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Full text of "Norma_Covenin_Mindur_1618_82"

NORMA COVENIN MINDUR 1618-82 



ESTRUCTURAS DE ACERO PARA EDIFICACIONES. 
PROYECTO, FABRICACION Y CONSTRUCCION 



La Norma Covenin-Mindur 1618-82 constituyo la primera Norma venezolana para el 
diseno de elementos de acero. La nueva Norma enfatiza el diseno plastico, mientras que 
esta abarca primordialmente el diseno elastico. Es entendido que cuando se menciona 
otra Norma, se refiere a la edicion vigente para entonces. 



Digitalizacion hecha por Antolin Martinez A., CIV 25.082, Pto. Ordaz - marzo 2011. 
Digitalizacion: b/n 300ppp paginas con texto; color 300ppp paginas a color. 




CDU 

624 014 

2 03 



NORMA VENEZOLANA 

ESTRUCTURAS DE ACERO 

PARA EDIFICACIONES. 

PROYECTO, FABRICACION 

Y CONSTRUCCION 



COVENIN 
MINDUR 
1618-82 





MINISTERIO DE FOMENTO 

COMISiON VENEZOLANA DE NORMAS INDUSTRIALES 



AV. ANDRES BELLO. TORRE FONDO COMUN. PISO 11 
CARACAS - VENEZUELA 



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REPUBLiCA DE VENEZUELA 



MINISTERIO DEL DESARROLLO URBANO 

DIRECCION GENERAL SECTORIAL DE EQUIPAMIENTO URBANO 



C.D.U. COVENIN 

624 . 014 MINDUR 

2 . 03 1618-82 



NORMA VENEZOLANA 

ESTRUCTURAS DE ACERO 

PARA EDIFICACIONES. 

PROYECTO, FABRICACION 

Y CONSTRUCCION 



ANIOLIN MARTINEZ A. 
Ing. Cwll -C.I. V.25.0W 



i 



MINISTERIO DE FOMENTO 

COMISION VENEZOLANA DE NORMAS INDUSTRIALES 



AV. ANDRES BELLO. TORRE FONDO COMUN. PISO 11. 
CARACAS • VENEZUELA 



COVENIN 1,618 P-l 



INTRODUCCION 

La Comision de Normas para Estructuras de Edificaciones del Ministerio 
del Desarrollo Urbano presenta las "Normas para el Proyecto, Fabricacion y 
Construccion de Estructuras de Acero para Edificaciones" como una version 
en espanol fiel, autorizada y adaptada a nuestro ambito de las Normas 
"Specification for the Design, Fabrication and Erection of Structural Steel 
for Buildings", del Instituto Americano de la Construccion de Acero AISC 
1975. Estas comprenden las Normas AISC adoptadas el 12 de febrero de 1969 
mas sus tres suplementos: el N° 1 del 1 de noviembre de 1970, el N° 2 
del 8 de diciembre de 1971 y el N° 3 del 12 de junio de 1974, revisa- 
do el 30 de octubre de 1975. 

Estas prestigiosas Normas, las cuales resumen la experiencia de muchos 
anos de exitosas practicas en el taller y en la obra, ban tern' do ediciones 
previas en 1923, 1949 y 1961, asf como una posterior en noviembre de 
1978, que contiene muy pocas variaciones respecto a las aquf presentadas, y 
se publicaron cuando ya este Articulado habfa sido concluido. Las Normas 
AISC 1975 fueron elaboradas por una comision de 36 especi alistas , y 
divididas en dos partes, dedicandose 26 secciones al disefio elastico y 
10 al plastico. 

En esta version, las General idades se agrupan en los seis CapTtulos de 
la Parte 1, dieciocho Capftulos constituyen la Parte 2 dedicada al 
Disefio Elastico, y un solo Capftulo trata la Parte 3 del Dfsefio Plastico. 
Salvo esta reorganizacion del Articulado, cuya equi Valencia se precisa en 
el Comentario, las modi ficaci ones son insi gnifi cantes, destacandose entre 
otras: la agrupacion en el Capftulo 14 de los Artfculos correspond! entes 
al control de las condiciones de servicio; el empleo sisteinatico de una 
notacion internacional acorde con las otras normas del Ministerio; la inclu- 
sion de un extenso y estudiado vocabulario con sus definiciones en un Apen- 
dice E, asf como de un imprescindible Indice Analftico, junto a la incor - 
poracion de mas figuras y referencias en el Comentario, con todo lo cual 
se cree haber contribuido a facilitar su interpretacion y uso, tanto concep- 
tual como practice 

Se espera asf salvar un importante vacfo de nuestra ingenierfa estruc- 
tural , abierto desde la aparicion en 1955 de las ultimas normas para el 



P-2 Normasde Acero 1982 

Calculo de Estructuras Metalicas del entonces Ministen'o de Obras Publicas, 
aportando uno de sus principales reglamentos a la creciente industria de la 
construccion rnetalica nacional. 

Caracas, 17 de noviembre de 1980. 



Por la Conision de Normas: Nicolas Colmenares, Presidente. 

Henrique Arnal 
Arnim De Fries 
Jose A. Delgado Ch. 
Salomon Epelboim 
Jose Grases 
Cesar Hernandez 
Carnen Lobo de Silva 
Joaquin Marin 



Texto y adaotacion: Profesores Ingenieros Ooaqufn Mann y 

Jose M. Velasquez, de la Universidad 
Central de Venezuela. 



Asesoramiento y revision: Profesores Ingenieros Antonio GUell , 

de la Universidad Central de Venezuela, y 
Oscar De Buen Heredia, de la Universidad 
Nacional Autonoma de Mejico. 



PROLOGO 



De acuerdo a lo establecido en la Ley sobre Normas 
Tecnicas y Control de Calidad en su Articulo 15 y da- 
do el convenio Firmado entre el Ministerio de Fomen- 
to, el Ministerio de Desarrollo Urbano, la Comision Venezo- 
lana de Normas Industrials (COVENIN) y el Fondo para 
la Normal izacion y Certificacion de Calidad, FONDO- 
NORMA, el 4 de marzo de 1980, en el cual se establece que 
la elaboracion de normas se hara en base a un procedimiento 
unico y bajo la coordination del Ministerio de Fomento. 

La Comision Venezolana de Normas Industriales, COVE- 
NIN, en su reunion 4(82)53, del 10-8-82 aprobo la presente 
norma, una vez concluida su etapa provisional por periodo 
de un ano incluidas las observaciones que se generaron en 
este periodo. Esta norma fue elaborada por la Comision de 
Normas de Estructuras para Edificaciones del Ministerio del 
Desarrollo Urbano. 



CQMENTARID 



ANTOLIN MARTINEZ A. 

Inj. Civil -C. IV. 25.082 



! 



COVENIN 1.618 



C-i 



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■ 



1NDICE DEL COMENTARIO pag. 

PARTE 1 GEHERALIPADES 

Capltulo C-l VALIDEZ Y ALCANCE C- 1 

C-2 NOTAClON Y UNIDADES C- 12 

C-3 PLANOS Y DIBUJOS C- 15 

C-4 TIPOS DE CONSTRUCCI0N C- 17 

C-5 ACCIONES C- 24 

C-6 MATERIALES C- 26 

PARTE 2 DISENO ELASTICO 

Capltulo C-7 TENSIONES ADMISIBLES C- 27 

C-8 MIEMBROS SOMETIDOS A SOLICITACIONES COMBINADAS.. C- 45 

, C-9 MIEMBROS Y CONEXIONES SOMETIDOS A VARIACIONES 

DE TENSIONES (FATIGA) C- 54 

7 C-10 ESTABILIDAD Y RELACIONES DE ESBELTEZ C- 58 

C-ll RELACIONES ANCHO/ESPESOR C- 67 

C-12 VIGAS ARMADAS Y VIGAS LAMINADAS C- 73 

C-13 CONSTRUCCIONES MIXTAS DE ACERO Y CONCRETO C- 87 

~/~.C-U CONTROL DE LAS CONDICIONES DE SERVICIO C- 94 

C-15 SECCIONES TOTALES Y NETAS C-102 

XC-16 CONEXIONES C-107 

C-17 REMACHES Y PERNOS C-lll 

XC-18 SOLDADURAS C-113 

C-19 MIEMBROS COMPUESTOS C-116 



C-ii Normas de Acero 1982 



C-152 






1NDICE (Continuacion) pag- 

C-20 BASES DE IAS COLUMNAS C-123 

C-21 FABKICACION C-124 

C-22 PTHTURA EN EL TALLER C-126 

C-23 CONSTRUCCION C-1Z7 

C-24 CONTROL DE CALIDAD C-128 

PARTE 3 DISESO PlASTICO 

Capitulo C-25 KEQUISITOS PARA EL DISEfiO PLSSTICO C-129 

APENDICES C-141 

Apendice C-D MIEMBROS DE ALTUEA VARIABLE LIHEALMENTE C-142 
























COVENIN 1.618 C- 



PARTE 1 GENERALIDADES 

CAPITULO C-l VALIDEZ Y ALCANCE 

En este Comentario se encuentran razones, explicaciones adicio- 
nales y graficas que complement an el Articulado para asx ayudar a la cabal 
interpretation y uso mas eficiente de estas Normas. 

Estas Normas estan basadas completamente en las prestigiosas 
AISC "Specification for the Design, Fabrication and Erection of Structural 
Steel for Buildings", del Instituto Americano de la Construccion de Acero, 
con ligeras modificaciones respecto a su version de 1975. Entre estas se 
destacan: la reorganizacion de sus Partes, vease C-l. 5; la agrupacion en 
el Capitulo 14 de las condiciones de servicio; el empleo sistematico de 
una notacion acorde con las otras normas del Ministerio del Desarrollo Urba 
no; la inclusion de un vocabulario con, 108 definiciones en uti Apendice E, 
asi como de un Indice Analitico de mas de 400 entradas y la incorporacion 
de numerosas figuras y referencias adicionales. 

C-l. 2 Para el proyecto de los miembros estructurales de acero forma- 
dos en frlo, constituidos por perfiles de esquinas redondeadas y elementos 
pianos esbeltos, se recomienda utilizar las normas de la Kef. 1.15. 

C-l. 4 En la bibliografia recomendada al final del Articulo siguiente 
se puede encontrar abundante informacion util para otros tipos de estructu- 
ras. 

C-l. 5 Los Capitulos de estas Normas estan agrupados en tres Partes. 
Los seis primeros constituyen la Parte 1, la cual comprende las Generali- 
dades. Los siguientes 18 Capitulos tratan el Diseiio mediante tensiones 
admisibles , y forman la Parte 2. La Parte 3, dedicada al Diseiio Plasti- 
co, esta contenida en el Capitulo 25. A estas tres Partes le siguen cinco 
Apendices. La correspondencia con las Secciones de las Normas AISC se in_ 
dica al principio de cada Capitulo de este Comentario. 






2 Normas de Acero 1982 



BIBLIOGRAFlA 

A continuacion se anexan las referencias generales, adicionales 
a las especializadas que se citan al final de cada Capitulo, que se ha 
creido conveniente reccmendar a titulo de orientacion para los ingenieros 
que se inician en el diseno de estructuras metalicas. 

a) NORMAS Y MAKUALES 

1.1 - American Association of State Highway and Transportation Officials. 
"Standard Specifications for Highway Bridges". 12a. ed., AASHTO, 
Washington D.C., 1977, 496 pags. 

1.2 - American Institute of Steel Construction. "Standard Specifications 
for Structural Steel for Buildings". AISC, Junio 1923, 15 pags. 

1.3 - American Institute of Steel Construction. "Specification for the 
Design, Fabrication and Erection of Structural Steel for Buildings 
(Riveted, Bolted and Arc-Welded Construction)". AISC, Junio 1949, 
31 pags. 

1.4 - American Institute of Steel Construction. "Specification for the 
Design, Fabrication and Erection of Structural Steel for Buildings". 
AISC, Noviembre 1961, 95 pags. 

1.5 - American Institute of Steel Construction. " Comnentary on the 
Specification for the Design, Fabrication and Erection of Structural 
Steel for Buildings". AISC, Noviembre 1961, 39 pags. 

1.6 - Anerican Institute of Steel Construction. "Specification for the 
Design, Fabrication and Erection of Structural Steel for Buildings". 
AISC, Febrero 1969, 117 pags. 

1.7 - American Institute of Steel Construction. "Commentary on the 
Specification for the Design, Fabrication and Erection of Structural 
Steel for Buildings". AISC, Febrero 1969, 46 pags. 

1.8 -American Institute of Steel Construction. "Manual of Steel 
Construction". 7a ed., AISC, 1974, 1012 pags. 






COVENIN 1.618 C- 



1.9 - American Institute of Steel Construction. "Structural Steel 
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1.10 - American Institute of Steel Construction. "Quality Criteria and 
Inspection Standards". S323, AISC, 1971, 48 pags. 

1.11 - American Institute of Steel Construction - Steel Structures Painting 
Council. "A Guide to the Shop Painting of Structural Steel". S324, 
AISC, 1972, 16 pags. 

1.12 - American Institute of Steel Construction. "Code of Standard 
Practice for Steel Buildings and Bridges". S302, AISC, 1976, 32 pags. 



1.13 - American Iron and Steel Institute. "Fire Resistant Steel Frame 
Construction". 2a ed., AISI, 1974, 61 pags. 

1.14 - American Iron and Steel- Institute - Committee of Steel Pipe 
Producers. "Design Manual for Structural Tubing". AISI, 1974, 
111 pags. 

1.15 - American Iron and Steel Institute. "Cold-Formed Steel Design 
Manual", AISI, 1977, 203 pags. 

1.16 - American Iron and Steel Institute. "Designing Fire Protection for 
Steel Columns". AISI, 1978, 16 pags. 

1.17 - American Iron and Steel Institute. "Proposed Criteria for Load and 
Resistance Factor Design of Steel Building Structures". AISI, 
Bulletin N- 27, Enero 1978, 121 pags. 

1.18 - American national Standards Institute. "Building Code Requirements 
for Minimum Design Loads in Buildings and Other Structures". ANSI. 

' A58. 1-1972, New York, Julio 1972, 60 pags. 

1.19 - American Railway Engineering Association . "Manual for Railway 
Engineering". AREA, 1975. Capitulo 15, "Steel Structures". 

1.20 - American Welding Society. "Reinforcing Steel Welding Code". AWS 
D12.1-75, Miami, 1975, 34 pags. 

1.21 -American Welding Society. "Welding Terms and Definitions". AWS 
A3. 0-76, Miami, 1976, 80 pags. 

■ 
■ 



C- 4 Normas de Acero 1982 

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AWS Dl.2-77, Miami, 1977, 45 pags. 






1.23 - American Welding Society. "Structural Welding Code - Steel". AWS 
Dl.1-79, Miami, 1979, 223 pags. 

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1974, 105 pags. 

1.26 - Canadian Institute of Steel Construction. "CISC Commentary on. CSA 
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1.27 - Canadian Institute of Steel Construction. "Limit States Design 
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1.28 - Canadian Institute of Steel Construction. "Fundamentals of 
Structural Shop Drafting". 2a ed., CISC, Ontario, 1978, 244 pags. 

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nes de la Industria Electrica, Mejico, 1969, 202 pags. 

1.30 — Comision Venezolana de Normas Industriales. "Sistema International 
de Unidades SI". COVENIN 288-65, 1965, 10 pags. 

