III CONGRESO COLOMBIANO DE INGENIERIA SISMICA

Ensayos de Conexiones Típicas en Colombia de Pórticos

Resistentes a Momento de Acero Estructural

LUIS GARZA V. IC. MI. Profesor Universidad Nacional Sede Medellín. . lgarza@unalmed.edu.co

DARLINE CANO CARDONA Ingeniero Civil. dcanoc@unalmed.edu.co

ADRIANA MARÍA MAZO ECHEVERRI Ingeniero Civil. adrianamariamazoecheverri@yahoo.com

JUAN CARLOS POSADA GIRALDO

Ingeniero Civil. jcposada81@yahoo.com

CAMILO FERNANDO PABON GONZALEZ Ingeniero Civil. cfpabon@unalmed.edu.co

RESUMEN: Se presentan los resultados de ensayos en conexiones de pórticos resistentes a momento de vigas I a columnas tubulares, frecuentemente utilizadas, en Colombia, mostrando los errores en que se puede incurrir con su uso. Se presenta también una conexión del mismo tipo mejorada con placas de refuerzo y un procedimiento de diseño sugerido. Los resultados del ensayo muestran un comportamiento adecuado.

ABSTRACT: A very common connection of moment frames in Colombia was tested, showing the inconvenience in its use. An improved procedure of design and construction is proposed and showed to be a better alternative to repair this kind of connections, and ensure their reliability.

1. INTRODUCCION

A partir de las lecciones de los Sismos de Northridge y Kobe en 1994 y 1995, respectivamente, se han modificado los conceptos de diseño de conexiones de pórticos resistentes a momento y se ha realizado mucha investigación al respecto. Algunos de los muchos ensayos realizados corresponden a investigaciones sobre las causas de falla de las conexiones, y la gran mayoría, a ensayos que permitan establecer

procedimientos prescriptitos de diseño, basados en pruebas escala real. Muchos de dichos ensayos y procedimientos han sido consolidados en la publicación FEMA 350 [ref. 1] cuya recopilación ha dado lugar a recomendaciones para normas posteriores. Incluso, el AISC ha preparado el borrador de Conexiones Precalificadas [ref. 2] basado en las recomendaciones de la FEMA y retomando otras investigaciones más actualizadas. En esta última referencia

se establecen procedimientos para el diseño de las conexiones se sección reducida, fig. 1, también conocida familiarmente como “Hueso de Perro”, y para la conexión mediante placas de extremo (End Plates) atornilladas, fig. 2.

Figura 1. Conexión de sección reducida

Figura 2. Conexión de placa de extremo

Sin embargo, los sistemas especificados en las referencias 1 y 2 no corresponden a los utilizados en la práctica común de este tipo de conexiones en Colombia. Como fue establecido por la inspección de varios sistemas utilizados en las ciudades de Bogotá y Medellín [Cano y Mazo, ref. 3], la configuración más común corresponde a columnas en cajón y vigas en perfiles IPE.

Un ejemplo de estas conexiones se muestran en la fig. 3. En algunos casos, también se utilizan perfiles en cajón para las vigas.

Figura 3. Ejemplo de conexión típica

Debido a la frecuencia con que se encuentra la anterior configuración, se desarrollaron ensayos con un ejemplo característico, con objeto de estudiar su comportamiento bajo cargas cíclicas, y otro con una conexión del mismo tipo, mejorada con refuerzos para corregir sus deficiencias. El resultado de estos ensayos se muestra en los siguientes capítulos.

2. ENSAYO DE CONEXION SIN REFUERZOS. Como se observó en la fig. 3, muchas de las conexiones están soldadas directamente al tubo que forma la columna en forma simple, mediante soldaduras de filete en todas las posiciones, ya que dicha unión se hace frecuentemente en campo. Se consideró que la conexión perteneciera a un pórtico típico como se muestra en la Fig. 4. La geometría del prototipo se muestra en la fig. 5.

Figura 4. Prototipo Considerado

Figura 5. Geometría del Prototipo

En la modelación realizada por elementos finitos que se muestra en la fig. 6, se puede observar que existen zonas de concentración de tensiones que se detallan en la fig. 7. La zona de mayores concentraciones es en los extremos de la aleta, seguido de las zonas aledañas y la arista de la columna.

Figura 6. Esfuerzos en la conexión sin refuerzos

Figura 7. Detalle de concentraciones de esfuerzos

Como se muestra en la fig. 8, la deformación de la conexión es considerable por estar llegando a la cara de una columna relativamente delgada.

Figura 8. Deformada de la conexión sin refuerzo

Para la soldadura de la probeta, se procedió como se realiza en las soldaduras reales, colocándola en posición normal, como se muestra en la fig. 9.

Figura 9. Soldadura de la probeta

Posteriormente, por razones de facilidad en el marco de reacción del Laboratorio de Estructuras de la Facultad de Minas de la Universidad Nacional en Medellín, se coloco la probeta horizontalmente como se muestra en la fig. 10.

