectan directamente a columnas, el diseño de la conexión vínculo-columna debe garantizar el desempeño requerido en F.3.6.3.6.5(1) y demostrar su conformidad con lo requerido en el

numeral F.3.6.3.6.5(2).

F.3.6.3.3 – Análisis – La resistencia requerida de las riostras diagonales y sus conexiones, las vigas por fuera del vínculo y las columnas, debe basarse en las combinaciones de carga del Título B que incluyan la carga sísmica amplificada. En la determinación de la carga sísmica amplificada, el efecto de las fuerzas horizontales que incluyen la sobre resistencia, E_mh, debe calcularse como las fuerzas desarrolladas en el miembro suponiendo que las fuerzas en los extremos del vínculo corresponden a la resistencia a cortante ajustada del vínculo. La resistencia a cortante ajustada del vínculo debe calcularse como Ry veces la y resistencia a cortante nominal del vínculo, V_n, dada en el numeral F.3.6.3.5.2(2) multiplicada por 1.25 para vínculos de secciones en I y 1.4 para vínculos en secciones cajón.

Excepciones:

(1) El efecto de las fuerzas horizontales que incluyen la sobre resistencia, Emh, puede tomarse como 0.88 veces las fuerzas determinadas en el párrafo anterior para el diseño de los siguientes miembros:

(a) La parte de las vigas por fuera del vínculo.

(b) Columnas en estructuras de 3 o más pisos.

(2) Se pueden despreciar los momentos flexionantes resultantes de la deriva en estos cálculos. Pero si deben considerarse los momentos resultantes de cargas aplicadas a la columna entre puntos de soporte lateral.

(3) La resistencia requerida de las columnas no necesita ser mayor que el menor de los siguientes valores:

(a) Las fuerzas correspondientes a la resistencia de la cimentación al levantamiento.

(b) Las fuerzas determinadas a partir de un análisis no lineal como se define en F.3.3.3.

El ángulo de rotación inelástico del vínculo debe determinarse a partir de la porción inelástica de la deriva de diseño de piso. Alternativamente, el ángulo de rotación inelástico del vínculo se puede determinar a partir de un análisis no lineal como se define en F.3.3.3.

El efecto de la carga sísmica E_mh usado en el diseño de miembros de PAE, tal como la resistencia axial requerida para las ecuaciones del numeral F.3.6.3.5, debe calcularse a partir del análisis descrito anteriormente.

F.3.6.3.4 – Requisitos del sistema

F.3.6.3.4.1 – Angulo de rotación del vínculo – El ángulo de rotación del vínculo es el ángulo inelástico entre el vínculo y la viga por fuera de él, cuando la deriva total del piso sea igual a la deriva de piso de diseño. El ángulo de rotación del vínculo no debe exceder los valores siguientes:

(a) 0.08 radianes cuando los vínculos tengan una longitud de 1.6Mp/Vp o menor.

(b) 0.02 radianes cuando los vínculos tengan una longitud de 2.6Mp/Vp o mayor.

(c) En el caso de vínculos con longitudes comprendidas entre 1.6Mp/Vp y 2.6Mp/Vp el límite se debe establecer por interpolación lineal

F.3.6.3.4.2 – Arriostramiento del vínculo – Debe suministrarse arriostramiento en ambas aletas del vínculo en los extremos del vínculo para secciones I. El arriostramiento debe tener una resistencia de diseño y rigidez adecuada para desarrollar la rótula plástica de acuerdo con el numeral F.3.4.1.2.2 para miembros con ductilidad alta.

F.3.6.3.5 – Miembros

F.3.6.3.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros de arriostramiento deben satisfacer los límites ancho-espesor del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad moderada.

Cuando la viga por fuera del vínculo sea de diferente sección del vínculo, la viga debe satisfacer los límites ancho-espesor del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad moderada.

La riostra diagonal y el segmento de viga por fuera del vínculo se dimensionan para permanecer esencialmente elásticos bajo las fuerzas generadas por el vínculo fluyendo completamente y con endurecimiento por deformación. Tanto la riostra diagonal como el segmento de viga por fuera del vínculo típicamente quedan solicitados por una combinación de fuerzas axiales grandes y momento flexionante, y por lo tanto deben tratarse como vigas-columnas en el diseño, donde la resistencia de diseño se define en F.2.8.

Cuando la viga por fuera del vínculo este en el mismo miembro del vínculo, su resistencia debe determinarse usando las propiedades esperadas del material tal como lo permite el numeral F.3.1.3.2.

F.3.6.3.5.2 – Vínculos – Deben colocarse vigas-vínculos sometidas a flexión y cortante debidas a las excentricidades entre las intersecciones de los ejes de las riostras y la viga (o entre la intersección de los ejes de la riostra y viga y el eje de la columna para vínculos conectados a columnas). Se debe considerar que la longitud del vínculo se mide como la distancia libre entre conexiones de riostras para vínculos centrales y la distancia libre entre la conexión de la riostra y la cara de la columna para vínculos adyacentes a columnas, excepto como se especifica en F.3.6.3.6.3.

(1) Limitaciones – Los vínculos deben ser secciones I (laminadas o armadas), o secciones armadas en cajón. No se deben usar vínculos con PTE.

Los vínculos deben cumplir los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad alta.

Excepción – Las aletas de vínculos de sección I con longitudes  pueden satisfacer los requisitos para miembros con ductilidad moderada.

El alma o almas de un vínculo deben ser de una pieza. No se permiten refuerzos con placas de enchape ni perforaciones en el alma.

Para vínculos hechos con secciones armadas, deben utilizarse soldaduras acanaladas de penetración completa para conectar el alma (o almas) a las aletas.

Los vínculos de secciones en cajón armadas deben tener un momento de inercia, Iv, con respecto a un eje en el plano del PAE tal que Iv > 0.67Ix, donde I_x es el momento de inercia con respecto al eje perpendicular al plano del PAE.

(2) Resistencia a cortante – La resistencia a cortante de diseño del vínculo,, con  debe ser el menor valor obtenido de acuerdo con los estados límite de fluencia a cortante en el alma y fluencia por flexión en la sección total. Para ambos estados límite:

(a) Para fluencia por cortante:

V_n = V_p (F.3.6.3-1)

donde:

Vp = 0.6FyAiw para P„/Py < 0.15 (F.3.6.3-2)

Vp =  (F.3.6.3-3)

para vínculos con sección I (F.3.6.3-4)

 para vínculos sección cajón (F.3.6.3-5)

P_u = resistencia axial requerida, N

P_y = resistencia axial nominal a la fluencia = F_yA_g, N (F.3.6.3-6)

(b) Para fluencia por flexión:

donde:

e = longitud del vínculo definida como la distancia libre entre los extremos de dos riostras diagonales o entre la riostra diagonal y la cara de la columna, mm.