1.31 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Soldaduras y Corte. 
Def iniciones" . COVENIN 799-R, 1965, 7 pags. 

1.32 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Planchas Delgadas de 
Acero al Carbono Laminadas en Frio. Espesores y Tolerancias Dimen - 
sionales y de Forma". COVENIN 853-76, 1976, 16 pags. 

1.33 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Planchas Delgadas de 
Acero al Carbono Laminadas en Caliente. Espesores y Tolerancias Di- 
mensionales y de Forma". COVENIN 854-76, 1976, 13 pags. 






COVENIN 1.618 C- 5 

1.34 - Comision Venezolana de Normas Indus triales . "Planehas Gruesas de 
Acero al Carbono Laminadas an Caliente. Espesores y Tolerancias Di_ 
menaionales y de Forma". COVENIN 905-76, 1976, 15 pags. 

1.35 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Productos Laminados 
Pianos de Acero al Carbono. Terminologia" . COVENIN 913-76, 1976, 
4 pags. 

1.36 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Perfiles Angulos de 
Alas Iguales de Acero, Laminados en Caliente". COVENIN 1036-78, 
1978, 7 pags. 

1.37 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Perfiles Canales (U) 
de Acero, laminados en Caliente". COVENIN 1037-78, 1978, 9 pags. 

1.38 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Perfiles Soldados 
Estructurales de Acero". COVENIN 1147-78, 1978, 7 pags. 

1.39 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Perfiles I de Alas 
Inclinadas de Acero, Laminados en Caliente". COVENIN 1149-78, 1978, 
14 pags. 

1.40 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Electrodos Revesti- 
dos para Soldadura Manual al Arco de los Aceros de Bajo Carbono". 

COVENIN 7:7-001, 1979, 35 pags. 

i 

1.41 - Convention Europ£enne de la Construction MStallique. 
"Keconraandations pour L'fitude et L*Ex£cution des Constructions 
Mfitalliques". 2 Vols, CECM, Paris, 1977. 

1.42 - Direccion de Edificios e Instalaciones Industriales. "Normas para 
la Construccion de Edificios 1945". Minis terio de Obras Publicas, 
Caracas, 1944, pags. 127-136. 

1.43 - Direccion de Edificios e Instalaciones Industriales. "Normas para 
el Calculo de Edificios 1947". Ministerio de Obras Publicas, Caracas 
1948, pags. 37-75. 

1.44 - Direccion de Edificios e Instalaciones Industriales. "Normas para 
el Calculo de Edificios 1955". Ministerio de Obras Publicas, Cara- 
cas, 1959, 382 pags. Parte IV, pags. 211-280. 



C- 6 Normas oeAcero 1982 

1.45 - Direccion de Edificios. "Norma Provisional para Construcciones 
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1967, 19 pags. 

1.46 - Direccion General de ttesarrollo Urbanxstico. "Normas para Cargas y 
Sobrecargas en Edificios". Ministerio de Obras Publicas, Caracas, 
1975, 59 pags. 

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las Estructuras. Titulo IV del Raglamento de Construcciones para el 
Distrito Federal. Con Comentarios". Ohiversidad Nacional Autonoma 
de Mexico, PubLLcacion N- 400, Julio 1977, 150 pags. 

1.48 - Instituto de Ingenieria. "Diseno y Construccion de Estructuras 
Metalicas. Normas Tecnicas Complementarias del Reglamento de Cons - 
trucciones para el Distrito Federal. Con Comentarios, Ayudas de 
DiseSo y Ejemplos". Universidad Nacional Autonoma de Mexico, Publi- 
cacion N- 402, Julio 1977, 205 pags. 

1.49 - Instituto Chileno del Acero. "Manual de Diseno para Estructuras 
de Acero". 2a ed.,ICHA, Santiago de Chile, 1976, 947 pags. 

1.50 - Instituto Nacional de Normalizacion. "Especificaciones para el 
Calculo de Estructuras de Acero para Edificios". NCh 427. cR76, 
Santiago de Chile, 1976, 179 pags. 

1.51 - Ministerio de la Vivienda. "Calculo de las Estructuras de Acero 
Laminado en Edif icacion" . Norma Basica MV - 103/72, Madrid, 1972, 
103 pags. 

1.52 - Normas Tecnicas Complementarias del Reglamento de Construcciones 
para el Distrito Federal. "Normas Tecnicas Complementarias para el 
Diseno y Construccion de Estructuras Metalicas". Gaceta Oficial del 
Departamento del Distrito Federal, N- 118, 3a Epoca, Mexico D.F., 
15 de Abril de 1977, pags. 35-60. 

1.53 - "Nuevo Reglamento de Construcciones". Diario Oficial del Departa- 
mento del Distrito Federal, Mexico D.F., 14 de Diciembre de 1976, 

63 pags. 



COVENiN 1.618 C- 7 



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Engineering Foundation. "Structural Joints Using ASTH. A325- or 
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1.55 - Siderurgica del Orinoco C.A. "Manual de Proyecto de Estructuras de 
Acero". SIDOR, Caracas, 1972, 845 pags. 

1.56 - Steel Joist Institute and American Institute of Steel Construction. 
"Standard Specifications and Load Tables for Open Web Steel Joists. 
J-Series and H-Series". SJI - AISC, Noviembre 1972, AISC Manual of 
Steel Construction, 7a ed., 1974, pags. 5-231 a 5-261. 

1.57 - Steel Joist Institute and American Institute of Steel Construction. 
"Standard Specifications and Load Tables for Longspan Steel Joist. 
LJ-Series and LH-Series - Deep Longspan Steel Joists . DLJ - Series 
and DLH - Series". SJI - AISC, Noviembre 1972, AISC Manual of 
Steel Construction, 7a ed., 1974, pags. 5-263 a 5-295. 

1.58 - Steel Structures Painting Council. "Steel Structures Painting 
Manual. Vol. 1. Good Painting Practice". SSPC, Pittsburgh, 1966, 
423 pags. 

1.59 - Steel Structures Painting Council. "Steel Structures Painting 
Manual. Vol. 2. Systems and Specifications". SSPC, Pittsburgh, 

1973, 351 pags. 

1.60 - Steel Structures Painting Council and American Institute of Steel 
Construction. "A Guide to the Shop Painting of Structural Steel". 
SSPC - AISC, Junio 1972, AISC Manual of Steel Construction, 7a ed. , 

1974, pags. 5-299 a 5-318. 

b) TEXTOS EN INGLE'S 

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Ontario, 1977, 325 pags. 



C- 8 NormasdeAcero 1982 

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1.63 - Blodgett, 0. "Design of Weldments". The James F. Lincoln. Arc 
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1.64 - Blodgett, 0. "Design of Welded Structures". The James F. Lincoln 
Arc Welding Foundation, Cleveland, 1966, 826 pags. 

1.65 - Bresler, B.; Lin, T.Y. y Scalzi, J.B. "Design of Steel Structures". 
2a ed., John Wiley and Sons Inc., New York, 1968, 830 pags. 

1.66 - Brockenbrough, R.L. y Johnston, B.G. "USS Steel Design Manual". 
United States Steel Corporation, Pittsburgh, 1974, 260 pags. 

1.67 - Chajes, A. "Principles of Structural Stability Theory". Prentice- 
Hall Inc., New Jersey, 1974, 336 pags. 

1.68 - Chen, W.F. y Atsuta, T. "Theory of Beam-Colums. - Vol. 1. In- 
Plane Behaviorand Design". Mc Graw-Hill Book Co., New York, 1976, 
513 pags. 

1.69 - Chen, W.F. y Atsuta, T. "Theory of Beam-Coluns - Vol. 2. Space 
Behavior and Design". Mc Graw-Hill Book Co., New York, 1976, 

732 pags. 

1.70 - Column Research Council (Johnston, B.G., Editor). "Guide to Design 
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Sons Inc., New York, 1966, 217 pags. 

1.71 - Council on Tall Buildings. Group SB. "Structural Design of Tall 
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Tall Buildings, ASCE, New York, 1979, 1057 pags. 

1.72 - Crawley, S.W. y Dillon, R.M. "Steel Buildings. Analysis and 
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1.73 - Disque, R.0. "Applied Plastic Design in Steel". Van Nostrand 
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I 



COVENIN 1.618 C- 9 

1.74 - Fisher, J.W. y Struik, J.H. "Guide to Design Criteria for Bolted 
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1.75 - Gaylord, E.H. y Gaylord, C. N. "Design of Steel Structures" 2a 
ed., Mc Graw-Hill Kogakusha Ltd., Tokyo, 1972, 663 pags. 

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Inc., New Jersey, 1968, 373 pags. 

1.77 - Johnston, B.G. y Lin, F.J. "Basic Steel Design". Prentice-Hall 
Inc., New Jersey, 197i, 246 pags. 

1.78 - Joint Committee of the Welding Research Council and the American 
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N- 41, ASCE, 1971, 336 pags. 

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Engineers". Prentice-Hall Inc., New Jersey, 1977, 509 pags. 

1.80 -Marcus, S.H. "Basics of Structural Steel Design". Reston 
Publishing Company Inc., Virginia, 1977, 468 pags. 

1.81 - Mc Guire, W. "Steel Structures". Prentice-Hall Inc., New Jersey, 
1968, 1112 pags. 

1.82 - Rice, P.S. y Hoffman,E. "Structural Design Guide to AISC 
Specification for Buildings". Van Nostrand Reinhold Co., New York, 
1976, 360 pags. 

1.83 - Sacks, R.J.' "Welding: Principles and Practices". Chas. A. Bennett 
Co. Inc., Illinois, 1976, 991 pags. 

1.84 - Salmon, C, y Johnson, J. "Steel Structures. Design and 
Behaviour". Intext Educational Publishers, 1971, 945 pags. 

1.85 - Structural Stability Research Council (Johnston, B.G., Editor). 
"Guide to Stability Design Criteria for Metal Structures". 3a ed., 
John Wiley and Sons, New York, 1976, 616 pags. 






C- 10 Normas de Acero 1982 

1.86 - Tall, L. (Editor). "Structural Steel Design.". 2a ed., The 
Ronald Press Co., New York, 1974, 875 pags. 

1.87 - The Lincoln Electric Company. "The Procedure Handbook of Arc 
Welding". 12a ad., Cleveland, 1973, 700 pags. 

1.88 - Timoshenko , S.P. y Gere, J. M. "Theory of Elastic Stability". 2a 
ed., Mc Graw-Hill Book Co., Tokyo, 1961, 541 pags. 

1.89 - Trahair, U.S. "The Behaviour and Design of Steel Structures". 
Chapman and Hall, 1977, London, 320 pags., 

1.90 - Yu, W-W. "Cold-Formed Steel Structures". Mc Graw-Hill Book Co., 
1973, 463 pags. 

c) TEXTOS EN ESPANOL 

1.91 - Arguelles, R. "La Estructura. Metalica Hoy". 2a ed., 4 Vols., 
Libreria Tecnica Bellisco, Madrid, 1975. 

1.92 - Beyer, E. "Estructuras de Acero". Folleto de Estructuras S- 12, 
Pacultad de Ingenieria, UCV., 1978, 342 pags. 

1.93 - Bresler, B.; Lin, T.Y. y Scalzi, J.B. "Disefio de Estructuras de 
Acero". Limusa - Wiley, Mejico, 1970, 926 pags. 

1.94 - Daussy, R. "Gu£a Practica de la Construccion Metalica". 2a ed., 
Editorial Blume, Madrid, 1972, 216 pags. 

1.95 -De Buen, 0. "Estructuras de Acero. Comportamiento y Disefio" - 
Limusa, Mejico, 1980, 673 pags. 

1.96 - Garrido, L. "Disefio de Estructuras de Acero". 3a ed., Librerfa 
Independencia, Merida, 1977, 274 pigs. 

1.97 - Lothers, J. "Disefio de Estructuras Metalicas", Editorial 
Prentice^Iall Intemacional, Madrid, 1973,' 560 pags. 

1.98 - Pender, J. A. "Soldaduras". Mc Graw-Hill de Mejico S.A. , Colombia, 
1971, 172 pags. 



' 






COVENINI.bia. C- 11 



1. 99 - Zapata, L. F. "Diseno Estructural en Acero". Facultad de Inganierfa, 
Universidad Nacional de Ingenieria, Lima, 1977, 230 pags. 

1.100 - Zignoli, V. "Construcciones Metalicas". 2 Vols., Editorial 
Dossat S. A., Madrid, 1978, 2073 pags. 

d) ' PUBLICACIONES PERIdDICAS 

1.101 -""Acier - Stahl - Steel". Trimestral, en tres idiomas. 
Centre Belgo-Luxembourgeois d'lnformation de 1' Acier (CBLIA). 
rue Montoyer 47, 

B-1040 Bruxelles, Belgica. 

1.102 - "Construction Metallique". Trimestral. 

Centre Technique Industriel de la Construction Metallique (CTICM), 
20, rue Jean-Jaures, 
92807 Puteaux, Francia. 

1.103 - "Der Stahlbau". Trimestral. 
Gropius Techn. Fachbuchhandlung. 
Hohenzollerndamm 170, 

1000 Berlin, Alemania Occidental. 

1.104 - "Engineering Journal". Trimestral. 
American Institute of Steel Construction (AISC) • 
Wrigley Building, 8th floor, 

400 North Michigan Avenue, 
Chicago, IL 60611, E. U. A. 

1.105 - "Informes de la Construction". Mensual. 
Instituto Eduardo Torroja (IETcc) . 
Apdo. 19002, Madrid-33, Espafia. 

1.106 - "Journal of the Structural Division". Mensual. 
American Society of Civil Engineers (ASCE) . 
345 East 47th Street, 
New York, NY 10017, E. U. A. 

1.107 - "L'Acier pour Construire". Trimestral. 
Office Technique pour 1'Utilisation de 1'Acier (OTUA) . 
5 bis, rue de Madrid-, 
75008 Paris, Francia. 



C- 12 Normas de Acero 1982 

CAPTTULO C-2 N0TAC10N Y UNIDADES 

C-2.1 GENE.KALIDADES 

Este Capitulo no tiene correspondieute en las Normas AISC 1975. 

Se ha tratado de mantener la aotaciSn de las normas AISC excep_ 
to cuando colide con las recomendaciones intemacionales ACI-CEB-FIP 1970, 
adoptadas por la Comision de Nomas para Estructuras de Edificaciones del 
Ministerio del Desarrollo Urbano en 1976 para todas sus normas. Consecuen- 
temente, por ejemplo, todas laa variables adimensionales se represents sis 
tematicamente mediante letras griegas minusculas, Sef. 2.1. La notacion 
original entre pareatesis al final de cada definicioa pennite establecer la 
equivaleacia precisa. Por otra parte, su significado se complemeata con el 
vocabulario del Apeadice E (N omen datura y Definiciones) . 

Respecto a las unidades, la Comision de Nomas para Estructuras 
de Edificaciones decidio ea 1976 seguir utilizando el sistema tecnico Me- 
tro - Kilogramo fuerza - Segundo y no adoptar aim el Sistema International 
SI Metro - Kilogramo masa - Segundo, en donde la uaidad de fuerza es el 
Newtoa (N) y la de presioa el Pascal (Pa) , igual a un Newton sobre me- 
tro cuadrado (N/m 2 ) , vease las Befs. 2.2 y 2.3, La conversion al sistema 
internacional se efectua mediante las siguientea equivalencias-; 

1000 kgf - 9807 N « 0.01 MN (Meganewtoa) ; 

1 kgf/cm 2 - 0.09807 MPa as 0.1 MPa (Megapascal) . 