Figura 10. Vista general del ensayo

Los apoyos de la columna se configuraron de manera que pudieran considerarse articulados como se muestra en la fig. 11, y se colocaron deformímetros y galgas extensométricas como se aprecia en la fig. 12.

Figura 11. Apoyos de la columna

Figura 12. Extensometros y galgas extensometricas

La historia de carga se aplicó de acuerdo a los protocolos de las Seismic Provisions for Structural Buildings [ref. 4] y se presenta en la fig. 13.

HISTORIA DE DESPLAZAMIENTO

-6

-4

-2

0

2

4

6

DER

IVA

(%

)

Figura 13. Historia de cargas

En la fig. 14 y 15 se puede apreciar el inicio de la rotura en el borde de la aleta y posterior rotura en la arista de la columna que se presentó, debido a la alta concentración de esfuerzos que se previó en los modelos de elementos finitos.

Figura 14. Falla en el borde de la aleta

Figura 15. Falla de la arista de la columna

Como se observa en la fig. 16, el resultado final en términos de la curva de histéresis muestra una resistencia a flexión muy inferior al Momento plástico Mp nominal y el Momento plástico esperado Mpe, del orden del 15%, de lo que se puede deducir que esta conexión no puede desarrollar la resistencia correspondiente a la hipótesis usual en los modelos de conexiones rígidas. En efecto, en la fig. 17 se muestra que la rigidez de la conexión es prácticamente nula. Se podrá afirmar, de acuerdo a lo anterior, que este tipo de conexión se podría considerar en la práctica como una conexión articulada, cuyo comportamiento a derivas distaría mucho de la hipótesis usual en los modelos de conexión rígida.

-600

-400

-200

0

200

400

600

-8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8

ROTACIÓN (%)

MO

MEN

TO

(1

03 kN

-mm

)

M pe

Mp

Mpe

Mp

Figura 16. Curva de histéresis conexión sin

refuerzo

-0,01

0,01

0,03

0,05

0,07

0 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07

VIGA (rad)

CO

LUM

NA

(ra

d)

Conexión rígida

Figura 17. Rotación de la conexión sin refuerzo

De lo anterior, se puede ver que el uso de esta conexión debe ser erradicado de la práctica de construcción de edificios. 3. ENSAYO DE CONEXION REFORZADA. Con el fin de establecer un criterio de diseño alternativo para mejorar el comportamiento de la conexión anterior, se realizó un espécimen con la misma geometría, pero implementando refuerzos que disminuyeran las concentraciones de esfuerzos [ref. 5].

La geometría seleccionada se basó en consideraciones constructivas y de detallado simple, y se muestra en la fig. 20.

Figura 20. Geometría de la conexión reforzada

Como se observa en la fig. 21, en el modelo de elementos finitos se nota una mejora considerable de las concentraciones de tensiones.

Figura 21. Modelo elemento finito conexión reforzada.

Como en el caso de la conexión sin refuerzo, también se realizó el montaje de la forma que se haría en la realidad en posición vertical, fig. 22, para después colocarla en posición horizontal de forma similar a la probeta sin refuerzo.

El sistema de carga que se muestra en la fig. 23 y la historia de carga de la fig. 24 mostraron un resultado considerablemente mejor que la probeta sin refuerzo, con una falla de fluencia clara por pandeo de aletas, como se ha presentado en los ensayos de otros casos, fig. 25.

Figura 22. Montaje de Probeta reforzada

Figura 23. Sistema de carga

-200-150-100

-500

50100150200

δ (m

m)

Figura 24. Historia de carga probeta reforzada

Foto 25. Falla en probeta reforzada

La curva de histéresis de la fig. 26 muestra que su comportamiento permite calificar la conexión para usarla en sistemas DES, que requieren una capacidad de deriva de 4% conservando una resistencia mínima del 80% del momento plástico nominal, y la rotación de la unión es mucho más parecida al ideal de conexión rígida, como se muestra en la fig. 27.

-600000

-400000

-200000

0

200000

400000

600000

-6 -4 -2 0 2 4 6θ (rad %)

Mom

ento

(kN

-mm

)

MprMp0.80Mp

Figura 26. Curva de Histéresis probeta reforzada

0

0,000002

0,000004

0,000006

0,000008

0,00001

0 0,000002 0,000004 0,000006 0,000008 0,00001θ viga (rad)

θ co

lum

na (r

ad)

Conexión rígida

Figura 27. Rotación de la unión reforzada

El procedimiento de diseño de esta conexión es el siguiente:

Paso 1. Calcular el momento plástico Mpr esperado:

ybbyprpr FZRCM = Donde: Cpr: factor que tiene en cuenta la

resistencia máxima de la conexión. El valor recomendado es 1.1.

Ry: coeficiente que relaciona la tensión de fluencia esperada con la mínima tensión de fluencia especificada de la viga. Para acero A36 su valor es 1.5.

Zb: modulo plástico de la sección de la viga, mm3.

Fyb: mínima tensión de fluencia de la viga, MPa.