(3) Longitud del vínculo

Si , la longitud del vínculo debe limitarse a lo siguiente:

Cuando p' 0.5

 (F.3.6.3-10)

Cuando p> 0.5

 (F.3.6.3-11)

donde:

 (F.3.6.3-12)

V_u = resistencia a cortante requerida, N

V_y = resistencia cortante nominal a la fluencia = 0.6FyAlw, N (F.3.6.3-13)

Para vínculos con fuerzas axiales bajas no hay límite superior para la longitud del vínculo. Los límites en el ángulo de rotación del vínculo del numeral F.3.6.3.4.1 son prácticamente un  límite inferior de la longitud del vínculo.

(4) Rigidizadores en el vínculo para secciones I – Se deben suministrar rigidizadores al alma del vínculo, en toda su altura y a ambos lados del alma, en los extremos de la riostra diagonal.

Estos rigidizadores deben tener un ancho combinado no menor que (b_f - 2t_w) y un espesor no menor que 0.75t_w o 10 mm, el que sea mayor, en donde bf y tw son el ancho de la aleta y el espesor del alma del vínculo, respectivamente.

Los vínculos deben tener rigidizadores intermedios en el alma que cumplan con lo siguiente:

(a) Los vínculos de longitudes iguales a 1.6M_p/V_p o menores, deben tener rigidizadores intermedios en el alma espaciados a intervalos que no excedan (30t_w -d/5) cuando el ángulo de rotación del vínculo sea de 0.08 radianes o (52t_w -d/5) cuando dicho ángulo sea de 0.02 radianes o menos. En el caso de rotaciones entre 0.02 y 0.08 radianes se debe interpolar linealmente.

(b) Los vínculos con una longitud mayor que 2.6M_p/V_p y menor que 5M_p/V_p deben tener rigidizadores intermedios en el alma colocados a una distancia de 1.5b_f medida desde cada extremo del vínculo.

(c) Los vínculos de longitud comprendida entre 1.6M_p/V_p y 2.6M_p/V_p deben tener rigidizadores intermedios en el alma que cumplan los requisitos de los puntos (a) y (b) anteriores.

(d) No se requieren rigidizadores intermedios en el alma en los vínculos con longitudes mayores que 5M_p/V_p.

(e) En los vínculos los rigidizadores intermedios se deben extender en toda su altura. En el caso de vínculos con altura inferior a 635 mm sólo se requieren rigidizadores a un lado del alma. El espesor de tales rigidizadores no debe ser menor que tw o 10 mm, el que sea mayor, y el ancho no debe ser menor que (b_f/2)-t_w. En vínculos con alturas mayores o iguales a 635 mm se requieren rigidizadores intermedios similares, en ambos lados del alma.

La resistencia requerida de las soldaduras de filete que conectan los rigidizadores al alma del vínculo es A_stF_y, siendo Ast el área del rigidizador. La resistencia requerida de las st y st soldaduras de filete que unen el rigidizador con las aletas del vínculo es A_stF_y/4.

(5) Rigidizadores del vínculo para secciones cajón – Se deben suministrar rigidizadores al alma del vínculo, en toda su altura y en un lado de cada alma del vínculo, en la conexión de la riostra diagonal. Estos rigidizadores pueden ser soldados en la cara interior o exterior de las almas del vínculo. Cada rigidizador debe tener un ancho no menor que b/2, donde b es el ancho interior del cajón. Estos rigidizadores deben tener un espesor no menor que 0.75t_w o 13 mm, el que sea mayor.

Los vínculos deben tener rigidizadores intermedios en el alma que cumplan con lo siguiente:

(a) Los vínculos de longitudes iguales a 1.6M_p/V_p o menores, y con esbelteces de alma h/tw mayores o iguales que 0.64, deben tener rigidizadores intermedios en un lado del alma espaciados a intervalos que no excedan .

(b) Los vínculos de longitudes iguales a 1.6Mp/Vp o menores, y con esbelteces de alma h/tw menores que 0.64,, no requieren rigidizadores intermedios.

(c) Los vínculos con una longitud mayor que 1.6M_p/V_p no requieren rigidizadores intermedios.

(d) Los rigidizadores intermedios en los vínculos se deben extender en toda su altura y se pueden soldar en la cara interior o exterior de las almas del vínculo.

La resistencia requerida de las soldaduras de filete que conectan los rigidizadores al alma del vínculo es A_stF_y, siendo A_st el área del rigidizador. No es necesario soldar los rigidizadores en vínculos de secciones cajón a las aletas del cajón.

F.3.6.3.5.3 – Zonas protegidas – Los vínculos de los PAE son zonas protegidas y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.4.1.3.

F.3.6.3.6 – Conexiones

F.3.6.3.6.1 – Soldaduras de demanda crítica - Las siguientes soldaduras son de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.1.3.4.2:

(1) Soldaduras acanaladas en empalmes de columnas.

(2) Soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas (por fuerzas de levantamiento) bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Soldaduras de conexiones viga-columna de acuerdo con el numeral F.3.6.3.6.2(b).

(4) Soldaduras que conecten las aletas del vínculo y el alma del vínculo a la columna cuando el vínculo esté conectado a columnas.

(5) Soldaduras que conecten las almas a las aletas en vínculos con vigas armadas.

F.3.6.3.6.2 – Conexiones viga-columna – Cuando una riostra o placa de unión conecta con la viga y la columna, la conexión debe cumplir con una de las siguientes condiciones:

(1) La conexión debe ser simple (no a momento), y cumplir con los requisitos de F.2.2.3.6.1, donde la rotación requerida se tomara como 0.025 radianes

(2) La conexión debe diseñarse para resistir un momento simultaneo con la resistencia requerida de la conexión de la riostra, igual al menor de los siguientes:

(a) Un momento correspondiente a 1.1R_yF_yZ de la viga.

(b) Un momento correspondiente a  de la columna

Este momento deberá considerarse en combinación con la resistencia requerida de la conexión de la riostra y la de la viga, incluidas las fuerzas amplificadas del diafragma colector.

F.3.6.3.6.3 – Conexiones de las riostras – Cuando se utilicen perforaciones agrandadas, la resistencia requerida para el estado límite de deslizamiento de pernos no necesita ser mayor que los efectos de carga basados en las combinaciones de carga del Título B, incluyendo la carga sísmica amplificada.

Las conexiones de riostras diseñadas para resistir la porción del momento en el extremo del vínculo deben considerarse completamente restringidas.

F.3.6.3.6.4 – Empalmes de columnas – Deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras acanaladas para hacer el empalme estas deben ser de penetración completa. Los empalmes de columnas deben diseñarse para desarrollar al menos el 50% de la menor resistencia de diseño a flexión de los miembros conectados.

La resistencia requerida a cortante debe ser Mpc/H, donde:

 Mpc = la suma de la resistencia plástica nominal a flexión F,cZc de las columnas arriba y abajo del empalme, N-mm.

H_c = altura libre de la columna entre conexiones de vigas, incluyendo la losa, si existe, mm.