El sistema de unidades ingles, solamente utilizado en los Esta- 
dos Unidos, se mantiene paralelameate y se coloca entre pareatesis. 

Ea la precision de las conversiones numericas se ha tratado de 
guardar el mismo numero de cifras significativas, como maximo tres, del on 
ginal. No obstante, para el Modulo de Elasticidad del acero se ha tornado 



COVENIN 1.618 C- 13 

el valor generalizado en Europa de 2.1 x 10 s kgf /cm 2 , tradicionalmente 
adoptado por la Comision de Somas, en lugar de la "traduccion" 
2.04 x 10 6 kgf /cm 2 (29 x LO 6 lb/plg 2 ) . 

C-2.2 NOTACldN 

En la Figura C-2.1 se destaca la notacion de estas Normas 
en lo que a secciones laminadas se refiere. 

BEFEKENCIAS 

2.1 - Coaite ACI 104. "Preparation of Notation for Concrete (ACI 104- 
71)". ACI Standard. ACI, 1971, 11 pags. 

2.2 - Norma ASTM E 380 - 76. ANS Z210. 1-1976. "Standard for Metric 
Practice". ASTM, 1976, 38 pigs. 

2.3 - Norma COVENIN 288. "Sistema Internacional de Unidades SI". 1965, 
10 pags. 



C- 14 Normasde A,cero 1982 



i 




x ■ 

y ■ 



ANCHO DEL ALA 

ALTURA TOTAL DE LA 5ECCI0N 

OISTANCIA OESOE EL BOROE EXTERIOR 
DEL ALA AL FILETE DEL ALMA 

OISTANCIA LIBRE ENTRE LAS ALAS 

ESPESOR DEL ALA 

ESPESOR DEL ALMA 

EJE OE KAYOR MOMENTO OE INERCIA 

EjjE OE MENOR MOMEMTO OE INERCIA 



FIGURA C-2.1. NOTACIOM PARA LAS SECCIONES LAMINAOAS 






COVENIN 1.61B . C- 15 

CAPTTULO C-3 PLANOS Y DI8UJ0S 

El Capxtulo 3 del Articulado corresponde completamente a la 
Seccion 1.1 de las Nomas AISC 1975, axcepto que se ha anadido el Ar_ 
ticulo 3.3 y todo el Cotnentario , el caal no aparece en dichas Nomas, 



En los proyectos de estructuras de acero se distinguen funda- 
mentalmente tres tipos de pianos: pianos de proyecto, pianos de taller y 
pianos de construccion. 

Los pianos de proyecto muestran el resultado final del diseno 
ejecutado por el ingeniero proyectista e incluyen, entre otros detalles: 
las secciones, las dimensiones y la situacion relativa de todos los miem- 
bros de la estructura; el tipo de estructuracion empleado; las fuerzas a 
ser resistidas por los miembros y sus conexiones, cuando asi lo requiera 
la preparacion- de los pianos de taller; el tipo o los tipos de acero y 
d6nde van a ser utilizados, etc. Estos pianos deben proveer la infonna 
cion mas detallada posible para una preparacion adecuada de los pianos de 
taller. 

Los pianos de taller se preparan en base a la informacion su- 
ministrada por los pianos de proyecto, y tienen como finalidad seiialar los 
detalles necesarios para proceder a la fabricacion de las partes componen- 
tes que integran la estructura. El objetivo fundamental de estos pianos 
es mostrar la localizacion, el tipo y las dijaensiones de todos los conacto_ 
res y soldaduras, indicando los qae seran ejecutados en el taller y en la 
obra. 

Adicionalmente se necesitan los pianos de construccion, razon 
I por la cual se ha anadido el Articulo 3.3, para facilitar las operacio- 
nes de montaje de los miembros y posteriormente el proceso de revision e 
inspeccion. En los pianos de construccion deben indicarse las marcas de 
identificacion de todas las piezas que eomponen la estructura, asi como 
los conectores y soldaduras que seran ejecutados en la obra. 



16 Normas de Acero 1982 



En los Capitulos 3 y 4 de las nomas COVENlN-MINDUR 1755, 
Ref. 3.1, estaix las disposiciones especificas a cumplir, y en las 3.2 a 
3.5 puede encontrarse una informacion completa sobre todos los aspectos re_ 
ferentes a pianos, dibujos y soldaduras. 



5EFERENCIAS 

3.1 - Comision Venezolana de Nomas Industriales - Ministerio del Desarro- 
llo Orbano. "CSdigo de Practicas Nonaalizadas para la Fabricacion y 
Construccion de Estructuras de Acero". COVENIN-MINDUB. 1755, 1982, 

99 pags. 

3.2 - American Institute of Steel Construction. "Structural Steel 
Detailing, 2nd Edition, (1971)". AISC, New York, 1971, 406 pags. 

3.3 - American Welding Society. "Symbols for Welding and Nondestructive 
Testing". AWS A2.4-79, AWS, Miami, 19 79, 76 pags. 

3.4 - Canadian Institute of Steel Construction. "Fundamentals of 
Structural Shop Drafting". 2nd Edition. CISC, Willowdale, Ontario, 
1978, 244 pags. 

3.5 - Comision Venezolana de Nomas Industrials . "Simbolos de Soldadura". 
COVENtN 735, 1977. 



COVENIN 1.618 C- 17 



CAPrTULO C-4 



TIPOS DE CONSTRUCCION 



El Capitulo A corresponde esencialmente a la Seccion 1.2 de 
las Nomas AISC 1975, excepto que se ha dividido en cuatro Arciculos para 
una mejor claridad de exposicion y se ha ampliado su Comentario . 

A fin de que puedan ser dadas las instrucciones adecuadas al 
personal del taller y al de la construccion, las hipotesis basicas que sus- 
tentan el diseSo deben ser enteadidas inequivocamente por todos los ■ tecai- 
cos y profesionales involucrados. Esas hipotesis se clasifican en estas 
Normas de acuerdo a tres tipos de construccion dire rentes y generalmente re_ 
conocidos en la practica. 

En la Tabla C-4.1 se resujnen los tres tipos de construccion 
permitidos con sus correspondientes grados da restriction en las conexioaes, 
entendiendose como grado de restriccion a. la relacion que existe entre el 
valor real del memento en la conexion de los extremes del miembro y el que 
se generaria si esta fuese completamente rigida, Ref. 4.1. 



TABLA C-4.1 TIPOS DE CONSTRUCCION 



Tipo de 
Construccion 


Deflnicion 


Grado de Restriccion 


Tipo 1 


Estructuracion con uniones 
rigidas 


Aproximadamente un 90% 
o mas 


Tipo 2 


Estructuracion con uniones 
flexibles 


Aproximadamente un 20% 
o toerios 


Tipo 3 


Estructuracion con uniones 
semir i gidas 


Aproximadamente entre 
un 20% y un 90% 



C- 18 Normas de Acero 1982 



En la Figura C-4.1 se ilustran los tipos de construccion se- 
fialando la influencia del grado de rigidez de una conexion viga-columna en 
los diagramas de mementos. Se supone que las conexiones viga-columna se 
disefiaran para resistir los cortes y momentos que se generan debido al gra 
do de restriceian. 

La estructuracion con uniones rfgidas se utiliza en estructu- 
ras disefiadas para resistir acciones accidentales provenientes de los 
efectos del viento o del sismo mediante la accion de portico. En tales ca_ 
sos la continuidad de vigas y columnas as fundamental para proveer la re- 
siatencia requerida, excepto cuando esa resistencia se provee mediante 

arriostramientos o muros , y se admite usualmente en los analisis que las 
conexiones son lo suficientemente rigidas como para mantener virtualmente 
inalterados los angulos originales entre los miembros que se intersectan. 
En la Figura C-4.2 se indican conexiones txpicas que proporcionan practi_ 
caaente un grado de restriccion del cien por ciento. 

La estructuracion con uniones flexibles se utiliza en estructu_ 
ras donde no es necesario considerar las acciones accidentales o donde se 
selecciona y se disena un nutnero limitado de conexiones para resistir me- 
mentos. Las conexiones flexibles se disefian para resistir fuerzas cortan- 
tes solamente y los extremes de las vigas estan libres de girar bajo las 
cargas de gravedad. No obstante, estas conexiones pueden desarrollar mo- 
mentos flectores de poca magnitud que podrian ser del orden de un diez por 
ciento del momento correspondiente a un grado de restriccion total , pero 
que no se consideran en el disefib, Estas Normas permiten utilizar las 

conexiones flexibles bajo la combinacion de cargas gravitacionales y de 
viento o sismo, siempre que sean disenadas de tal forma que la capacidad 
de deformacion inelastica permits reducir los mementos para evitar sobre- 
tensiones en los conectores o soldaduras. En la Figura C-4.3 se indican 
conexiones flexibles para cargas de gravedad y en la Figura C-4.4 para 
combinaciones con viento o sismo . 

La estructuracion con uniones semirigidas tiene como idea fun_ 
damental lograr un diagrama de mementos mis compensado que en los tipos 
anteriores, tal como se ouede observar en la Figura C-4.1. Este tipo de 




COVENIN 1.618 ' C- i9 



f>t*/IZ 



' =in 3ii[niiini[]iD :Dc ^ 

pt ! /24 



TIPO- 1 . ESTRUCTURACION CON UNIQNES RI6I0AS Y UN GRADO OE 
RESTRICCION DEL 100% 





P*V» 

T1P0 2 . ESTFWCTTJRAC10N CON UMIONES FLEXI3LES Y UN GRADO DE 
RESTRICCION DEL % 




PtVlS 



PcVlS 



TIPO 3. ESTRUCTURACION CON UNI0NE3 SEMIRIGIDAS Y UN GRADO DE 
RESTRICCION DEL 75% 



FISURAC-4.I.TIP0S DE CONSTRUCCION Y SUS CORRESPONOIENTES DIAGRAMAS DE MOMEN70S 
PARA UNA CARGA UNlFORME p 






C- 20 



Norma* deAeero 19M 




-t- 



-y- 



xuuimii/iiinmnr 



■mmrmoaemnt 




FIGURA.C-4.2.EJEMPL0S DE CONEXIONES BIG IDAS T I PICAS 



COVENIN1618 C- 21 



-/- 



-/" 



,wwttw 



I 




FIGURA C - 4.3. EJEMPLOS DE CONEXIONES FLEXIBLES TIPICAS 
PARA CARGAS GR AVITACIQN ALES 



r 






C- 22 Nomas de Acero 1962 




F1GJRA C-4.4. EJEMPLQS OE CONEX10NES FLEXlBLES TIPICAS PARA 
COMBINACIONES DE CARGAS CON VIENTO 5ISMO 



COVENIN 1.618 C- 23 



estructuracion peraite eeonomizar tanto en el material de la viga como en 
el de la conexion, ya que se disena para un menor grado de restriccion. 
Sin embargo, resulta dificil controlar el balance adecuado cntre la resis_ 
tencia suministrada y la defonaabilidad resultante. Dado que el comporta_ 
mien to de estas eonexiones es bastante complejo, el disenb se efectua ba- 
jo la hipotesis simplificada de que los perfiles angulares conectados al 
alma resisten la fuerza cortance y que los conectados a las alas resisten 
el momenta flector. Las conexiones tipicas de esta estructuracion son 
similares a las empleadas en las f lexibles , pero se anaden planchas en 
las alas, disefiadas para resistir mementos de magnitud controlada. 

REFERENCIA 

4.1 - Blodgett, Omer W. "Design of Welded Structures". The James F. 
Lincoln Arc Welding Foundation, Cleveland, Ohio, 1966, 326 pags. 



C- 24 Normas de Acero 1982 



CAPITULO C-5 ACCIONES 

El Capitulo 5 corresponds parcialmente a la Seccion 1.3 de 
las Normas AISC 1975, habiendose introducido importances modificaciones 
conceptuales en la clasificacion de las acciones, que, conjuntamente con 
sus definiciones precisas, haa sido adoptadas por las Normas del Comite 
Euro-internacional del Concreto CEE, dividiendolas en permanentes, varia — 
bles y accidentales, Ref. 5.1 

Estas Normas no pretenden reglamentar las acciones para las 
cuales han de ser diseaadas las estructuras. Las reglas pertinences estan 
cubiertas en su mayor parte por las Normas vigentes del Ministerio del De- 
sarrollo Urbano: "Normas para Cargas y Sobrecargas en Edificios", en lo 
que se refiere a las acciones permanences, variables y accidentales debi— 
das a la accion del viento, Ref . 5.2, y "Normas para Construcciones Anti- 
sismicas", en lo que se relaciona con las acciones accidentales debidas 
al sismo, Ref. 5.3. Para otros casos no contemplados en las normas cita_ 
das se recomienda cousultar la Ref. 5.4. 



C-5. 5. 2 ACCION DEL SISMO 

Actualmente las normas de estructuras de acero no contienen 
todavia requisites especiales sobre la calidad de sus materiales o el di- 
seno y construction de sus componentes y detalles para resistir fuerzas 
sismicas. Mientras no se llegue a un acuerdo en la sintesis de las in- 
vestigaciones que se realizan, se recomienda consultar las disposiciones 
tentativas propuestas en la Ref. 5.5 y el folleto introductorio de la 
Ref. 5.6, el cual se basa en las normas de California, Ref. 5.7. 



COVENIN 1.618 C- 25 



REFERENCIAS 

5.1 - Comite Euro-internacional du Beton (CEB) y Federation Internationale 
de la Precontrainte (FIP) . "Regies Unifiaes Communes aux Diff erents 
Types d'Ouvrages et de Materiaux", Volume I. CEB - FIP, Paris, 1978, 
101 pags. "Code Modele CEB - FIP pour les Structures en Beton", 
Volume II. CEB - FIP, Paris, 1978, 336 pags. 

5.2 - Direccion General de Desarrollo Urbanistico, Direction de Estudios y 
Proyectos, MDP. "Normas para Cargas y Sobrecargas en Edificios". 
Ministerio de Obras Publicas, Caracas, 1975, 59 pags. 

5.3 - Direccion de Edificios. "Norma Provisional para Construcciones 
Antisismicas". Ministerio de Obras Publicas, Caracas, 1967, 19 pags. 

5.4 - International Conference of Building Officials. "Uniform Building 
Code. 1979 Edition". ICBO, Whittier, California, 1979, 734 pags. 

5.5 - ATC, Applied Technology Council. "Tentative Provisions for the 
Development of Seismic Regulations for Buildings. A Cooperative 
Effort with the Design Professions, Building Code Interests and the 
Research Community". ATC 3-06, U.S. Department of Commerce, June 
1978. Capitulo 10, pags. 95-99 (Articulado) y 439-447 (Comentario). 

5.6 - Teal, Edward J. "Seismic Design Practice for Steel Buildings". 
AISC Engineering Journal, 4th Quarter, 1975, pags. 101-151. Publi- 
cacion AISC ITTR215. 

5.7 - Seismology Committee. Structural Engineers Association of Califor- 
nia. "Recommended Lateral Force Requirements and Commentary". SEAOC, 
San Francisco, 1975. Section 4. Steel Ductile Moment Resisting 
Space Frames, pags. 20 y 21 (Articulado) y 76-C a 84-C (Comentario). 