Paso 2. Definir la longitud lp de las cubre placas:

( )( )cycc

bccbtotalprbtotalp LFZ

dLdLMLl42

−+−<

Donde: Lbtotal: longitud total de la viga, mm. Mpr: momento plástico esperado, kN-mm. dc: profundidad de la columna, mm. Lc: longitud total de la columna, mm. db: profundidad de la viga, mm. Zc: modulo plástico de la sección de la

columna, mm3.

Fyc: mínima tensión de fluencia de la columna, MPa. Paso 3. Definir el ancho db de las cubre placas:

fip bWb +°= 30tan2 Donde: Wi: longitud de la soldadura de filete de la cubre placa inferior a la aleta de la viga, mm.

Wi = lp -10 mm bf: ancho de la aleta de la viga, mm. Paso 4. Calcular el espesor tp de las cubre placas:

cbyc

fp bdF

Mt

26.0φ≥

Donde: Mf: momento a la cara de la columna

calculado a partir del Mpr, kN-mm. φ: coeficiente de resistencia igual 0.90. Fyc: mínima tensión de fluencia de la

columna, MPa. db: profundidad de la viga, mm. bc: ancho de la columna, mm. Paso 5. Calcular el espesor tw de la soldadura de filete entre las cubre placas y aletas de la viga:

( )( )fbiEXX

prw tdWF

Mt

−≥

2707.06.0φ

Donde: φ: coeficiente de resistencia igual 0.75. FEXX: resistencia del electrodo de la

soldadura, MPa. tf: espesor de las aletas de la viga, mm. Si tw es mayor que el menor valor entre tf y tp menos 2 mm, entonces regresar al Paso 2 y aumentar lp. Paso 6. Calcular la longitud de soldadura de filete longitudinal Wl entre la cubre placa superior y la aleta de la viga:

( ) 25.1

707.06.02t

fbwEXX

prl

WtdtF

MW −

−≥

φ

Donde: Wt: longitud de la soldadura de filete transversal, mm.

Wt = bf /3 Paso 7. Verificar el espesor de la zona de panel cumpliendo con las siguientes ecuaciones:

b

f

pcb

ccpcyvvv d

Mtdd

tbtdFR ≥

+=

2316.02φφ

90tt

twdt +

≥

Donde: φv: coeficiente de resistencia igual a 1.0.tp:

espesor total de la zona de panel que incluye placas de refuerzo, mm.

dc: altura total de la sección transversal de la columna, mm.

bc: ancho de la columna, mm. tc: espesor de la columna, mm. db: altura total de la viga, mm. Fy: resistencia especificada a la fluencia del

acero en la zona de panel, MPa. tf: espesor de la columna, mm. dt: altura de la zona de panel, mm. wt: ancho de la zona de panel, mm. Si no cumple colocar placas de refuerzo y verificar nuevamente este paso. Paso 8. Detallar la placa de cortante como sigue:

• Longitud: mmkdl bst 502 −−= Donde: mmtk f 10+=

• Ancho: 4.5d

Donde: d: diámetro de los pernos de montaje, mm.

• Espesor: twb

Donde: twb: espesor del alma de la viga, mm.

• Soldadura de filete: twb -2 mm

4. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES. De acuerdo a lo expuesto anteriormente, se pueden extraer las siguientes conclusiones generales y especificas. 4.1. El detallado de las conexiones en estructuras de acero es crítico y debe realizarse con procedimientos basados en ensayos a escala real. 4.2. La práctica que más frecuentemente se encontró de conexiones en Colombia, a la luz de los ensayos realizados, no ofrece las garantías de comportamiento y seguridad adecuadas. 4.3. Es necesario mejorar el sistema de conexiones estudiado con criterios de diseño como el expuesto en el capítulo 3. Este mismo procedimiento se puede utilizar tanto para conexiones nuevas como para reparar existentes. 4.4. Se considera urgente actualizar las normas de diseño sísmico de Edificios de Acero en Colombia, a los nuevos criterios de diseño, ya que las actuales están basadas en criterios que han demostrado ser inconvenientes en sismos recientes. 4.5. Se debe continuar con ensayos de conexiones, que correspondan a la práctica constructiva en Colombia, con objeto de formar una base de datos confiable que corresponda a los perfiles y sistemas disponibles.

5. REFERENCIAS

1. FEMA 350 Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment- Frame Buildings, Federal Emergency Management Agency. 2000.

2. AISC. Prequalified Connections for

Special and Intermediate Steel Moment-Frames for Seismic Applications (Draft). American Institute of Steel Construction, 2004.

3. Cano, D., Mazo, A. “Ensayo

Cíclico de Conexiones Sísmicas Resistentes a Momento para Estructuras de Acero” [Tesis], Universidad Nacional de Colombia, Medellín, 2004.

4. AISC. Seismic Provisions for

Structural Steel Buildings. American Institute of Steel Construction, 2005.

5. Pabón, C., Posada J. C., “ Diseño y

Ensayo de Conexiones Viga-Columna en Estructura de Acero. [Tesis], Universidad Nacional de Colombia, Medellín, 2004.