F.3.6.3.6.5 – Conexiones vínculo-columna

(1) Requisitos – Las conexiones vínculo-columna deben ser conexiones a momento totalmente restringidas (TR) y deben satisfacer los siguientes requisitos:

(a) La conexión debe ser capaz de sostener el ángulo de rotación del vínculo especificado en F.3.6.3.4.1.

(b) La resistencia a cortante de la conexión, medida para el ángulo requerido de rotación del vínculo, debe ser por lo menos igual a la resistencia a cortante esperada del vínculo,V_n, como se define en el numeral F.3.6.3.3.

(c) La resistencia a flexión de la conexión, medida para el ángulo de rotación del vínculo, debe ser por lo menos igual al momento correspondiente a la resistencia a cortante nominal del vínculo, V_n, como se define en el numeral F.3.6.3.5.2.2(2).

(2) Validación de la conexión – Las conexiones del vínculo a la columna deben satisfacer el requisito anterior mediante uno de los siguientes procedimientos:

(a) Usar una conexión precalificada para pórticos arriostrados excéntricamente, de acuerdo con la sección F.3.11.2.

(b) Ciñéndose a las especificaciones de resultados de ensayos cíclicos de calificación de acuerdo con F.3.11.2. Deben realizarse al menos dos ensayos de la conexión y pueden basarse en una de las consideraciones siguientes:

(i) Ensayos reportados en artículos de investigación o ensayos documentados realizados para otros proyectos que representen las condiciones del proyecto, con los límites especificados en el numeral F.3.11.2.

(ii) Ensayos enfocados específicamente para el proyecto que sean representativos de los tamaños de los miembros, resistencia del material, configuración de conexiones, procesos constructivos de la conexión, con los límites especificados en F.3.11.2.

Excepción – No se requieren ensayos cíclicos de la conexión si se cumplen los siguientes requisitos:

(1) Se hace un reforzamiento de la conexión viga-columna en el vínculo que excluya la fluencia de la viga sobre la longitud reforzada.

(2) La resistencia de diseño de la sección reforzada y la conexión es igual o mayor a la resistencia requerida calculada con base en la resistencia a cortante ajustada del vínculo como se describe en F.3.6.3.3.

(3) la longitud del vínculo (tomada como el segmento de viga desde el extremo del reforzamiento hasta la conexión de la riostra) no excede 1.6M_p/v_p

(4) Se usan rigidizadores en la interfase entre el vínculo y la sección reforzada tal como se requiere en la sección F.3.6.3.5.2(4).

F.3.6.4 – PÓRTICOS CON ARRIOSTRAMIENTOS CON PANDEO RESTRINGIDO (PAPR)

F.3.6.4.1 – Alcance – Los PAPR deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.6.4.2 – Bases de diseño – Esta sección se aplica a estructuras con riostras conectadas concéntricamente a vigas y columnas de fabricación especial. Se permiten excentricidades menores que el peralte de la viga si las fuerzas en los miembros y las conexiones que resulten de ellas se consideran en el diseño y no cambian la fuente esperada de capacidad inelástica de deformación.

Se espera que los PAPR diseñados de acuerdo con estos requisitos suministren una capacidad inelástica de deformación significativa, principalmente por medio de fluencia de la riostra a tensión y compresión. El diseño de las riostras debe proporcionar el desempeño requerido por el numeral F.3.6.4.2.1, y demostrar su conformidad de acuerdo con el numeral F.3.6.4.5.2(3). Las riostras deben diseñarse, ensayarse y detallarse para cumplir las deformaciones esperadas. Las deformaciones esperadas son las que corresponden a una deriva de piso de al menos 2% de la altura de piso o dos veces la deriva de piso de diseño, la que sea mayor, adicionalmente a las deformaciones de la riostra que resultan de la deformación de la estructura debida a carga gravitacional.

Los PAPR deben diseñarse de manera que las deformaciones inelásticas bajo el sismo de diseño ocurran principalmente como fluencia de la riostra a tensión y compresión.

F.3.6.4.2.1 – Resistencia de la riostra – La resistencia ajustada de la riostra debe establecerse con base en ensayos como se describe en esta sección.

Cuando se requiera en estas provisiones, las conexiones de la riostra y los miembros adyacentes, se deben diseñar para resistir las fuerzas calculadas con base en la resistencia ajustada de la riostra.

La resistencia ajustada de la riostra en compresión debe ser  

donde

 = factor de ajuste de la resistencia a compresión

 = factor de ajuste por endurecimiento por deformación

P_ysc = resistencia axial de fluencia del núcleo de acero, MPa

La resistencia ajustada en tensión debe ser RyPysc.

Excepción: No se necesita aplicar el factor R_y, si P_ysc se determina usando el esfuerzo de fluencia obtenido de un ensayo.

El factor de ajuste de la resistencia a compresión, , se calcula como la relación de la fuerza a compresión máxima y la fuerza de tensión máxima de la muestra del ensayo medidas a partir de los ensayos de calificación especificados en F.3.11.3.4.3, para las deformaciones esperadas. El valor de , a usar es el más grande de los dos ensayos de calificación de la riostra. En ningún caso p debe ser menor que uno.

El factor de ajuste por endurecimiento por deformación, , se debe calcular como la relación de la máxima fuerza a tensión, medida a partir de los ensayos de calificación especificados en F.3.11.3.4.3 (para el intervalo de deformaciones esperadas) y la resistencia a la fluencia medida, R_yP_ysc del espécimen de ensayo. Se debe utilizar el mayor valor obtenido de  en los dos ensayos de calificación. Cuando el material ensayado del núcleo de acero no coincida con el del prototipo,  se debe calcular con base en los ensayos del material del prototipo.

F.3.6.4.3 – Análisis – Los PAPR no deben considerarse como un sistema de resistencia de fuerzas gravitacionales.

La resistencia requerida de columnas, vigas y conexiones en PAPR debe estar basada en las combinaciones de carga del Título B que incluyan la carga sísmica amplificada. En la determinación de la carga sísmica amplificada, los efectos de las fuerzas horizontales que incluyen la sobre resistencia, E_mh, deben tomarse como las fuerzas desarrolladas en el miembro suponiendo que todas las fuerzas corresponden a su resistencia ajustada a compresión o tensión.

Debe determinarse si las riostras están en compresión o tensión despreciando los efectos de las cargas gravitacionales. Los análisis deben considerar las dos direcciones de cargas en la estructura.

La resistencia ajustada de la riostra a tensión debe ser como se describe en el numeral F.3.6.4.2.1.

Excepciones:

(1) Se permite despreciar los momentos flexionantes resultantes de la deriva sísmica en esta determinación. Se deben considerar los momentos resultantes de las cargas aplicadas a la columna entre puntos de soporte lateral.

(2) La resistencia requerida de las columnas no necesita ser mayor que el menor de los siguientes valores:

(a) Las fuerzas correspondientes a la resistencia de la cimentación al levantamiento.