C- 26 Normas de Acero 1982 

CAPITULO C-6 MATERIALES 

El Capitulo 6 corresponda enteramente a La Seccion 1.4 de 
las Normas AISC 1975, hacieadose referenda a las Normas ASTM y AWS 
mientras no existan las corraspondientes Normas COVENIN que las substi- 
Cuyan. 

La calidad de los aceros aprobados para ser utilizados apli- 
cando las presentes Normas, y que se ajustan a determinadas especificacio_ 
nes de las Nomas ASTM, alcanzan hasta una tension cedente de 7000 
kgf/cm 2 . Algunas de esas Normas ASTM especifican un "punto cedente mi_ 
nimo", mientras que otras se refieren a una "resistencia cedente mini- 
ma". En estas Normas se utiliza genericamente el termino "tension ceden 
te" para significar tanto el "punto cedente" como la "resistencia ce- 
dente". 

En este Capitulo, ademas de las especificaciones para aceros 
de diversos grados de resistencia, se incluyen las correspondientes a 
forjas de acero colado y otros productos accesorios tales como remaches, 
pemos y electrodes para soldaduras. 

Cuando asi se le solicite, el fabricante debe proporcionar 

un certificado declarando que todo el acero requerido con una tension ce- 

2 
dente superior a 2500 kgf /cm se ha suministrado de acuerdo con los 

pianos y especificaciones. 






COVENIN 1.618 C- 27 



PARTE 2 DISEnQ ELA5TIC0 

CAPITULO C-7 TENSIONES ADMISIBLES 

Este Capitulo corresponds completamente a la Seccion 1.5 de 

la Parte 1 de las Normas AISC 1975, diferenciandose solamente en la 

nomenclatura y en algunas siraplificaciones que se han introducido en 
las formulas . 

C-7.1 ACERO ESTRUCTURAL 

Donde los requisites se fonnulan en funcion de F conjunta- 
mente con valores numericos, se advierte especialmente que todas las ten- 
siones que aparecen en estas Normas, incluyendo el valor aplicable de F , 
se expresan en kilogramos-fuerza sobre centimetres cuadrados (kgf/cm 2 ) . 

Para una facil referenda, en el Apendice A se tabulan los 
valores numericos de las tensiones admisibles correspondientes a las ten- 
siones cedentes de varies aceros especificados en el Articulo 6.1. 

El Apendice D abarca los requisites de diseno para estructu 
ras constituidas por miembros de altura variable linealmente. Aun cuando 
los requisites sobre tensiones admisibles para esos miembros son simila - 
res basicamente a los previstos en este Capitulo, se requieren ciertas mo 
dificacionea debido a la variacion de la altura. Tales modificaciones 
obligan a la introduccion de una notacion especial , def inida f recuentemen 
te por expresiones algebraicas que no son aplicables a miembros prismati- 
cos. En vista de que la utilizacion de miembros con altura variable li- 
nealmente es limitada, la notacion y los requisitos de disefio para estos 
miembros han sido omitidos en el Capitulo 7 y se incluyen solamente en 
el Apendice D. 

C-7. 1.1 TRACCIC'N 

Para prevenir la falla de un miembro sometido a traccion, en 
esta Seccion se adopta un coeficiente de seguridad de 1.S7 con respecto 
a la tension cedente espacificada. Ademas , se incluye una precaucidn 



C- 28 Normas de Acero 1982 



adicional aplicable solo a la seccion neta de los miembros sometidos a 
traccion axial, consistente en un factor de seguridad de 2.0 con respec_ 
to a la minima resistencia especificada a la traccion. Obviamente, esta 
ultima dispoaicion se aplica solamente a aceros en los que la relacion 
de la tension cedente respecto a la resistencia a la traccion es igual o 
mayor al cociente de 0.5 entre 0.6. 

La tension admisible en la seccion neta a traves de los aguje_ 
ros para pasadores esta basada en la experiencia y la investigacion sobre 
barras unidas con pasadores, Ref. 7.1. 

C-7.1.2 FUERZA COKTANTE 

Aun cuando la tension cortante cedente del acero estructural 
se ha estimado que varfa entre 1/2 y 5/8 del valor correspondents a la 
tension cedente en traccion y en compresioii, y se toma frecuentemente co- 
mo F // 3 , se puede observar que el valor dado para la tension cortan_ 
te admisible es de 2/3 del recomendado como basico para la tension admi 
sible en traccion. Esta reduccion aparente en el factor de seguridad es- 
ta justificada debido a los danos menores que ocasiona una cedencia por 
corte, en comparacion con los asociados a una cedencia por traccion o 

compresion, y por el efecto del endurecimiento por deformacion del mate_ 
rial. 

Las almas de los perfiles laminados son de un espesor tal que 
raras veces la f uerza de corte constituye el criterio de diseiio . Sin em- 
bargo, en el caso de conexiones rigidas de dos o mas miembros cuyas almas 
estan en un mismo piano, tal como se muestra en la Figura C-7.1, las 

tensiones cortantes en el panel de alma comprendido entre los lxmites de 
la conexion generalmente son elevadas. Tales almas se reforzaran cuando 
su espesor sea menor de; 

2.6 M 



dc y 



COVENIN 1.618 C- 29 



donde M representa la resta algebraica de los mementos flectores, en 
kgfxm, aplicados en los lados opuestos del contomo de la conexion y 
A. es el area de dicho panel de alma en cm 2 . Esta expresicn esta ba- 
sada en la hipotesis de que el momenta M es resistido por an par con 
brazo igual a 0.95 d. , donde d es la altura del miembro que aplica 
el momento. Si se denota por d a la altura del miembro que incide en 
la junta formando un angulo recto o aproximadamente recto, y se observa 
que A. es aproximadamente igual al producto d d , el espesor mxni- 
mo del alma que no requiere refuerzo puede ser calculado considerando que 
la tension cortante admisible viene dada por la expresion siguiente : 



0.40 F > 



7 0.95 A. t 

DC W 



Es decir que el espesor TnTrn'mn sera: 
2.6 M 



t > 

v - 



A bc F 



jc y 

C-7.1.3 COMPRESIflN 

C-7. 1.3.1 Las Formulas (7-1) y (7-2) estan basadas en la estimacion 
de la resistencia basica de column as sugerida por el "Column Research 
Council" (Consejo de Investigacion de Columnas) , vease las Formulas 
(2.11) y (2.12) de la Ref. 7.2. Esta estimacion supone que el limite 
superior para la falla por pandeo elastico se puede definir mediante una 
tension de compresion promedio en la colusma igual a la mitad de la ten- 
sion cedente. La relacion de esbeltez X , correspondiente a este limi- 
te, puede ser expresada en terminos de la tension cedente para un acero 
de determinado grado estructural cone: 



.yS 



_6400 
7 



v^ 



C- 30 NormasdeAcero 1982 



Para obtener las tensiones admisibles se ha aplicado un factor 
de seguridad variable a la resistencia eatimada de la columns. Para colum 
nas muy cortas este factor se ha tornado igual o ligeramente mayor que el 
correspondiente a los miembros sometidos a traccion axial, lo que se justi 
fica por la poca sensibilidad de tales miembros a las excentricidades acci 
dentales. Para column as mas largas, con relaciones de esbeltez cercanas 
al dominio de la formula de Euler, el factor de seguridad se increments 
en un 15 por ciento. Para conseguir una transicion adecuada entre esos 
linites, el factor de seguridad se ha definido arbitrariamente mediante un 
polinomio en funcion de la relacion de esbeltez kL/r, equivalente a la 
cuarta parte de una curva sinusoidal cuyas abscisas son los cocientes 
kL/r entre \ , y en la que las ordenadas varlan desde 5/3 para kL/r 
igual a 0.0 hasta 23/12 para kL/r igual a X . Vease la Figura 
C-7.2. 

En el Apendice A se tabulaa las tensiones admisibles para 
columnas y otros miembros comprimidos, correspondientes a cuatro valores 
usuales de F . 

y 

C-7. 1.3.2 La Formula (7-2), correspondiente a columnas lo suficiente - 
mente esbeltas como para fallar por pandeo elastico, esta basada en un fac_ 
tor de seguridad constants e igual a 23/12 con relacion a la resistencia 
de la columna previata por la formula elastica de Euler. Vease la Figura 
C-7.2. 

C-7. 1.3. 3 Las tensiones admisibles a compresion de miembros secundarios 
y de arriostramiento, cuando L/r excede de 120, se obtienen mediante 
la Formula (7-3) proveniente de dividir los valores calculados con las 
Formulas (7-1) o (7-2) entre el factor (1.6 - L/(200r)), tal como se 
muestra en la Figura C-7.2. 

Una tension admisible mas liberal para este tipo de miembros 
se justifica en parte por su poca importancia relativa, asi como por una 
posible mayor efectividad de la restriction que suele haber en sus extre- 
mos, la que hace disminuir sensiblemertte el valor de k. 



COVENIN 1.616 C- 31 




FIGURA C-7.1. EJEMPLO DE CONEXION RIGIDA DE DOS MIEMSROS 
CUYAS ALMAS ESTAN EN UN UISMO PLANO 






C- 32 Normas de Acero 1982 






FORMULA BAS1CA OE JIESSTENCIA, Rat. I. TO 



FORMULA ELASTICA DE EULER 

O^m'E/CkL/r) 2 




*" (l6-L/20Qr) 



SO 100 

FACTOR DE SEGURIDAO' F. S. VARIABLE 



*e 150 

FACTOR DESEGURIDAD FS. 



200 
KL/r 



ENTRE S/3 y 23/12 



CONSXANTE E IGUAL A 23/12 



FJGURA C-7.2. CURVAS OE RESISTENCIA T DE TENSIONES AOMISIBLES PARA 

UN ACERO F y = 2 5O0kgf/a« t 






■* 



COVENIN 1.618 C- 33 



Ya que la Formula (7-3) toma en cuenta el efecto favorable 
de la restriccion en log extremos , en ella se debe usar siempre la longi- 
tud total no arriostrada del miembro en lugar de la longitud efectiva re_ 
ducida que resultaria si se considerase un valor de k rnenor de 1.0. 
Adicionalmente, la aplicacion de la formula se limitara a miembros que es_ 
ten mas o menos restringidos contra rotaciones y traslaciones en sus pun— 
tos de arriostramiento. 

C-7.1.4 FLEXION 

C-7, 1.4.1 Cuando los miembros sometidos a flexion se dimensionan de 

acuerdo con los requisites de las Secciones 11. L. 2 y 11.2.2, y se arrios_ 
tran adecuadamente para evitar el desplazamiento lateral del ala comprimi 
da, estos proveen como minimo una resistencia a la flexion igual al pro - 
ducto de su modulo de seccion multiplicado por la tension cedente, aim 

cuando la relacion ancho/espesor de los elementos pianos comprimi dos que 
forman parte de su seccion transversal sea tal que la ocurrencia de un 
pandeo local pueda ser inminente. 

En el caso de secciones homogeneas que cumplen los requisitos 
seiialados en los subparrafos a al f de la Subsaccion 7.1.4.1, las 
investigaciones relacionadas con el diseno plastico ban demostrado que 
el pandeo local no se presenta antes de que se alcance el momento plasti- 
co total. Practicamente todos los parfiles laminados de acero A36 en 
forma de I, con una tension cedente de 2500 kgf/cm , incluidos los de 
ala ancha, y una gran parte de los perfiles del mismo tipo con una ten- 
sion cedente de 3500 kgf/cm 2 , cumplen los requisitos anteriores y se les 
denomina secciones "compactas". Es obvio que en estos perfiles lamina- 
dos la posibilidad de una falla en flexion por efecto de una sobrecarga 
implica un nival de tensiones mas elevado , calculado mediante la expre— 
sion M/S, que en los miembros cuyas secciones poseen elementos comprimi_ 
dos mas esbeltos. Como el factor de forma de los perfiles de ala aacha 
y de seccion 1 es generalmente superior a 1.12, la tension, adoisibj-e 
a flexion para tales miembros se ha aumentado en un 10 por ciento, des- 
de 0.60 F hasta 0.66 F . 

y y 



C- 34 Normas de Acero 1982 

La disposicion que permits una redistribucion arbitraria del 
10 por ciento de los mementos producidos por las cargas gravitacionales 
en las secciones de apoyo, constituye un reconocimiento parcial a los 
principios del diseno plastico. Las estructuras continuas formadas por 
miembros compactos que cumplan las limitacion.es de la Subseccion 7.1.4.1 
se pueden dimensionar sat is facto riamente ea base a los requisitos para ten_ 
siones admisibles previstos en la Parte 2 de estas Normas, aiempre y 
cuando los momentos flectores anteriores a la redistribucion se determinen 
mediante un analisis elastico. La Figura C-7.3 ilustra como se efectua 
la redistribucion de momentos, comparando los diagramas de momentos calcu- 

lados con los diagramas resultantes de aplicar esta disposicion. 

- 

Fara obtener el maxima ap rove ch ami ento de la redistribucion de 
momentos, el diseno debe hacerse de acuerdo a las reglas para diseno plas- 
tico establecidas en la Parte 3 de estas Normas. Sin embargo, en muchos 
casos usuales en la practica, la aplicacion de los requisitos de la Subsec_ 
cion 7.1.4.1 proporciona aproximadamente la misraa economfa total. 

C-7.1.4.2 La Formula (7-5a) provee una transicion gradual entre la ten_ 

sion admisible en flexion de 0.66 F , cuando la relacion b,/2t_ de las 

y _ I f 

alas comprimidas y soportadas lateralmente supera a 55Q/» / F — , y la ten_ 
sion admisible de 0.60 F cuando tal relacion no excede de 800 H F . 

y ^ y 

La capacidad de rotacion de las rotulas plasticas en este intervalo de 
relaciones b /2t_ es demasiado pequena como para permitir una redistribu 
cion de los momentos calculados. 

C-7.1.4.3 El incremento de un 25 por ciento en la tension admisible en 
flexion para secciones compactas y barras macizas rectangulares flectadas 
alrededor de sus ejes de menor inercia, asi como para barras macizas cua - 
dradas o circulares, esta fundamentado en el factor de forma favorable que 
presentan esas secciones cuando se flectan alrededor de su eje mas debil, 
y en el hecho de que en esa posicion no puede haber un pandeo lateral -tor- 
sional, Aun cuando en el estado plastico o de agotamiento la resistencia 
a flexion de tales secciones, flectadas de esa manera, excede a su 



COVENIN 1.618 C- 35 



11111111111 



j L j t j^_j 1 11111 111 1 ^ ^ | 1 1 1 





DIAGRAMAS DE MOMENTOS ftEALES 



II HIl 



DIAGRAMAS DE MOMENTOS MOOIFICADOS 
CORRESPONDJENTES A UNA REDUCCtON 
DEL 10% PERMITIDA EN LOS APOYOS 
INTERIORES 




FIGURA C-7. 3. REDISTR1BUCI0N DE MOMENTOS 



C- 36 Normas de Acero 19S2 



resistencia en el estado elastico en un porcentaje considerablemente mayor 
que el 25 por ciento, no se aprovecha esta ventaja en su totalidad a fin 
de garantizar un comportamiento elastico en condiciones de servicio. 

C-7.1.4.4 Los miembros tipo cajon son muy rigidos a torsion, vease la 
Seccion 4.2 de la Referenda 7.2. Las tensiones crfticas por flexion, 
debidas a un paadeo lateral -torsional en el ala comprimida de una viga con 
seccion tipo cajon cargada en su piano de menor inercia, es decir, flecta- 
da alrededor de su eje de mayor inercia, pueden obtenerse mediante la For- 
mula {7-1} utilizando una relacion de esbeltez equivalente dada por: 



(L/r) 

equiv 



5.1 L S 
x 



V 



J I 
y 



donde: 



L = Distancia entre secciones soportadas lateralmente ; 

S » Modulo de seccion respecto al eje de mayor inercia; 
x 

I = Momento de inercia menor; 

y 

J - Constante torsional. 

Puede demostrarse que cuando d < 10 b y L/b < 176000/F , 
la tension admisible en el ala comprimida dada por la formula anterior 

tiende al valor 0.60 F . Mas alia de este ultimo limite , el diserio que- 
dara probablemente controlado por las flechas y no por las tensiones. 

C-7. 1.4.5 y C-7.1.4.6. Para los restantes miembros en flexion, la ten- 
sion admisible se establece en 0.60 F , siempre que el ala comprimida es_ 
te arriostrada lateralmente a intervalos relativamente cercanos donde se 
cumpla que L/b f < 640// F . 

Los miembros que se flecten alrededor de su eje de mayor iner- 
cia y que sean simetricos respecto al piano de carga, pueden arriostrarse 
lateralmente en forma adecuada a intervalos mayores, si la maxima tension 
flectora se reduce lo suficiente como para evitar el pandeo prematuro del 



COVENIN 1.618 C- 37 

ala comprimida. Las expresiones matemltica3 que sumiaistran el valor tev. 
ricamente exacto de la resistencia al pandeo de tales miembros toman en 
cuenta la rigidez torsional alrededor de su eje longitudinal, denominada 
torsion de Saint-Venant, asi como tambien la rigidez a flexion de su ala 
comprimida entre secciones arriostradas lateralmente, denominada torsion 
de alabeo. No obstante, esas expresiones son demasiado complejas para el 
uso rutinario en las oficinas de proyecto y, ademas, su precision depende 
de la validez de las hipotesis relativas al grado de restriccion en las 
secciones soportadas lateralmente, as£ como tambien a las condiciones de 
carga, hipotesis que no son exactas y que no pueden significar mas que los 
criterios de un ingeniero. La combinacion de las Formulas (7-6a) o 
(7-6b) y (7-7) provee un criterio de disefio razonable en una- forma mas 
conveniente . 

Las Formulas (7-6a) y (7-6b) estan basadas en la hipotesis 
de que solamente la rigidez a flexion del ala comprimida evitara su despla_ 
zamiento lateral entre secciones arriostradas. 

La Formula (7-7) es una aproximacion conveniente que tiene 
en cuenta la presencia simultanea de la resistencia a la flexion lateral y 
la resistencia a la torsion de Saint-Venant. En el caso de vigas hibri- 
das, debido a la diferencia entre las resistencias cedentes de las alas y 
del alma, es deseable basar la resistencia al pandeo lateral unicamente en 
la torsion de alabeo del ala, por lo cual no se permite el uso de la Formu 
la (7-7) en tales miembros. La concordancia de esta formula con expre - 
siones mas precisas para determiner la resistencia al pandeo de miembros a 
flexion arriostrados en forma intermitente, es mejor en secciones homoge - 
neas que tengan una resistencia considerable a la torsion de Saint - Ve - 
nant, lo cual en el caso de secciones con doble eje de simetrla se recono- 
ce por una relacion d/A f relativamente baja, vease la Formula (4.8) de 
la Ref. 7.2. 

En algunas secciones que tienen el area del ala comprimida mar 
cadamente aenor que la del ala traccionada, la Formula (7-7) puede no 
ser conservadora; por consiguiente su uso esta limitado a secciones cuya 



C- 38 Normas de Acero 1982 



ala comprimida tiene un area igual o mayor que la del ala traccionada. En 
las vigas armadas, las cuales tienen usualmante una relacion d/A. mucho 
mayor que la de los perfiles laminados en forma de I o de ala ancha, la 
aplicacion de la Formula (7-7) puede conducir a errores exageradamente 
conservadores. Para tales miembros, las mayores tensiones admisibles cal- 
culadas mediante las Formulas (7-6a) o (7-6b), proporcionan una raejor 
estimacion de la resistencia al pandeo. Aun cuando estas ultimas formulas 
subeatiman en parte dioha resistencia, debido a que no consideran la rigi- 
dez a la torsion de Saint - Venant de la viga, esta rigidez es relativamen 
te pequena en secciones con relacion d/A, elevada, por lo que el margen 
de seguridad adicional innecesario es reducido, 

Se hace notar que la Formula (7-7) , al igual que las expre- 
siones mas complejas y precisas que ell a substituye, solamente es valida 
para el caso del pandeo elastico. Para esta formula no se provee una tran 
sicion en el dominio inelastic© de tensiones, porque cuando se consideran 
las condiciones reales de aplicacion de las cargas y de la variacion de 
los mementos flectores cualquier error contra la seguridad ocasionado por 
no tener en cuenta esa transicion debe ser pequetio, 

Los miembros armados de seccion I y con un solo ej'e de sime- 
tr£a, tales como algunas vigas para soporte de grfas, tienen frecuentemen- 
te un area mayor en el ala comprimida a fin de resistir la flexion prove- 
niente de la accion con junta de las cargas laterales y verticales. Estos 
miembros pueden ser dimensionados usualmente para la maxima tension admisi_ 
ble a flexion, cuando esta sea causada por la combinacion de cargas verti- 
cales y horizontales . Donde el modo de falla de estos miembros sea por 
pandeo lateral, la tension admisible a flexion puede obtenerse con la For- 
mula (7-6 a) o la (7-6b) . 

Mediante la inclusion del coeficiente a, , Formula (A. 13) de 
la Ref, 7.2, se permiten ciertos incrementos en las tensiones admisibles 
cuando exista un gradiente de mementos en la longitud no arriostrada del 
miembro, excepto en flexocompresion, donde este ajuste se efectua median_ 
te el coeficiente a de la Formula (8-la) . 



COVENIN1618 C- 39 



Las Formulas (7-6a) y (7-6b) pueden refinarse, incluyendo 
tanto la torsion de alabeo como la de Saint - Venant, al substituir el ra 
dio de giro r por un valor deducido convenientemente. Este radio de 
giro equivalente, r , puede obtenerse igualaado la formula apropiada 
que proporciona la tension flectora critica del ala comprimida de una viga 
en el'dominio elastico, Formulas (4.9c), (4.30), (4.31) o (4.32) de la 
Fief. 7.2, con la correspondiente para una columna cargada axialmente, For 
mula (2.2) de la Ref . 7.2. 



Para el caso de una viga de seccion I doblemente simetrica 



se obtiene: 



<o 2 -— * 



eq 2S 



y d2 + i 156_Ll 



_J 



ea donde 1 es el memento de inercia menor del miembro y S es su modu 
y J x — 

lo de seccion mayor. Ademas: 

T 2b f fc f d ^ 
J - + 



C-7. 1.5.1 El termino "superficie precisamente plana", tal como se em- 
plea en estas Normas, se utiliza para designar superficies que han sido 
aserradas o acabadas con precision por medios adecuados hasta obtener un 
piano verdadero. 

El valor recomendado para la tension de aplastamiento en los 
pasadores no es el mismo que para los remaches. Un valor menor, que en 
este caso es el 90 por ciento de la tension cedente de la parte que alo- 
ja al pasador, provee una seguridad adicional ante una inestabilidad de la 
plancha mas alia del agujero, el cual es considerablemente mayor que el de 
un remache, vease la Ref. 7.1. 



C- 40 Normas de Acero 1982 



C-7.2 REKACHES, PERNOS Y PARTES ROSCADAS 

C-7 .2 . la TRACCION 

Las tensiones admisiblea para remaches se especifican median- 
te valores aplicables al area nominal de la seccion transversal del rema- 
che antes de su aplastamiento . Para una mayor comodidad en el dimenaiona- 
miento de conexiones con pernos de alta resistencia, las tensiones admisj^ 
bles para los pernos se refieren a valores aplicables al area nominal de 
su cuerpo, es decir, al area del vastago sia roscar. No obstante para per_ 
nos A307, los cuales se pueden obtener con diametros hasta de 10 cm 
(A pig) , y partes roscadas que no sean pernos de alta resistencia, la ten 
sion de traccion admisible se aplica a uti area igual a: 

0.7854 (D '■ 1 cm 2 . Se ha encontrado que esta area, la cual es 

intermedia entre el area total y la correspondiente a la raxz de la rosea, 
cuando se multiplica por las propiedades mecanicas del material no roscado 
vatirina con mas precision la resistencia a traccion de partes roscadas de 
diametros grandes , tales como los que pueden utilizarse para pernos de an- 
claje o para barras recalcadas. 

En reconocimiento de la proteccion contra el efecto de hendi- 
dura en el roscado, asegurada por el apriete inicial requerido de los per- 
nos de alta resistencia, el organismo "Research Council on Riveted and 
Bolted Structural Joints" (Consejo de Investigaciones sobre Juntas Estruc_ 
turales Remachadas y Empernadas) ha recomendado una tension admisible de 
traccion relativamente mayor para estos pemos . 

Toda tension de traccion adicional en un conector, resultante 
de la accion de apalancamiento que se produce por distorsion de los elemen 
tos de la conexion, debe agregarse a la calculada directamente con la trac_ 
cion aplicada por las cargas extemas cuando se dimensionan conectores uti_ 
lizando las tensiones admisibles especif icadas . Dependiendo de la rigidez 
relativa entre los conectores y el material de la conexion, esta accion de 
apalancamiento puede ser despreciable o puede constituir una parte substan_ 
cial de la traccion total en los conectores; vease la Ref . 7.3. 



COVENIN 1.618 C- 41 



C-7.2.1b FUERZA CORTANTE 

Las conexiones que transmiten carga mediante fuerzas eort antes 

en el piano de la conexion se tipifican como "conexiones por friccion" y 

"conexiones por aplastamiento". El pricier tipo depende de una fuerza de 

apriete lo suf icientemente grande como para evitar el deslizamiento de las 

partes conectadas, y el segundo tipo del contacto de los conectores con la 

superficie de sus agujeros para transferir la carga entre las partes conec_ 

tadas. 

La magnitud de la fuerza de apriete originada por la contrac - 

cion de los remaches durante su enfriamiento o por el apriete de los per- 
nos A307, es impredecible y generalmente insuficiente para evitar el des_ 
lizamiento total cuando se alcanzan las tensiones admisibles. For lo tan- 
to, las conexiones remachadas y las efectuadas con pernos A307 sometidas 
a corte son tratadas como conexiones por aplastamiento. La elevada fuerza 
de apriete producida por los pernos de alta resistencia apretados adecuada_ 
mente, ea suficiente para prevenir el deslizamiento de las partes conecta- 
das cuando un mismo numero de esos pernos se coloca substituyendo a los re_ 
maches de igual tamafio que se necesitarxan para transmitir una carga dada; 
es decir, los pernos A325 reemplazan a los remaches A502 Grado 1 y 
los pernos A490 a los remaches A502 Grado 2 . 

La eficiencia de los conectores roscados para resistir fuerza 
cortante en las conexiones por aplastamiento disminuye cuando el roscado 
se extiende dentro del piano de corte entre las partes conectadas. En el 
caso de pernos de alta resistencia se especifican dos valores para la ten- 
sion cortante admisible: uno cuando el roscado esta excluido del piano de 
corte y otro cuando no lo esta. En vista de que no se acostumbra contro - 
lar este detalle en el caso de los pemos A307, se supone que el roscado 
puede extenderse dentro del piano de corte y que la tension cortante admi- 
sible, aplicable al area total, se ha reducido para tener en cuenta esta 
posibilidad, de acuerdo con la modificacion al area que aparece al pie de 
la Tabla 7.2.1. 






C- 42 Normas de Acero 1982 



C-7.2.2 APLASTAMIETTO 

Las tensiones admisibles de aplastamiento se especifican como 
un indice de la eficiencia de las secciones netas calculadas de acuerdo al 
CapStulo 15.3, y no como una proteccion al conector ya que este no la ne_ 
cesita. Este Indice tambien es valido para juntas ensambladas con rema- 
ches 6 con pemos, independientemente de la resistencia al corte del conec_ 
tor o de la presencia o la ausencia de roscas en el area de aplastamiento . 
En los ensayos de juntas remachadas que se exponen en la Kef. 7.4 se ha 
demostrado que la resistencia a traccion de la parte conectada no se dete- 
riora cuando la p res ion de aplastamiento, actuando sob re el area de cor.tac_ 
to calculada del conector, es hasta de 2.25 veces mayor que la tension, a 
traccion permitida en el area neta de dicha parte. En esta investigacion, 
el area de contacto o de aplastamiento fue calculada en la forma usual, 
multiplicando el diametro nominal del conector por el espesor de la parte 
conectada. Ademas, no se observe ninguna diferencia entre el aplastamien- 
to en corte sencillo y doble, por lo que se recomienda la misma tension ad 
misible en ambos casos, la cual es aproxinadamente igual a 2.25 veces la 
tension admisible a traccion especificada para detenninar el area neta re- 
querida. 

C-7.3 SOLDADURAS 

Las tensiones admisibles para soldaduras de penetracion cotnpie_ 
ta cargadas estaticamente son las mismas que para el metal base, siempre y 
cuando las propiedades mecanicas de los electrodos utilizados igualen o ex 
cedan a las del ratal base. Cuando se unan dos partes de resistencias di- 
ferentes, las propiedades del electrodo se deben comparar con las del me- 
tal base menos resistente. 

Basandose en los ensayos de la Rer. 7.5, la tension admisible 
para soldaduras de filete depositadas sobre metal base compatible o sobre 
acero con propiedades mecanicas superiores a las de este metal base, se da 
en terminos de la resistencia especificada a la traccion del metal de apor_ 
te. 



COVENIN 1.618 C- 43 



Puede observarse que se especifica la misma tension adaisible 
para soldaduras dispuestas canto transversal como longitudinalmente, aim 
cuando se sabe que las fuerzas que pueden resistir las primeras son sustan 
cialmente nayores que las resistidas por las ultimas. En la garganta de 
las soldaduras de ranura de penetration parcial sometidas a traccion per- ■ 
pendicular a su eje, que se encuentran en una situacion mas parecida a la 
de los filetes transversales que a la de los longitudinales, la tension ad 
misible se toma conservadoramente igual a la que eorresponde a las soldadu 
ras de filete. 

Cuando las soldaduras de ranura de penetracion parcial se dis- 
ponen de tal manera que estan sometidas principalmente a tensiones de com- 
presion, de aplastamiento o de traccion paralela al eje longitudinal de la 
ranura, se pueden dimensionar para que resistan esas tensiones con valores 
admisibles iguales a los del metal base. 

C-7.4 ACERO COLADO Y FORJAS DE ACERO 

En correspondent con la inclusion de acero de alta resisten- 
cia y baja aleacion, estas Normas reconocen los aceros . colados de alta re- 
sistencia y las tensiones admisibles se expresan en terrainos de la minima 
tension cedente especificada para las coladas. 

REFERENCIAS 

7.1 - Johnston, B.G. "Pin-Connected Plate Links". Transactions, Vol. 
104, Paper N- 2023, ASCE, 1939, pags. 314 - 339. 