(b) Las fuerzas determinadas a partir de un análisis no lineal como se define en el numeral F.3.3.

La deformación de la riostra debe determinarse a partir de la porción inelástica de la deriva de piso de diseño y debe incluir los efectos de la flexibilidad vertical de la viga. Alternativamente, las deformaciones de la riostra se pueden determinar a partir de análisis no lineales definidos en F.3.3.

F.3.6.4.4 – Requisitos del sistema

F.3.6.4.4.1 – Riostras en V y V invertida – Estas deben cumplir los siguientes requisitos:

(1) La resistencia requerida de vigas interceptadas por riostras, sus conexiones y miembros de apoyo, se debe determinar con base en las combinaciones de carga del Titulo B de este Reglamento suponiendo que las riostras no toman cargas vivas ni muertas. Para las combinaciones de carga que incluyan efectos sísmicos, los efectos sísmicos vertical y horizontal, E, en la viga deben determinarse a partir de las resistencias ajustadas de la riostra a tensión y a compresión.

(2) Las vigas deben ser continuas entre columnas. Ambas aletas de la viga deben estar arriostradas lateralmente para satisfacer los requisitos de miembros de ductilidad moderada de la sección F.3.4.1.1. Como mínimo se requiere un juego de riostras laterales en el punto de intersección de estos arriostramientos, a menos que la viga tenga suficiente resistencia y rigidez fuera del plano para garantizar la estabilidad entre puntos de arriostramiento adyacentes.

La viga tiene suficiente rigidez y resistencia por fuera del plano si la capacidad de la viga en el plano horizontal cumple la resistencia y rigidez requeridas para el arriostramiento nodal de columna prescrito en la sección F.2.19. P_u se puede tomar como la resistencia requerida a compresión de la riostra.

Para propósitos de diseño y ensayos de riostras, la máxima deformación calculada de las riostras se debe incrementar para incluir el efecto de la deflexión vertical de la viga bajo la carga definida en la sección F.3.6.4.4.1(1).

F.3.6.4.4.2 – Riostras en K – En PAPR no se permite el arriostramiento tipo K.

F.3.6.4.4.3 – Conexiones de la riostra a las conexiones viga-columna – Estas conexiones deben diseñarse para resistir una fuerza sísmica fuera del plano E igual al 6% de la resistencia a compresión ajustada de la riostra. La rigidez requerida de la riostra debe cumplir los requisitos de la ecuación F.2.20.2-4, en la que P_u es la resistencia a compresión ajustada de la riostra.

F.3.6.4.5 – Miembros

F.3.6.4.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros de vigas y columnas deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.4.1.1 para miembros de ductilidad alta.

F.3.6.4.5.2 - Riostras

(1) Conjunto – La riostras están compuestas por un núcleo de acero estructural y un sistema que restringe el pandeo del núcleo.

(a) Núcleo de acero – Las placas usadas en el núcleo de acero que sean de 50mm de espesor o mayores deben satisfacer la tenacidad mínima del numeral F.3.1.3.3.

No se permite empalmes en el núcleo de acero.

(b) Sistemas de restricción al pandeo – El sistema de restricción al pandeo consiste de un recubrimiento para el núcleo de acero. En los cálculos de estabilidad, las vigas, columnas, y placas de unión que conecten el núcleo son consideradas parte de este sistema. El sistema de restricción de pandeo debe limitar el pandeo local y general del núcleo de acero para las deformaciones esperadas. La conformidad con estas provisiones se valida por medio de los ensayos descritos en el numeral F.3.6.4.2.2.

(2) Resistencia de diseño – El núcleo de acero debe diseñarse para resistir la fuerza axial completa en la riostra.

La resistencia axial de diseño de la riostra, , a tensión y a compresión, de acuerdo con el estado limite de fluencia, se debe determinar de la siguiente manera:

 = 0.9

donde,

F_ysc = resistencia a la fluencia mínima especificada del núcleo de acero, o resistencia real a la fluencia del núcleo de acero determinada de un ensayo, MPa

A_sc = área neta del núcleo de acero, mm².

Los efectos de las cargas calculados con base en las resistencias ajustadas de la riostra no deben amplificarse por el factor de sobreresistencia, .

(3) Validación de la conexión – El diseño de las riostras se debe realizar con base en los resultados de ensayos cíclicos de calificación de acuerdo con los procedimientos y criterios de aceptación de F.3.11.3. Los resultados de los ensayos de calificación deben consistir de al menos dos ensayos cíclicos satisfactorios; uno se requiere para realizar el ensayo de un sistema de riostra, que incluya una conexión de riostra solicitada por demandas de rotación que cumplan con los requisitos de F.3.11.3.2, y el otro puede ser o bien un ensayo uniaxial o un ensayo del sistema que debe cumplir con los requisitos de F.3.3.3. Ambos tipos de ensayos pueden validarse cumpliendo una de las siguientes condiciones:

(a) Ensayos obtenidos en la literatura de pruebas elaboradas para otros proyectos similares al que se está ejecutando.

(b) Ensayos que sean realizados específicamente para el proyecto.

La interpolación o extrapolación de los resultados de los ensayos para miembros de diferente tamaño se debe justificar mediante un análisis racional que demuestre la consistencia de la distribución de esfuerzos y de deformaciones unitarias internas, que sea menos severa que las condiciones ensayadas y que considere los efectos adversos de las variaciones de las propiedades de los materiales. La extrapolación de los resultados de los ensayos se debe realizar con base en combinaciones similares de tamaños de núcleos de acero y de sistemas de restricción al pandeo. Para permitir que un diseño sea calificado mediante ensayos, debe cumplirse con F.3.11.3.

F.3.6.4.5.3 – Zonas protegidas – Las zonas protegidas deben incluir el núcleo de acero de las riostras y los elementos que lo conectan a las vigas y columnas, y debe satisfacer los requisitos de F.3.4.1.3.

F.3.6.4.6 – Conexiones

F.3.6.4.6.1 – Soldaduras de demanda crítica - Las siguientes soldaduras son de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.1.3.4.2:

(1) Las soldaduras acanaladas en empalmes de columnas.

(2) Las soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas (por fuerzas de levantamiento) bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Soldaduras de conexiones viga-columna de acuerdo al numeral F.3.6.3.6.2(b).

F.3.6.4.6.2 – Conexiones viga-columna – Cuando una riostra o placa de unión conecta con la viga y la columna, la conexión debe cumplir con una de las siguientes condiciones:

(1) La conexión debe ser simple (no a momento), y cumplir con los requisitos de F.2.2.3.6.1, donde la rotación requerida se tomara como 0.025 radianes

(2) La conexión debe diseñarse para resistir un momento simultaneo con la resistencia requerida de la conexión de la riostra, igual al menor de los siguientes:

(a) Un momento correspondiente a 1.1R_yF_yZ de la viga.