7.2 - Column Research Council (Johnston, 3.G., Editor) . "Guide to Design 
Criteria for Metal Compression Members". 2a. ed., John Wiley and 
Sons, Inc., .New York, 1966, 217 pags. 

7.3 - Munse, W.H. "Research on Bolted Connections". Transactions, Vol. 
121, Paper N^ 2839, ASCE, 1956, p£gs. 1255 - 1266. Vease pig. 1265. 






C- 44 Normas tie Acero 19B2 

7.4 - Jones, J. "Bearing-Ratio Effect on Strength of Riveted Joints" . 
Transactions, Vol. 123, Paper N- 2949, ASCE, 1958, pags. 964 - 972. 

7.5 - Higgins, T.R. y Preece, F.R. "Proposed Working Stresses for 
Fillet Welds in Building Construction". Welding Journal Research 
Supplement, Octubre 1968. 



COVENIN 1 618 C- 45 



CAPITULQ C-8 MIEMBROS SOMETIDOS A SOLI CI TAC I ONES COMBINADAS 

El Capltulo 3 corresponds enter amente a la Seccion 1.6 de 
laa Normaa AISC 1975. 

La aplicacion de un momento en la longitud no arriostrada de 
miembros cargados axialmente y el desplazamiento asociado de su directriz 
en el piano de la flexion , generan un memento secundario igual al producto 
de la excentricidad resultante multiplicada por la carga axial aplicada, 
el cual no se refleja en el calculo de la tension f, . Para considerar es_ 
te momento adicional en el diseno de miembros soaetidos a flexocompresion, 
la Formula (8-la) requiere que f. sea amplificada por el factor: 



< » " f a /F e ) 



Dependiendo de la forma del diagrama de momentos aplicados, y 
por consiguiente de la localization de la seccion tritica y de la magnitud 
de la excentricidad inducida, este factor puede sob rees timar el efecto del 
momento secundario. Para tomar en consideration esta condition, cuando 
asx se requiera, el factor de amplification se modifita mediante un coefi- 

ciente de reduccion a • 

m 

Cuando la flexion ocurre simultaneamente alrededor de los ejes 

x e y, la tension flectora calculada en relation a cada eje se ajusta 

mediante los valores a y F' correspondientes a la distribucion de los 

m e 
momentos y a la relation de esbeltez en el piano da flexion respective . 

Esta tension flectora se introduce en la Formula (8-la) como una frac- 
tion de la tension que se permitiria a flexion si solo attuasen momentos 
flectores alrededor de cada eje, es decir F , con la debida considera- 
cion a la longitud no arriostrada del ala comprimida donde esta ultima sea 
un factor gobernante. 






C- 46 NormasdeAcero 1982 



Si la tension normal calculada no excede del 15 por ciento de 
la tension normal admisible, la influencia del factor 



a 
m 



( 1 - £ /F' ) 

a e 



generalmente es pequena y puede ser despreciada, tal como lo expresa la For_ 
mula (8-2). Sin embargo, su uso en la Formula (8-la) no tiene como pro- 
posito permit! r ua valor de f, mayor que F. cuando a y f son pe- 
quetios simultaneamente . 

Dependiendo de la relacion de esbeltez de la longitud no arrios_ 
trada de un miembro en el piano de la flexion, la tension combinada calcula 
da en uno o ambos extremes de esta longitud puede exceder la tension combi- 
nada en todas las secciones intermedias donde el desplazamiento lateral es 
producido por los toonientos aplicados . En este caso el valor limite de la 
tension combinada se establece mediante la Formula (8-lb). 

La clasificacion de los miembros f lexocomprimidos depende de 

dos condiciones : la estabilidad ante el desplazamiento lateral de la es- 
tructura de la cual forman parte, y la presencia o ausencia de cargas trans_ 
versales entre secciones de apoyo en el piano de la flexion. En la Tabla 
C-8.1 se presentan tres categories con los requisites correspondientes del 
Artlculo 8.1. 

En la Tabla C-8.1 se observa que f se define como el valor 
de la tension debida a la flexion calculada en la seccion que se considera. 
En ausencia de cargas transversales entre secciones de apoyo, f, se calcu 
la con el mayor de los momentos actuantes en dichas secciones . Cuando se 
aplican cargas transversales en secciones intermedias, el mayor de los mo- 
mentos que actua en una de las dos secciones de apoyo se usa para calcular 

el valor de f a incluirse en la Formula (8-lb). Sin embargo, para cal- 

b 

cular la tension I, cuando se aplica la Formula (8-la) se utiliza el 
momentd maximo entre las secciones de apoyo. 



COVENINLblB C- 47 



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C- 48 Normas de Acero 1982 



La Categoria A abarca las colunnas de porticos sometidos a 

desplazamientos lateralea, tales como los porticos que dependen exclusiva_ 

mente de la rigidez a flexion de sus diversos miembros para mantener la 

estabilidad lateral del con junto. La longitud efectiva que se utiliza pa_ 

ra detenninar los valoras de F y F' en estas column as, tal como se 

a a 

discute mas adelante en el Capitulo C-10, nunca es menor que la longi - 
cud real no arriostrada en el piano de la flexion y puede ser mayor que 
esta. Se hace notar que para calcular los momentos se emplea la longitud 
real. Para la Categoria A el valor de a puede tomarse como: 

a - 1 - 0.18 (f /F' ) 
m a e 

Sin embargo, en el caso de la combinacion de tensiones de compresion y de 

flexion mas afectada por el factor de amplif icacion, el termino 0.18 x 

(f /F') puede sustituirse por el valor 0.15. For lo tanto aqui se re- 

comienda un valor constants de 0.85 para el coeficiente a . 

n 

La Categoria B se refiere a columrxas no sometidas a carga 

transversal pertenecientes a porticos donde se evita el desplazamiento la 

teral. La longitud efectiva que se utiliza para detenninar los valores 

de F y F' en estas columnas, nunca es mayor que la longitud real no 
a e 

arriostrada y puede ser algo menor que esta. Nuevamente se advierte que 
los momentos se calculan con la longitud real. 

La mayor excentricidad para esta Categoria, y por lo tanto el 
mayor efecto de amplification, ocurre cuando los momentos M. y M, son 
iguales numericamente y de signo opuesto, produciendo una curvatura sim- 
ple en el miembro. La excentricidad es minima si dichos momentos son 
iguales en magnitud y signo, ya que en ese caso la curvatura que se pro- 
duce es doble. 

Para evaluar apropiadamente la relacion entre momento extreme 
y momento amplif icado, se ha sugerido utilizar el concepto de un momento 
equivalente M en lugar de referirse al momento extreme menor. Se pue- 
de definir a M como el valor de los momentos extremes iguales y . de 
e 






COVENIN 1.618 C- 49 



signos opuestos, que causarfa la falla bajo la misma carga axial a que 
fallaria cuando actuasen en sus extremos los raomentos reales no iguales 

ant re si. 

De acuerdo al Articulo 6.6 de la Ref. 8.1, la relacion 
M _/M_ ■ puede escribirse en funeion de + M, /M, como: 






t"H-V"(5)- 4 ^)*" 

En la Ref. 8.2 se ha determinado que la siguiente fonnulacioh 
mas simple: 

M l 
a = 0.6-0.4 ( ± — ) > 0.4 

V " 

proporciona una buena aproximacion a la expresion anterior. Cuando la 
relacion M,/M, es mayor de 0.5, la tension combinada de fuerza axial 
y flexion usualmente esta limitada por un estado de cedencia general y no 
por la estabilidad, en cuyo caso la Formula (9-lb) controlaria el dise- 
fio. En consecuencia, las secciones de coluraaas seieccionadas tentativa - 
mente deben verificarse aplicando tanto la Formula (8-la) como la 

ca-ib) . 

La Categoria C se ejemplifica con el cordon a compresion de 
una celosia sometido a cargas transversales entre sus nodos. Para este 
caso el valor de a se puede calcular utilizando la expresion: 

a - 1 + i)i (f /F') 
m a e 

en donde : 

it 1 6 E I 
'■l> = - 1 , algunos de cuyos valores se dan en la labia 

ML 2 
o C-8.2 para diversas condiciones de carga y 

apoyo ; 

& " la flecha maxima ocasionada por la carga transversal unicamente; ■ 



C- 50 Normas de Acero 1982 

TA8LA C-S.2. FACTORES DE REDUCCION a m PAHA DIVERSAS CONOICIONES DE CARGAS Y 

APOYOS 



CASO 



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COVENIN 1.618 C- 51 



M - el momento maximo entre los apoyos debido a la carga transversal uni_ 



Se hace notar que el valor de F es controlado por la maxima 

a 

relacion de esbeltez, sin tomar en consideration a cual piano de flexion 
corresponde esta. En cambio, la tension F' se detarmina siempre para la 
relacion de esbeltez correspondiente al piano donde se produce la flexion. 
Por lo tanto, cuando solamente hay flexion respecto al eje de mayor memen- 
to de inercia, pueden requerirse dos relaciones de esbeltez diferentes al 
resolver un problema de terrain ado . 

C-8.2 FLEXOTKACCI0N 

Al contrario de lo que sucede en los miembros comprimidos, una 
traccion axial tiende a disminuir las tensiones por flexion en las seccio^- 
nes situadas entre apoyos laterales . Este efecto se debe a que el momento 
secundario, igual al 'producto de la flecha multiplicada por la traccion 
axial, es de sentido opuesto al momento aplicado, en lugar de ser del mis- 
mo sentido y aditivo como ocurre en las columnas o miembros comprimidos. 

C-8.3 FUERZA CQRTANTE Y TRACCION 

En los ensayos descritos en la Bef . 8.3 se demuestra que la 
resistencia de los remaches sometidos a la accion combinada de fuerzas cor_ 
tantes y tracciones resultantes de fuerzas aplicadas extemamente, ademas 
de las intemas producidas por la contracpion, puede definirse con buena 
aproximacion por medio de una elipse o con tras rectas, como se muestra en 
Figura C-8.1. 

La representacion mediante tres lineas rectas es de aplicacion 
mas simple en la mayoria de los casos, ya que entonces no se requiere la 
modificacion de la tension recomendada, sea fuerza cortante o traccion, 
cuando estas actuan simultaneamente con elevadas tracciones o fuerzas cor- 
tantes respectivamente . Por lo tanto, esta representacion es la unica que 
se especifica en el Articulo 8.3 de las Nonnas ya que es dificil justify 
car la inclusion de mas de un metodo. Sin embargo , las soluciones basadas 



C- 52 Normas de Acero 1982 



V .^-^F^T 




TENSIONES CORTANTES 



FIGURAC-a.l. RESISTENCIA OE LOS REMACHES ALA ACCION COMBtNADA DE FUERZAS CORTANTES Y 

TRACCIONES 



COVENIN 1.618 C- 53 



en el uso de la elipse son igualmente validas y deben permitirse , En todo 
caso, cualquier diferencia en el numero de conectores requeridos par los 
dos metodos as pequefia. 

Se han deducido formulas de interaccion similares para los 
otros tipos autorizados de conectores, partiendo de elipses construidas 
con sus semi-ejes mayor y manor de longitudes iguales respectivamente a 
las tensiones de traction y cortante dadas en el Articulo 7.2. 

REFERENCIAS 

8.1 - Column Research Council (Johnston, B.G. , .Editor) ."Guide to Design 
Criteria for Metal Compression Members". 2a. ed. , John Wiley and 
Sons, Inc., New York, 1966, 217 pags. 

8.2 - Austin, W. J, "Strength and Design of Metal Beam-Columns". 
Journal of the Structural Division, ST-4, ASCE, Abril 1961, pags. 
1-32. 

8.3 - Higgins, T.R. y Munse, W.H. "How Much Combined Stress Can. a Rivet 
Take?". Engineering News Record, Vol. 23, Die. 4, 1962. 



C- 54 NormasdeAqero 19S2 



CAPTTULO C-9 MIEMBROS Y CONEXIQNES SOMETIDOS A VARIACIONES 
REPETIOAS DE TENSIONES (FATIGA) 

Este Capitulo corresponde enteramente a la Seccion 1.7 de las 
Nomas AISC 1975. 

En vista de que la mayoria de los miembros en las estructuras 
para edificios no necesitan disenarse por fatiga, los requisites pertinen - 
tes se han ubicado en el Apendice B de estas Nomas. 

En donde la fatiga constituye un criterio de diseno, su peligro_ 
sidad depende principalmente del numero de aplicaciones de carga y de la 
magnitud del recorrido de tensiones. La gravedad del problema aumenta, ea 
un grado que depende de cada caso particular, cuando existen detalles de di_ 
sefia o cbnstruccion que produeen concentracion de tensiones. En consecue;n 
cis, cuando la fatiga merece considerarse se deben satisfacer' todos los re 
quisitos aplicables del Apendice B, 

Los miembros o conexiones sometidos a menos de 20000 ciclos de 
carga no implicaran condiciones de fatiga, excepto en el caso de cargas re- 
petidas que involucren grandes variaciones de tensiones. Para tales condi- 
ciones, el recorrido admisible de tensiones puede tomarse conservadoramente 
como 1.5 veces el valor aplicable dado en la Tabla B3 para la Condicion 
de Carga 1. 

Cuando los detalles de fabricacion impliquen la ocurrencia de 
mas de una categoria de tensiones en una misma zona de un miembro, el re- 
corrido de tensiones en ese lugar tiene que limitarse al que corresponde a 
la categoria mas restrictiva. Ubicando los detalles de fabricacion que 
produeen hendiduras en las zonas sometidas a un bajo recorrido de tensio- 
nes, f recuentemente se elimir.a la necesidad de utilizar miembros mas gran- 
des que los requeridos por cargas estaticas. 

• 
El uso de un recorrido de tensiones constante, el cual puede 

leerse directamente en una tabla para una categoria y una condicion de car- 
ga particulares , tal como se presenta en estas Normas, sinrplifica mucho los 



COVENIN 1.618 C- 55 



disenos que consideran la fatiga en comparacion con los referidos a las 
tensiones admisibles maxima o minima, obtenidas de formulas de resisten - 
cia a la fatiga dependientes de una relacion de tensiones. 

La razon para utilizar el criterio de diseiio anterior resulta 
evidente al presentar los requisitos del Apendice B en la forma de dia— 
gramas de Goodman modif icados , los cuales se utiiizan frecuentemente como 
ayudas de diseno en lugar de las formulas aeacionadas, veanse las Referen 
cias 9.L, 9.2 y 9.3. En la Figura G-9.1 se observa un diagrama de esta 
tipc que representa graficamente los requisites para un detalle de la Ca- 
tegoria D en acero A36 . Utilizando la tension maxima y la relacion de 
tensiones como los parametros que controlan, se hace notar que los puntos 
A y B definen tensiones criticas maximas substancialmente diferentes, 
con relaciones de tensiones que solo difieren ligeramente. Sin embargo, 
dibujando la recta CD paralela a la recta limite a 45° que representa 
la carga estatica, es decir R = 1, el recorrido de tensiones admisibles 
es el mismo para los puntos A' y B o para cualquier otro punto entre 
C y D. Si la pendiente de la linea CD difiriese en algo de los 45°, 
. tal como lo ilustra la linea EF y como lo indicaban frecuentemente eva- 
luaciones anteriores de result ados de ensayos a fatiga, solo habrian pe - 

quefias modif icaciones en el recorrido de tensiones . 

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Para la Condicion de Carga 3, sin tomar en cuenta el valor 
de la maxima tension, el recorrido admisible para las tensiones fluctuan- 
tes de traccion se puede leer en la escala de las tensiones maximas y es- 
ta representado por'la distancia OC. Este as el valor de F dado en 
la Tabla B3, el cual tambien puede leerse sobre la escala de la recta 
limite correspondiente a R = - 1, trazada de tal forma que 



Escala del recorrido de tensiones . 



Escala de las tensiones maximas / 2 



Para establecer los valores del recorrido de tensiones dados 
en la Tabla B3 se revisaron los resultados de ensayos de fatiga ya ■ 



Q. 56 Norma* de Acero 1982 



1 500 ■ - 



1000- 



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500 1000 1500 

TENSIONES MINIMAS EN kgf/cm* C nm _ 



FICURA C-9. 1. DIAGRAM* DE GOODMAN MOOIFICADO CORRESPONDENTS A 
LA CATEG0R1A DE TENSIONES EN ACERO A36 



COVENIN 1.618 C- 57 



publicados y los obtenidos en investigaciones en progreso. Al adoptar co- 
mo base para los diseiios que involucran la fatiga un recorrido de tensio- 
nes constante con el proposito de lograr un procedimiento de disefio mas 
simple, se advirtio que no se tomaria en cuenta una serie de caracteristi- 
cas conocidas de los resultados sobre resistencia a la Eatiga. For ejera- 
plo, exceptuandose el acero A3 14 soraetido a la Categoria A de tensio - 



nes, los requisitos no reconocen ningun incremento en la resistencia a la 
fatiga para los aceros de mayor tension cedente que el A36 . Para una Ca- 
tegoria en particular, el incremento de esta resistencia varia para los 
diversos aceros en funcioa del numero de ciclos de repetition de cargas . 
En consecuencia, los requisitos no proveen un factor de seguridad uniforme 
para los aceros de resistencia diferente. Sin embargo, las desviaciones 
respecto a un factor de seguridad uniforme estan del lado conservador. Las 
comparaciones de los requisitos sobre fatiga de estas Normas con los re- 
sultados experimentales disponibles, indican que los factores de seguridad 
inherentes son comparables con los correspondientes a los especificados pa_ 
ra tensiones estaticas . 

Aunque se pueden lograr mayores resistencias a la fatiga que 
las indicadas en los requisitos del Apendice B mediante tratamientos es- 
peciales, que se utilizan con frecuencia en el caso de los productos manu- 
facturados, su aplicaeion al acero estructural ya fabricado no suele ser 
economica. Una excepcion lo constituye el esmerilado a ras de los empal - 
mes soldados con soldaduras de ranura de penetracion completa, los cuales 
tienen que ubicarse donde la solucion altemativa para obtener el recorri- 
do de tensiones mas elevado permitido, conduciria a un incremento substan- 
cial en el tamano requerido del miembro. 

REFERENCIAi 
■ 9,1 - McGuire, W. "Steel Structures". Prentice-Hall, 1968, 1112 pags. 

9.2 -r Tall, L. (Editor) , "Structural Steel Design". 2a. Edicion, The 
Ronald Press, 1974, 875 pags. 

9.3 - Broekenb rough, R.L. y Johnston, E.G. "USS Steal Design Manual" 
United States Steel Corp., Pittsburgh, 1974, 260 pags. 



C- 58 Normas de Acero 1982 



CAPlTULO C-10 ESTABILIDAD Y RELAC10NES DE ESBELTEZ 

Este Capltulo 10 corresponde enteramente a la Seccion 1.8 
de las Normas AISC 1975. 

En la literatura tecnica se ha prestado considerable atencion 
al concepto de longitud "efectiva" de column as, en contraste con la longi_ 
tud real no arriostrada, como un factor basico para la estimacion de su 
resistencia. El tema se trata con cierta extension en la Seccion 2.8 
de la Ref. 10.1. 

En la resistencia de las calumnas sometidas a carga axial de- 
ben considerarse dos condiciones de efecto opuesto. Si se aplica sufi- 
ciente carga axial a las columnas de un portico que depende exclusivamen- 
te de su propia rigidez a flexion para la estabilidad contra desplazamien_ 
tos laterales, es decir, cuyos movimientos laterales no estan impedidos, 
tal cotno se ilustra en la Figura C-10.1, la longitud "efectiva" de es- 
tas colunmas sera mayor que su longitud real. Por el contrario, si dicho 
portico se arriostrase de tal forma que quede impedido el movimiento late 
ral de los extremes superiores de las colunmas respecto a sus bases , o 
sea su traslacion o desplazamiento lateral, la longitud efectiva seria me_ 
nor que la longitud real , debido a la restriction u oposicion al giro de 
la junta proporcionada por el miembro horizontal. Para estas dos condi - 
ciones el factor k , es decir, el cociente de la longitud efectiva de 
la columna entre su longitud real no arriostrada, puede ser respectivamen 
te mayor o menor de 1.0. 

En la Tabla C-10.1 se dan los valores teoricos de k para 
seis condiciones idealizadas en las cuales el giro y la traslacion de las 
juntas estan permitidos sin ninguna restriccion o estan completamente im- 
pedidos. En esta Tabla tambien se sugieren los valores para el diseiio re_ 
comendados por el Column Research Council (Consejo de Investigaciones so- 
bre Colunmas) para los casos en que las condiciones existentes en el pro_ 
blema real se aproximan a las idealizadas. En general, los valores suge- 
ridos son ligeramente mayores que los teoricos equivalentes , ya que rara ' 



COVEtfiN 1.6)9 C- 59 



LONGITUD 
EFECTIVA 

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POSICION DEFORMAOA 
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INSTANTE DEL PANOEO 



FIGURA C-lO.t. LONGITUD EFECTIVA DE UNA COLUMN* EN UN PORTICO CON 
DESPLAZAMIENTOS LATERALES PERMITIOOS 






C- 60 tffirmas de Acero 19^2 



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COVENIN 1.618 C- 61 



vez se obtienen juntas compietamente f ijas ■ 

Si el extremo inferior de la colunma del caso £ en la Tabla 
C.10.1 estuviese verdaderamente articulado, el factor k excederia real_ 
raente de 2.0 en un portico como el ilustrado en la Figura C-10.1, ya 
que la'flexibilidad del miembro horizontal haria que las rotaciones en el 
extreme superior de la columns no estuviesen compietamente impedidas. 
For otra parte, en la Bef. 10.2 se ha demostrado que la influencia res 
trictiva de las fuadaciones, aun cuando se disenen para carga vertical so_ 
lamente, puede ser muy importante en detalles de bases de columnas con ex 
tremos pianos y anclajes usuales. Para esta condiciSn, en el caso f un 
valor de diseiio de 1.5 para _k serfa generalmente conservador. 

A pesar de que la existencia de paredes de mamposterfa provee 
usualmente suficiente rigidez lateral para evitar los desplazamientos la- 
terales de los porticos en edif icaciones , el uso de tabiquerfas livianas 
y de separaciones amplias entre columnas en edificios altos que no dispon_ 
gan de un sistema efectivo de arriostraim" entos en diagonal, puede crear 
una situacion donde solamente la rigidez a flexion del portico mismo pro- 
vea esta rigidez lateral. En este caso el factor de longitud efectiva k 
para la longitud no arriostrada L de una column a, depende de la magni - 
tud de la rigidez a flexion suminis trada por los otros trdembros coplana - 
res que iaciden en la junta a cada extreme de dicha longitud. Si la rigi_ 
dez combinada que proveen las vigas es suficientemente pequena en rela- 
cion a la correspondiente a las longitudes no arriostradas de las colum - 
nas, la longitud efectiva k L podria exceder dos o mas alturas de piso; 
vease la Ref. 10.3. 

Se dispone de varios metodos mediante los cuales puede esti - 
marse con suficiente precision la longitud efectiva de las columnas de 
porticos no arriostrados lateralmente, que comprenden desde una interpolji 
cion simple entre los cases idealizados mostrados en la Tabla C-10.1, 



hasta el uso de procedimientos analiticos muy complejos. Una vez que se 
han seleccionado tentativamente los miembros de la estructura, la utiiiza 
cion del nomograma de la Figura C-10.2 provee un metodo bastante rapido 



C- 62 Normas de Acero 1982 



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COVENIN 1.618 C- 63 



para determinar los valores adecuados de k. 

En uii portico rigido no arriostrado y de varies pisos, someti- 

do a la accion combinada de cargas gravitacionales y viento o sismo, los 

desplazamientos laterales comienzan al iniciarse la accion de las cargas. 

Para un valor dado de las cargas aplicadas el desplazamiento lateral A 

del portico tiene una magnitud deterainada, generandose en cada piso momen_ 

Cos f lectures secundarios adicionales , conocidos como los "momentos P A", 

en donde P es la carga gravitacional total por encima del piso en consi- 

deracion. A medida que se incrementan las cargas aplicadas los momentos 

P A tambien aumentan, por lo que el efecto que debe ser tornado en cuenca 

en el diseno de las columnas de los porticos es el efecto PA. El in- 

cluir en la Formula (8-la) factores de longitud efectiva mayores a la 

unidad y ua valor de 0.85 para a tiene como proposito tomar en cuenta 

m 

este efecto conservadoramente . 

Investigaciones recientes en' la Universidad de Lehigh sobre la 
capacidad de soportar cargas de los porticos rigidos pianos rectangulares 
y regulares, han demostrado que no es necesario considerar el efecto P A 
en una cierta clase de porticos continuos suficientementa rigidos, Ref. 
10. A. Los porticos incluidos en este estudio tenian entre 10 y 40 pi- 
sos de alto y las relaciones de esbeltez de las columnas en el piano del 
portico variaban entre 18 y 42. La carga variable, incluida la tabique 
ria, est aba comprendida entre 200 y 500 kgf/m 2 y la carga permanence 
entre 250 y 370 kgf/m 2 . Como carga accidental de viento se utilizo en 
todos los calculos una presion uniforme de 100 kgf/m 2 . Los resultados de_ 
muestran que puede garantizarse una estabilidad y resistencia adecuadas an_ 
te la accion combinada de cargas gravitacionales y laterales, cuando esos 
porticos rigidos se disenan para cumplir los criterios siguientes: 

1 . Todas sus columnas se dimensionan de acuerdo al Articulo 

8.1, excepto que: 

(a) El factor de longitud efectiva k se toma como la 

unidad en los calculos de F y F 1 

a e 



C- 64 Nomas deAcero 1982 



(t) El coeficiente a se calcula como si los 
n 

porticos estuviesen arriostrados . 

2 . La maxima relacion f /F correspondiente a 
la carga axial de las columnas no excede de 
0.75; vease la Ref. 10.4. 

3. La maxima relacion de esbeltez L/r de las 

x 

columnas en el piano del portico no excede de 
35; vease la Ref. 10.4. 

4. El indice de desplazamiento lateral del porti- 
co sometido a. eargas de servicio , caleulado sin 
tomar en cuenta la rigidez de tabiques u otros 
elementos no estructurales , no excede de 0.004; 
este indice se define como el desplazamiento 
lateral del ultimo piso dividido entre la altu- 
ra total del portico. 

La caracteristica fundamental de estas recomendaciones es "que 
el criterio numero 4 represents un nivel minimo de rigidez para la esta_ 
bilidad de porticos ante la accion de eargas combinadas. Esta recomenda- 
cion no pretende sugerir limites al desplazamiento lateral en condiciones 
de servicio. Los porticos con menos de L0 pisos estuvieron fuera del 
alcance de los estudios realizados en la Universidad de Lehigh. Se dispo_ 
ne de otras referancias, tales como las Refs . 10.5, 10.6, 10.7 y 10.8, 
en las que se presentan metodos para el estudio de porticos rigidos de va_ 
rios pisos soraetidos a eargas combinadas, como alternatives al empleo de 
los factores de longitud efectiva. ' 

La estabili-dad de porticos ante eargas gravitacionales exclu- 

sivamente es un tema de investigacion actual. El trabajo de la Ref. 

I 
10.9 sugiere que, cuando el diseno de vigas y columnas en un piso es con- 

trolado por la combinacion de eargas gravitacionales y laterales, puede 

esperarse que una rigidez adecuada para la estabilidad del portico rigido- 



COVENIN 1.616 C- 65 

ante dichas cargas comb inadas , tal como se describe en el criterio 4 an- 
terior, provee una estabilidad apropiada al portico bajo cargas gravitacio_ 
nales solamente. Mientras estan pendientes los resultados de estos estu- 
dios , se siguen recomendando los factores de longitud efectiva tnayores a 

!la unidad y los coeficientes a iguales a 0.85 para las columnas de 
los pisos superiores, donde solamente la carga gravitacional gobiema el 
diseno de las columnas de los porticos rigidos. 

* 
Cuando se depende de las losas de piso o techo, ancladas a muros 

estructurales o a sistemas de arriostramiento colocados en pianos vertica- 

les, para proveer apoyo lateral a las columnas individual es de los porti - 

cos para edificaciones, debe darse la debida consideracion a su rigidez 

cuando funcionan como un diafragma horizontal; vease la Ref . 10,10. 






Aunque la traslacion de las juntas en el piano de una celosia 
estS impedida y, debido a la restriccion en los extremes, la longitud efe£ 
tiva de los miembros comprimidos podria en consecuencia suponerse manor 
que la distancia entre los puntos de apoyo, es una practica usual tomar el 
factor k igual a 1.0, ya que si todos los miembros de la celosia alcan 
zasen su capacidad ultima de carga simultaneamente, las restricciones en 
los extremes de los miembros comprimidos desaparecerian o, al menos , se re 
ducirian considerablemente . 

Las limitaciones de esbeltez recomendadas para los miembros 
traccionados no son esenciales para su integridad estructural, sino que 
solamente proveen un grado de rigidez suficiente para evitar movimientos 
laterales indeseables , tales como vibraciones o golpeteos, por lo que es - 
tas limitaciones no son obligatorias . 

REFERENCIAS 

10.1 - Column Research Council (Johnston, B.G. , Editor). "Guide to Design 
Criteria for Metal Compression Members". 2a. ed., John Wiley and 

Sons, Inc., New York, 1966, 217 pigs. 

i 

i 



C- 66 Normas de Acera 1982 

10.2 - Galambos, T.V. "Influence of Partial Base Fixity on Frame 
Stability". Transactions, Vol. 126, Part II, Paper N- 3256, ASCE, 
1961, pags. 929 - 969. 

10.3 - Bleich, F. "Buckling Strength of Metal Structures". Mc Graw-Hill 
Book Co., Hew York, 1952, 508. pags. Vease pags. 260-265. 

10.4 - Okten, O.S.; Moriao, S.; Daniels, J.H. y Lu, L.W. "Effective 
Column Length and Frame Stability". Fritz Engineering Laboratory 
Heport N- 375.2, Lehigh University, Pennsylvania, Noviembre 1973. 

10.5 - Springfield, J. y Adams, P.F. "Aspects of Column Design in Tall 
Steel Buildings". Journal of the Structural Division, Vol. 98, 

N* ST5, ASCE, Mayo 1972, pags. 1069 - 1083. 

10.6 - Yura, J.A. "The Effective Length of Columns in Unbraced Frames". 
Engineering Journal, Vol. 8, N- 2, AISC, Abril 1971, pags. 37 -42. 