(b) Un momento correspondiente a  de la columna

Este momento deberá considerarse en combinación con la resistencia requerida de la conexión de la riostra y la de la viga, incluidas las fuerzas amplificadas del diafragma colector.

F.3.6.4.6.3 – Conexiones de las riostras

(1) Resistencia requerida – La resistencia requerida de la conexión de las riostras a tensión y compresión (incluyendo las conexiones viga-columna si son parte del sistema estructural arriostrado) debe ser 1.1 veces la resistencia ajustada de la riostra a compresión, donde la resistencia ajustada de la riostra es la definida en F.3.6.4.2.1.

Cuando se utilicen perforaciones agrandadas, la resistencia requerida para el estado límite de deslizamiento de pernos no necesita ser mayor que los efectos de las combinaciones de carga del Título B, incluyendo la carga sísmica amplificada.

(2) Requisitos de las cartelas de unión – El diseño de las conexiones debe incluir las consideraciones de pandeo local y general. Se debe utilizar un arriostramiento lateral consistente con el utilizado en los ensayos en los que se basa el diseño.

Estos requisitos pueden cumplirse si se diseña la placa de unión para una fuerza transversal consiste con las fuerzas transversales del arriostramiento determinadas en los ensayos, añadiéndole atiesadores para resistir esta fuerza o suministrando un arriostramiento a la placa de unión. Cuando los ensayos no incluyan arriostramiento transversal, no se requiere suministrarlo. Debe incluirse en el ensayo de fabricación cualquier accesorio de arriostramiento.

F.3.6.4.6.4 – Empalmes de columnas – Deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras acanaladas para hacer el empalme estas deben ser de penetración completa. Los empalmes de columnas deben diseñarse para desarrollar al menos el 50% de la menor resistencia de diseño a flexión de los miembros conectados.

La resistencia requerida a cortante V_u debe ser Mpc/H, donde:

Mpc = la suma de la resistencia plástica nominal a flexión FycZc de las columnas arriba y abajo del empalme, N-mm.

H_c = altura libre de la columna entre conexiones de vigas, incluyendo la losa, si existe, mm.

F.3.6.5 – MUROS DE CORTANTE DE ACERO (MCA)

F.3.6.5.1 – Alcance – Los MCA deben diseñarse de acuerdo con esta sección.

F.3.6.5.2 – Bases de diseño – Esta sección se aplica a estructuras conformadas por láminas de acero conectadas a vigas y columnas

Se espera que los MCA diseñados de acuerdo con estos requisitos suministren una capacidad inelástica de deformación significativa, principalmente por medio de fluencia de la placa del alma y formación de rótulas plásticas en los extremos de los elementos de borde horizontales (EBH).

F.3.6.5.3 – Análisis – No debe considerarse que las almas de los MCA resistan cargas de gravedad.

La resistencia requerida de los EBH, elementos de bordes verticales (EBV) y las conexiones de los MCA, deben basarse en las combinaciones de carga del Título B que incluyen la carga sísmica amplificada. En la determinación de la carga sísmica amplificada, el efecto de las fuerzas horizontales que incluya la sobre resistencia, E_mh, debe determinarse a partir de un análisis en el cual se supone que todas las almas resisten las fuerzas correspondientes a su resistencia esperada en tensión, actuando con el ángulo a determinado en el numeral F.3.6.5.5.2, y los EBH las acciones resultantes de aplicar en cada extremo unos momentos iguales a 1.1R_yM_p. La tensión en las almas debe hallarse sin considerar los efectos de las cargas gravitacionales.

El esfuerzo de fluencia esperado del alma debe tomarse como R_yF_y. Cuando se usen paredes con perforaciones, el esfuerzo de tensión efectivo esperado se define en F.3.6.5.7.1.

Deben incluirse las fuerzas cortantes de la ecuación F.3.5.1-1 en el análisis. Se debe tener en cuenta que en algunos casos las fuerzas obtenidas de las combinaciones de carga del Título B pueden gobernar el diseño de los EBH.

Las fuerzas cortantes en las vigas y en las columnas pueden ser muy grandes, y la fluencia por cortante podría ser el estado límite dominante.

F.3.6.5.4 – Requisitos del sistema

F.3.6.5.4.1 - Rigidez de los elementos de borde - Los EBV deben tener momentos de inercia con respecto al eje perpendicular al plano del alma, Ic, no menores que 0.0031t_wh⁴/L. Los EBH deben tener momentos de inercia con respecto al eje perpendicular al plano del alma, I_v, no menor que 0.0031L⁴/h veces la diferencia de los espesores de la placa del alma arriba y abajo.

donde:

t_w = espesor del alma, mm.

h = distancia entre ejes de EBH, mm

I_v = momento de inercia de un EBH con respecto al eje perpendicular al plano de la placa del alma, mm⁴

I_c = momento de inercia de un EBV con respecto al eje perpendicular al plano de la placa del alma, mm⁴

L = distancia entre ejes de los EBV, mm.

F.3.6.5.4.2 – Relación de momentos de la conexión EBH-EBV – Se deben cumplir las relaciones de momentos viga-columna de la sección F.3.5.3.4.1 para todas las intersecciones de elementos de borde sin considerar los efectos de las almas.

F.3.6.5.4.3 – Arriostramiento – Los EBH deben arriostrarse de manera que se satisfagan los requisitos para elementos con ductilidad moderada de la sección F.3.4.1.2.1.

F.3.6.5.4.4 – Aberturas en el alma – Las aberturas en las almas deben enmarcarse en todos sus lados por medio de elementos de borde intermedios prolongados a todo lo ancho y alto del panel, a menos que se justifique otra distribución por medio de ensayos y análisis, o lo permitido en F.3.6.5.7.

F.3.6.5.5 – Miembros

F.3.6.5.5.1 – Requisitos básicos – Los EBH, los EBV y elementos de borde intermedios deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad alta.

F.3.6.5.5.2 – Almas – La resistencia de diseño a cortante del panel, V_n, de acuerdo con el estado límite de fluencia a cortante, debe determinarse como sigue:

V_n = 0.42Fyt_wL_cfSen 2a (F.3.6.5-1)

= 0.9

donde:

A_b = área de la sección transversal de un EBH, mm²

A_c = área de la sección transversal de un EBV, mm²

I_c = momento de inercia de un EBV con respecto al eje perpendicular al plano de la placa del alma, mm⁴

L = distancia entre ejes de EBV, mm.

L_cf= distancia libre entre aletas de columna, mm

h = distancia entre ejes de EBV, mm

t_w = espesor del alma, mm

 = angulo de fluencia del alma en grados, medio con relacion a la vertical. El ángulo de  inclinación,  puede tomarse como 40°, o calcularse como sigue:

 (F.3.6.5-2)

F.3.6.5.5.3 – Zona protegida – La zona protegida de los MCA debe satisfacer la sección F.3.4.1.3, e incluye lo siguiente:

(1) Las almas de MCA.

(2) Los elementos que conectan las almas a los EBH y los EBV.

(3) Las zonas de rótula plástica en cada extremo del EBH, en una región que va desde la cara de la columna hasta una distancia igual a un peralte de la cara de la columna, o como se especifica en F.3.5.3.5.3.

F.3.6.5.6 – Conexiones

F.3.6.5.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras son de demanda crítica y deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.1.3.4.2:

(1) Las soldaduras acanaladas en empalmes de columnas.

(2) Las soldaduras de la conexión columna-placa de base, excepto cuando pueda demostrarse que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa de base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas bajo las combinaciones de carga que incluyen la carga sísmica amplificada.

(3) Las soldaduras de conexiones EBH-EBV.

F.3.6.5.6.2 – Conexiones EBH-EBV – Estas conexiones deben cumplir los requisitos del numeral F.3.5.1.6.

(1) Resistencia requerida – La resistencia requerida a cortante de una conexión EBH-EBV debe basarse en las combinaciones de carga del Título B que incluyan la carga sísmica amplificada. En la determinación de la carga sísmica amplificada el efecto de las fuerzas horizontales que incluyen la sobre resistencia E_mh, debe tomarse como el cortante calculado con la ecuación F.3.5.1-1 junto con el cortante que resulta de la resistencia a fluencia esperada a tensión de las almas a un ángulo

(2) Zona de panel – La zona de panel de EBV cercana a la parte superior y base del EBH del MCA debe cumplir con los requisitos del numeral F.3.5.3.6.5.

F.3.6.5.6.3 – Conexiones de almas a elementos de borde – La resistencia requerida de las conexiones del alma a los EBH y EBV que la rodean debe ser igual a la resistencia a fluencia esperada del alma a tensión, a un ángulo .

F.3.6.5.6.4 – Empalmes de columnas – Deben cumplir con los requisitos del numeral F.3.4.2.5. Cuando se utilicen soldaduras acanaladas para hacer el empalme estas deben ser de penetración completa. Los empalmes de columnas deben diseñarse para desarrollar al menos el 50% de la menor resistencia de diseño a flexión de los miembros conectados.

La resistencia requerida a cortante V_u debe ser Mpc/Hc

donde:

Mpc = la suma de la resistencia plástica nominal a flexión FycZc de las columnas arriba y abajo del empalme, N-mm.

H_c = altura libre de la columna entre conexiones de vigas, incluyendo la losa, si existe, mm.

F.3.6.5.7 – Almas perforadas

F.3.6.5.7.1 – Configuración normal de perforaciones circulares – Se permite usar una placa perforada como alma de un MCA siempre y cuando cumpla con esta sección. Las almas perforadas deben tener un patrón regular de perforaciones del mismo diámetro espaciadas uniformemente en toda el área de la placa del alma con un arreglo en el que las perforaciones se alinean diagonalmente con un ángulo uniforme con respecto a la vertical. Los bordes de las aberturas deben tener una rugosidad de superficie de 13 micrones o menos.

(1) Resistencia – La resistencia de diseño a cortante del panel,, de acuerdo con el estado límite de fluencia a cortante, debe determinarse como sigue para almas perforadas:

 (F.3.6.5-3)

donde:

D = diámetro de las perforaciones, mm.

S_diag = distancia mínima centro a centro entre perforaciones, mm.

(2) Espaciamiento – El espaciamiento S_diag debe ser como mínimo 1.67D. La distancia entre las primeras perforaciones y las conexiones del alma a los EBH y los EBV, debe ser D, como mínimo pero no mayor de D + ".7S_diag

(3) Rigidez – La rigidez de las placas regularmente perforadas debe calcularse utilizando un espesor efectivo de placa de alma, t_ef, dada por:

 (F.3.6.54)

donde:

H_c = altura libre de la columna (y de la placa de alma) entre aletas, mm.

t_w = espesor de la placa de alma, mm.

N_r = número de filas horizontales de perforaciones.

 = ángulo con respecto a la vertical de la línea centro a centro más corta en el arreglo de las aberturas, grados.

(4) Esfuerzo efectivo de tensión esperado – El esfuerzo efectivo de tensión esperado para ser usado en lugar del esfuerzo de tensión efectivo para el análisis de acuerdo con la sección F.3.6.5.3 es RyFy (1 - 0.7D/S_diag).

F.3.6.5.7.2 – Perforaciones de alma con esquina reforzada – Se permiten perforaciones de un cuarto de círculo en las esquinas de las almas si estas están conectadas a una platina curva de refuerzo bordeando la perforación. Las platinas deben diseñarse para permitir el desarrollo de toda la resistencia del alma y mantener su resistencia cuando esté sujeta a las deformaciones correspondientes a la deriva de piso de diseño. Lo anterior puede conseguirse si se cumplen las siguientes condiciones:

(1) Diseño a tensión – La platina curva debe tener una resistencia de diseño que desarrolle la fuerza de tensión axial resultante de la tensión de la placa del alma en ausencia de otras fuerzas.

Pu=  (F 3 6 5-5)

donde:

R = radio de la perforación, mm.

e = , mm. (F.3.6.5-6)

Los EBH y los EBV deben diseñarse para resistir las fuerzas axiales de tensión en el extremo del refuerzo curvo.

(2) Diseño para las fuerzas de la conexión viga-columna – Las platinas curvas deben tener una resistencia de diseño capaz de desarrollar los efectos combinados de fuerza axial y momento en el plano del alma que resultan de la deformación de la conexión en ausencia de otras fuerzas. La fuerza es:

Pu = (F3.6.5-7)

El momento es:

Mu =  (F.3.6.5-8)

donde:

E = módulo de elasticidad, MPa

I_y = momento de inercia de la placa, mm4

H = altura de piso, mm

 = deriva de piso de diseño, mm

F.3.7 – PORTICOS RESISTENTES A MOMENTOS COMPUESTOS (PRMC)

Este numeral proporciona las bases de diseño y los requisitos para el análisis, el sistema, los miembros y las conexiones para pórticos resistentes a momentos compuestos DMI, DMO, DES y parcialmente restringidos (PR)

Se incluyen las siguientes secciones:

F.3.7.1 – Pórticos resistentes a momentos compuestos con capacidad de energía mínima (PRMC-DMI)

F.3.7.2 – Pórticos resistentes a momentos compuestos con capacidad de energía moderada (PRMC-DMO)

F.3.7.3 – Pórticos resistentes a momentos compuestos con capacidad de energía especial (PRMC-DES)

F.3.7.4 – Pórticos resistentes a momentos compuestos parcialmente restringidos (PRMC-PR)

F.3.7.1 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS COMPUESTOS CON CAPACIDAD DE ENERGÍA MÍNIMA (PRMC-DMI)

F.3.7.1.1 – Alcance – Los sistemas PRMC-DMI deben diseñarse de acuerdo con esta sección. Esta sección es aplicable a pórticos resistentes a momentos con conexiones totalmente restringida (TR) que consten de columnas compuestas o de concreto reforzado y vigas bien sean de acero, embebidas en concreto, o compuestas.

F.3.7.1.2 – Bases de diseño – Se espera que los PRMC-DMI diseñados de acuerdo con estas especificaciones suministren una capacidad de deformación inelástica mínima en sus miembros y conexiones.

F.3.7.1.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales para el análisis.

F.3.7.1.4 – Requisitos del sistema – No se especifican requisitos especiales para el sistema.

F.3.7.1.5 – Miembros – No se especifican requisitos adicionales a los del Capítulo F.2 para los miembros de acero o compuestos. Las columnas de concreto reforzado deben cumplir los requisitos del Título C, excluyendo el numeral C.21.

F.3.7.1.6 – Conexiones – Las conexiones deben ser totalmente restringidas (TR). Las conexiones deben diseñarse para las combinaciones de cargas aplicables descritas en F.3.2.2 y F.3.2.3. Las resistencias de diseño de las conexiones viga-columna deben determinarse de acuerdo con F.2 y F.3.4.2.7.

F.3.7.2 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS COMPUESTOS CON CAPACIDAD DE ENERGÍA MODERADA (PRMC-DMO)

F.3.7.2.1 – Alcance – Los sistemas PRMC-DMO deben diseñarse de acuerdo con esta sección. Esta sección es aplicable a pórticos resistentes a momentos con conexiones totalmente restringida (TR) que consten de columnas compuestas o de concreto reforzado y vigas bien sean de acero estructural, embebidas en concreto, o compuestas.

F.3.7.2.2 – Bases de diseño – Se espera que los PRMC-DMO diseñados de acuerdo con estas especificaciones suministren una capacidad de deformación inelástica limitada, a través de fluencia a flexión de las vigas y columnas y fluencia a cortante en las zonas de panel de las columnas. El diseño de las conexiones viga-columna, incluyendo la zona de panel, platinas de continuidad y diafragmas debe basarse en ensayos de conexiones que garanticen el desempeño requerido en el numeral F.3.7.2.6.2, y demostrar su conformidad con el numeral F.3.7.2.6.3.

F.3.7.2.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales para el análisis.

F.3.7.2.4 – Requisitos del sistema

F.3.7.2.4.1 – Arriostramiento para estabilidad de vigas – Las vigas deben arriostrarse para satisfacer los requisitos de miembros de ductilidad moderada del numeral F.3.4.1.2.1.

Adicionalmente, a menos que se indique de otra forma mediante ensayos, los arriostramientos de las vigas se deben ubicar cerca de las fuerzas concentradas, en los cambios de la sección transversal y en otras ubicaciones donde los análisis indiquen que se puede formar una rótula plástica durante la deformación inelástica del PRMC-DMO. La resistencia requerida del arriostramiento lateral adyacente a las rótulas plásticas debe ser como se especifica en el numeral F.3.4.1.2.3.

F.3.7.2.5 – Miembros

F.3.7.2.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros para vigas y columnas deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad moderada.

F.3.7.2.5.2 – Aletas de vigas – No se permiten cambios abruptos en la aleta de la viga en las zonas de rótulas plásticas. Tampoco se permiten perforaciones en la aleta o recortes en el ancho de la aleta a menos que los ensayos de calificación demuestren que la configuración resultante puede desarrollar rótulas plásticas estables.

F.3.7.2.5.3 – Zonas protegidas – La región que en cada extremo de la viga esté sujeta a deformaciones inelásticas es una zona protegida, y debe satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.3.

Las zonas de rótulas plásticas en los extremos de vigas en PRMC-DMO deben tratarse como zonas protegidas. En general, para conexiones sin reforzar, la zona protegida se ubica desde la cara de la columna y hasta una distancia igual a la mitad del peralte de la viga después de la rótula plástica.

F.3.7.2.6 – Conexiones

F.3.7.2.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – No se requieren soldaduras de demanda crítica.

F.3.7.2.6.2 – Conexiones viga-columna – Las conexiones viga-columna del SRS deben satisfacer los siguientes requisitos:

(1) La conexión debe ser capaz de acomodar un ángulo de deriva de piso de 0.02 radianes como mínimo.

(2) La resistencia medida a flexión de la conexión, determinada en la cara de la columna, debe ser por lo menos 0.8M_p de la viga conectada, para un ángulo de deriva de piso de 0.02 radianes, donde M_p se define como la resistencia nominal a flexión de las vigas de acero, las vigas embebidas o compuestas y debe satisfacer los requisitos de F.2.9.

F.3.7.2.6.3 – Validación de la conexión – La conexión viga-columna del SRS debe satisfacer los requisitos de la sección F.3.7.2.6.2, mediante ensayos de la conexión o cálculos justificados por modelos mecánicos y criterios de diseño para estados límites de sus componentes de acuerdo con estas especificaciones.

F.3.7.2.6.4 – Resistencia a cortante requerida – La resistencia requerida a cortante Vu de la conexión debe basarse en las combinaciones de carga del Título B incluyendo la carga sísmica amplificada, en la que el efecto de las fuerzas horizontales, incluyendo la sobre resistencia, se debe tomar como:

 (F.3.7.2-1)

donde M_p,esp es la resistencia a la flexión plástica esperada de las vigas de acero, las embebidas o compuestas. Para vigas embebidas o compuestas, M_p,esp debe calcularse usando la distribución plástica de esfuerzos o el método de compatibilidad de deformaciones. Deben utilizarse factores Ry apropiados para los diferentes elementos de la sección transversal estableciendo el equilibrio de fuerzas en la sección y calculando la resistencia a flexión. L_h es la distancia entre rótulas plásticas en la viga, mm. Para vigas de acero, M_p,esp en la ecuación F.3.7.2-1 puede tomarse como RyMp de la viga.

F.3.7.2.6.5 – Placas de continuidad y de diafragma – Se pueden usar placas para diafragmas de conexión para columnas compuestas rellenas tanto al interior como al exterior de la columna.

Cuando se utilicen placas de diafragma, el espesor de estas debe ser al menos igual del espesor de la aleta de la viga.

Las placas de diafragma deben soldarse alrededor de todo el perímetro de la columna utilizando soldaduras de penetración completa o soldaduras de filete por ambos lados. La resistencia requerida de estas uniones no debe ser menor que la resistencia de diseño del área de contacto de la placa con los lados de la columna.

Los diafragmas internos deberán tener aberturas circulares suficientes para la colocación del concreto.

F.3.7.2.6.6 – Empalmes de columna – Adicionalmente a los requisitos de la sección F.3.4.2.5, los empalmes de columna deben cumplir con los requisitos de esta sección. Cuando se utilicen soldaduras acanaladas para hacer el empalme, estas deben ser de penetración completa. Cuando los empalmes de columna no se realicen con soldaduras acanaladas, deben tener una resistencia requerida a la flexión que sea por lo menos igual a la resistencia nominal a la flexión, Mpcc, de la columna compuesta menor. La resistencia a cortante requerida de los empalmes del alma de la columna deben ser por lo menos igual a Mpc/H, donde Mpcc es la suma de la resistencias nominales a la flexión de las columnas compuestas arriba y abajo del empalme. Para columnas compuestas la resistencia nominal a la flexión debe satisfacer los requisitos de F.2.9 considerando la resistencia axial requerida, P_uc.

F.3.7.3 – PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTOS COMPUESTOS CON CAPACIDAD DE ENERGÍA ESPECIAL (PRMC-DES)

F.3.7.3.1 – Alcance – Los sistemas PRMC-DES deben diseñarse de acuerdo con esta sección. Esta sección es aplicable a pórticos resistentes a momentos con conexiones totalmente restringida (TR) que consten de columnas compuestas o de concreto reforzado y vigas bien sean de acero embebidas en concreto, o compuestas.

F.3.7.3.2 – Bases de diseño – Se espera que los PRMC-DES diseñados de acuerdo con estas especificaciones suministren una capacidad de deformación inelástica significativa a través de fluencia por flexión de las vigas y fluencia limitada a cortante en las zonas de panel de las columnas. Excepto cuando se permita otra cosa en esta sección, las columnas deben diseñarse generalmente para ser más resistentes que las vigas totalmente plastificadas y con endurecimiento por deformación. Se permite la plastificación por flexión en las columnas en su base. El diseño de las conexiones viga-columna, incluyendo la zona de panel, las platinas de continuidad y los diafragmas, debe basarse en ensayos de conexiones que garanticen el desempeño requerido en el numeral F.3.7.3.6.2, y demostrar su conformidad con el numeral F.3.7.3.6.3.

F.3.7.3.3 – Análisis – No se especifican requisitos especiales para el análisis.

F.3.7.3.4 – Requisitos del sistema

F.3.7.3.4.1 – Relaciones de momento – Deben satisfacerse las siguientes relaciones en las conexiones viga-columna:

> 1 (F.3.7.3-1)

donde:

 M_pcc = suma de las proyecciones al eje de las vigas, de la resistencia nominal a flexión de las columnas (incluidas las ménsulas si estas se utilizan) arriba y abajo de la unión con una reducción debida a la fuerza axial en la columna. Para columnas compuestas, la resistencia nominal a flexión, M_pcc, debe satisfacer los requisitos de F.2.9 considerando la resistencia axial requerida P_uc. Para columnas de concreto reforzado, la resistencia nominal a flexión, M_pcc, debe calcularse con base en las provisiones del Título C considerando la resistencia axial requerida P_uc. Cuando los ejes de vigas opuestas en la misma unión no coincidan debe usarse la línea media entre los dos ejes.

M_p,esp = suma de los momentos en las vigas de acero o embebidas en concreto en la intersección de los ejes de la viga y la columna. Se determina como la suma de las resistencias esperadas a flexión de las vigas en la rótula plástica, referidas al eje de la columna. Se puede tomar , donde Mp,eSp se calcula de acuerdo con la sección F.3.7.2.6.4

M_uv = momento debido a la amplificación por el cortante desde la posición de la rótula plástica hasta el eje de la columna

Excepción – Deben aplicarse las excepciones de la sección F.3.4.3.4.1 excepto que el límite de la fuerza en el numeral F.3.5.3.4.1 debe ser P_uc < 0.1Pc.

F.3.7.3.4.2 – Arriostramiento para la estabilidad de las vigas – Las vigas deben arriostrarse para satisfacer los requisitos de miembros de ductilidad alta del numeral F.3.4.1.2.2.

Adicionalmente, a menos que se indique de otra forma mediante ensayos, los arriostramientos de las vigas deben colocarse cerca de las fuerzas concentradas, cambios en la sección transversal y otras ubicaciones donde los análisis indiquen que se puede formar una rótula plástica durante la deformación inelástica del PRMC-DES.

F.3.7.3.4.3 – Arriostramiento para la estabilidad de las conexiones viga-columna – Las columnas compuestas con conexiones no arriostradas deben satisfacer los requisitos de la sección F.3.5.3.4.3(2).

F.3.7.3.5 – Miembros

F.3.7.3.5.1 – Requisitos básicos – Los miembros de acero y compuestos deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad alta.

Excepción – Las vigas embebidas en concreto reforzado deben satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.1 para miembros con ductilidad moderada si el recubrimiento de concreto es de 50 mm o mayor y sea suministrado confinamiento por medio de estribos en regiones donde se espera la formación de rótulas plásticas bajo las deformaciones por el sismo. Los estribos deben satisfacer los requisitos de C.21.5.3.

Las vigas compuestas embebidas en concreto que sean parte del PRMC-DES deben satisfacer también el que la distancia desde la fibra de concreto de mayor compresión al eje neutro plástico no sea mayor que:

 (F.3.7.3-2)

donde:

F_y = esfuerzo de fluencia mínimo especificado de la viga de acero, MPa.

E = módulo elástico de la viga de acero, MPa.

Y_con = distancia desde la parten superior de la viga de acero y la parte superior del concreto, mm.

d = peralte total de la viga, mm.

F.3.7.3.5.2 – Aletas de vigas – No se permiten cambios abruptos en la aleta de la viga en las zonas de rótulas plásticas. Tampoco se permiten perforaciones en la aleta o recortes en el ancho dela aleta a menos que los ensayos de calificación demuestren que la configuración resultante puede desarrollar rótulas plásticas estables.

F.3.7.3.5.3 – Zonas protegidas – La región que en cada extremo de la viga esté sujeta a deformaciones inelásticas es una zona protegida, y debe satisfacer los requisitos del numeral F.3.4.1.3.

Las zonas de rótulas plásticas en los extremos de vigas en PRMC-DES deben tratarse como zonas protegidas. En general, la zona protegida se ubica desde la cara de la columna compuesta y hasta una distancia igual a la mitad del peralte de la viga después de la rótula plástica.

F.3.7.3.6 – Conexiones – Las conexiones deben ser totalmente restringidas (TR) y satisfacer los requisitos de la sección F.3.4.2 con todos sus numerales, además de esta sección.

F.3.7.3.6.1 – Soldaduras de demanda crítica – Las siguientes soldaduras deben considerarse de demanda crítica y satisfacer los requisitos del numeral F.3.1.3.4.2:

(1) Las soldaduras acanaladas en empalmes de columna. Excepto cuando pueda demostrarse  que puede impedirse la formación de la rótula en la columna o cerca de la placa base mediante restricciones, y en ausencia de tensiones netas bajo las combinaciones de carga  que incluyan la carga sísmica amplificada.

(2) Las soldaduras de la conexión columna-placa de base,

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