10.7 - Liapunov, S. "Ultimate Strength of Multistory Steel Rigid Frames". 
Journal of the Structural Division, Vol. 100, N* ST-8, ASCE, Agosto 
1974, pags. 1643 - 1655. 

10.8 - Daniels, J.H. y Lu, L.W. "Plastic Subassemblage Analysis for 
Unbraced Frames". Journal of the Structural Division, Vol. 98, 
Ni ST-8, ASCE, Agosto 1972, pags. 1769 - 1788. 

10.9 - McNamee, B.H. "The General Behavior and Strength of Unbraced 
Multi-Story Frames Under Gravity Loading". Ph.D. Dissertation, 
Lehigh University, Pennsylvania, 1967. 

10.10 -Winter, G. "Lateral Bracing of Columns and Beams". Transactions, 
Vol. 125, Part I, Paper N* 3044, ASCE, 1960, pigs. 807 - 845. 






COVENIN1.6ia C- 67 



CAPrTULO C-ll RELACIONES ANCHO/ESPESOR 

Este Capitulo corresponde completamente a la Seccion L.9 de 
' las Nomas AISC 1975. En la Tabla C-ll.l se explican los requisites e£ 
tablecidos con la ayuda de figuras adecuadas. 

Cuando la relacion ancho/espesor de los elementos comprimidos 
de un miembro no supera el limite aplicable especificado en los Articulos 
11. 1.2 o 11.2.2, noes necesaria ninguna reduccion en la tension admisi_ 
ble para evitar el pandeo local. El diseno de miembros que incluyan ele- 
mentos comprimidos que tienen una relacion ancho/espesor algo superior a 
escos limites, es generalmente conservador si el area provista por el an- 
cho en exceso es ignorada en los calculos. En el caso de elementos no ri- 
gidizados, la simplificacion anterior plantea un problema en referencia a 
la excentricidad existente entre los baricentros de las areas de la sec- 
cion transversal real y la correspondiente al maximo ancho admisible, ya 
que no contempla ningun ajuste para calcular un modulo de seccion "efecti- 
vo" y esto puede llevar a diseiios no conservadores. Para la situacion po 
co frecuente donde estan involucradas relaciones ancho/espesor substancial 
mente mayores que los limites dados en el Capitulo 11, los requisitos 

del Apendice C conforman un mejor procedimiento de diseno. 
I 

Las Formulas (C2-1) a (C2-6) se fundamentan en la expre - 

si on para la tension critica de pandeo de una plancha que Ciene uno o am- 

bos bordes paralelos a una fuerza de compresion en su piano soportados con 

tra desplazamientos laterales, y con restriccion torsional o sin ella a lo 

largo de estos bordes, vease la Seccion 3.3 de la Ref. 11.1. Para este 

caso: 



k 

P 



12 (l-v 2 )(b/t) 2 



en donde r, es la relacion entre el modulo tangente respecto al modulo 
elastico, E /E, y v es el coeficiente de Poisson. El valor ideal de 
0.425 para k. supone solamente un apoyo lateral en forma de cuchilla a 






C- 68 Normasde Acero 1982 



L- 








11 '" " 




1 


- 






t— 










1 








o 



t 



VI 

+ 





oil 

rvl > 



CM 

VI 






VI 




COVENIN 1.618 C- 69 



lo largo da uno de los hordes del elemento no rigidizado, en el piano me- 
dio del elemento que lo provee. Se justifica un cierto incremento en este 
valor de k debido a la restriction torsional proporcionada por el ele - 
mento soportante y a la diferencia entre el ancho b definido en la Se£ 
cion 11.1.1 y el ancho teorico. 

Con la idea de simplificar , se utiliza una formula lineal que 
substituye a la expresion teorica cuando el valor de /~n es menor de 
la unidad. En la comparacion seiialada en la Figura C-ll.l puede juzgar- 
se la bondad de esta substitution. 

La Formula (C2-5) supone una disminucion en el grado de res_ 
t-ri-ccion torsional caracteristico de las secciones Tes obtenidas median te 
el eorte de perfiles laminados, la cual puede esperarse en Tes con propor- 
ciones bastante diferentes fonaadas soldando dos planchas entre si. 

En la Ref. 11.2 se ha demostrado que los miensbros con un solo 
eje de simetrxa cuyas secciones transversales consisten de elementos que 
tienen relaciones ancho /espesor elevadas, pueden fallar por torsion ante 
una carga axial menor que la asociada a una falla general propia de colum- 
na. Generalmente este no es el caso que se presenta en los perfiles lami- 
nados en caliente. Para protegerse contra este tipo de. falla, particular- 
mente cuando se fabrican miembros mediante planchas de espesores relativa- 
mente pequefios, la Tabla CI establece un limite superior para las propor_ 
ciones admisibles de Canales y Tes. 

Los elementos comprimidos rigidizados, que tienen ambos hordes 
paralelos a la carga aplicada restringidos contra el pandeo local, pueden 
resistir una carga que produce una tension promedio f mayor que la dada 
por la expresion anterior para la tension critica de pandeo de planchas. 
Esto es cierto auh cuando se tome un valor de 4.00 para k , aplicable 
al caso donde ambos hordes estan simplemente apoyados, o un valor conipren- 
dido entre 4.00 y 6.97 cuando hay tambien alguna restriccion torsio - 
nal en esas hordes. 









C- 70 Normas de Acero TW2 



1 




































0.7- 


^ =1.34-0.00053 ( b / t ) V %y 


^t. 








0.69 


i 

, l__ t . 


Tk 








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Q.S-* 




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0.4- 




XV F, 


X2C1-**)(W* 




0.3- 
9.Z- 


















— 


L 1 - 1 ' 10 * 








0.1- 


_\\ F,(Vt) 2 








5 


1 

30640 10( 


iO 


1300 ! 5oo 


i 1 m- 

2000 2 500 
















<7>^ 



FIGURA C-tl.1. FACTOR DE REDUCCION OE TENSIONES NORMALES DE 
COMPRESION EN PERFILES ANGULAHES SENCILLOS NO 
RIGIDIZAOOS 



COVENIN 1.618 C- 71 



En la Eef. 11.3 se propuso por primera vez una estimaciou me- 
jor de la resistencia a compresion de los elementos rigidizados basandose 
en el coneepto de "aucho efectivo", la cual fue modificada posteriormente 
para proveer una transition entre los elementos muy esbeltos y los mas ro 
bustos, habiendo mostrado los ensayos que estos ultimos son completamente 
efectivos; vease la Ref. 11.4. De acuerdo a esta modification, la rela - 
cion del ancho efectivo respecto al ancho real se increments a medida que 
decrece la magnitud de la tension de compresion aplicada a un elemento ri 
gidizado de un mienibro, expresandose de la siguiente manera: 



b 

-*-- 1.9 

t 



V f a/t) v E 



donde f es la magnitud de la tension uniformemente distribuida a la 

cual estaria sometido el elemento de acuerdo al disefio del miembro, y a. 

es una constante arbitraria basada en la experiencia y respaldada por re- 
sultados de ensayos . 

Evidentenente , es innecesariamente conservador mantener ei an 
cho efectivo de elementos rigidizados con valores que no excedan los da - 
dos por los Hmites previstos en la Seccion 11.2.2, cuando la maxima ten_ 
sion de disefio uniformemente distribuida es substancialmente menor de 
0.60 F , o cuando la relacion b/t excede considerablemente al limite 
dado en esa Seccion. 

Para el case de secciones en cajon cuadradas o rectangulares , 
cuyos lados en la configuracion pandeada proporcionan unos a otros una 
restriccion torsional despreciable a lo largo de sus bordes en las esqui- 
nas, el valor de a considerado en la Formula (C3-1) es mas elevado 
que para el otro caso, lo que permite una evaluation algo mas conservado- 
ra del ancho efectivo. En los casos donde hay una apreciable restriccion 
torsional, como por ejemplo en el alma de una columna de seccion I, se 
disminuye ligeramente el valor de a implicito en la Formula (C3-2) . 






C- 72 Normas <te Acero 1962 



En estos casos no se requiere ninguna reduccion del ancho real cuando la 

relacioti ancao/espesor no excede de 2120// F , y el ancho efectivo pue 

y 

de tomarse igual a 2120 t/vF para anchos mayores. Sin embargo, si 

la relacion ancho/espesor es subatancialmente mayor de 2120// F puede 

obtenerse un ancho efectivo mas grande utilizando la Formula (C3-2) . 

En el calculo del modulo de seccion de un miembro sometido a 
flexion, el area de los elementos rigidizados paralelos al aje de flexion 
y sometidos a tensiones de compresion debe referirse al ancho efectivo y 
no al ancho real. Al calcular el area efectiva de un miembro sometido a 
carga axial debe utilizarse el area efectiva de todos los elementos rigi- 
dizados y no el area real. Sin embargo, para determinar la tension nor - 
mal admisible se puede utilizar el radio de giro de la seccion transver - 
sal real conjuntamente con el factor de forma ij) . Si la seccion trans - 
versal posee un elemento no rigidizado, la tension normal admisible debe 
modificarse mediante el factor de reduccion 4> • 



REFERENCIAS 

11.1 - Column Research Council (Johnston, E.G., Editor). "Guide to Design 
Criteria for Metal Compression Members". 2a. ed., John Wiley and 
Sons, Inc., New York, 1966, 217 pags. 

11.2 - Chajes, A. y Winter, G. "Torsional -Flexural Buckling of Thin- 
Walled Members". Journal of the Structural Division, Vol. 91, N- 
STA, ASCE, Agosto 1965, pags. 103 - 124. 

11.3 -von Karman, T.; Sechler, E.E. y Donnell, L.H. "The Strength of 
Thin Plates in Compression". Transactions, Vol. 54, APM-54-5, 
ASME, 1932. Vease pag. 53. 

11.4 - Winter, G. "Strength of Thin Steel Compression Flanges". 
Transactions, Vol. 112, Paper N- 2305, ASCE, 1947, pags. 527 - 576. 






COVENtN 1.618 C- 73 



CAPTTULO C-12 VIGAS ARMADAS Y VIGAS LAMINADAS 

Este Capitulo 12 corresponde enteramente a la Section 1.10 
de laa Nomas AISC 1975, habiendose incorporado en au comienzo la defi_ 
tticion de "viga armada" de acuerdo a la Ref. 12.1. Ademas, para estas 
vigas se introduce en nuestro medio el calificativo de "armadas" en vez 
, del correcto de "palast.ro", actualmente en desuao y que fue utilizado 
antes de 1955 en las Nomas del Hinisterio de Obraa Publicas, Ref. 12.2, 
descartandose el de "viga de alma llena", muy empleado pero con signi - 
ficado confuao e imprecise. Este tipo de vigas se considers como un caso 
particular especialmente importante de los miembros compuestos. 



C-12.1 DIMENSIONES 

En este Articulo se requiere que los miembros sometidos a 
flexion se dimensionen para resistir las tensiones flectoras en base al 
momento de inercia del area total de su seccion transversal, estipulando- 
se que debera deducirse el area de los agujeros en las alas en exceso del 
15 I del area total del ala. Este requisite se aplica tambien al diseno 
de vigas hibridas, cuyas alas son de un acero de mayor resistencia que el 
del alma. Lo mismo que en el caso de los miembros a flexion que tienen 
un acero de igual calidad en toda su seccion transversal, la resistencia 
a flexion de las vigas hibridas se obtiene multiplicando el modulo de sec^ 
eion de la seccion transversal total por la tension admisible a flexion. 
Consecuentemente , la tension en el alma en su union con las alas puede 
llegar a exceder la tension cedente del material del alma, pero con defor_ 
maciones unitarias controladas por el estado elastico de tensiones en las 
' alas mas resistentes. Numerosos ensayos, resumidos en la Ref. 12.3, han 
demostrado que con solo hacer ajustes meriores en la tension admisible ba- 
sica a flexion dados por la Formula (12-5), la resistencia a flexion de 
un miembro hibrido es predecible con el mismo grado de exactitud que la 
de uno homogeneo - 






C- 74 Mormas de Acero 1982 



C-12.2 ALMAS 

En este Articulo se establece un limite a la relation altura/ 
espesor del alma que tiene por objeto evitar el pandeo vertical del ala 
comprimida, aplastando el alma antes de que la flexion produzca la ten - 
sion cedente en el ala. Este limite puede incrementarse cuando se colo - 
can rigidizadores transversales distanciados centro a centre a no mas de 
1.5 veces la altura de la viga, de acuerdo a ensayos relativamente re- 
cientes hechos en vigas homogeneas e hibridas con alas de una tension ce_ 
dente especificada de 7000 icgf/cm 2 y un alma de acero similar o de ma- 
nor resistencia, vease la Ref. 12.3, pag. 1412. 

C-12.4 DESARROLLO DE LAS ALAS 

Cuando las planchas de cubierta de longitud n^rcial nan de 
funcionar como parte integral de una viga hasta la seccion donde teorica- 
mente son necesarias, deben prolocgarse mas alia de esta seccion en la 
longitud suficiente para colocar los remaches, pemos de alta resisten - 
cia, o soldaduras, necesarios para transmitir a la plancha la parte de 
las tensiones de flexion que le corresponda, es decir, las tensiones que 
la plancha habria recibido si se hubiese extendido en toda la longitud 
del miembro. La fuerza en la plancha de cubierta a ser desarrollada por 
los conectores en dicha extension es igual a; 



en donde: 



M = momento fleeter en el inicio de la extension; 

Q = momento estatico del area de la plancha de cubierta res— 

pecto al eje neutro de la seccion total, incluyendo las 

planchas de cubierta; 
I » momento de inercia de la seccion total, incluyendo las 

planchas de cubierta. 



COVENIN 1.618 C- 75 
nes repetidas de tensiones, los conectores deben dimensionarse de acuerdo 



Cuando las cargas son de tal tiaturaleza que producen variacio- 
is de tensiones, los cc 
a los requisites del Capitulo 9. 



En el caso de planchas de cubierta soldadas, se tequiere ade- 
oSs que la magnitud de las tensiones que deben. ser resistidas por una plan 
cha de longitud parcial a la distancia a' medida desde su extremo. no 
puede exceder la capacidad resistente de las soldaduras termiaaies deposi- 
tadas a lo largo de sus bordes y, opcionalmente, a traves de su extremo 
dentro de esta distancia a'. Si el memento, calculado igualando la ex- 
presion MQ/I a la capacidad resistente de las soldaduras en esta distan 
cia, es manor que el valor correspondiente en la seccion donde teoricamen- 
te ae interrumpirian, debe incrementarse el tamano de las soldaduras o ex 
tenderse el extremo de la plancha de cubierta hasta una seccion donde el 
memento en el miembro a la distancia a' , medida desde el extremo de la 
plancha, sea igual al que resistirfan las soldaduras terminales. Vease la 
Figura C-1Z.1 para una major comprension de los requisitos referentes al 
uso de las planchas de cubierta soldadas. 

C-12.5 RIGIDIZADORES TRANS VERSALES 

Los requisitos para el disenb de vigas armadas se han fundamen_ 
tado anteriormente en la hipotesis de que el limits de utilidad estructu - 
ral del alma se alcanzaba cuando el nivel de tensiones en esta llega al de_ 
nominado estado de "pandeo". Sin embargo, a diferencia de las columnas, 
que realraente estan al borde del colapso cuando se aproximan a su estado 
de pandeo, los paneles del alma de una viga armada, delimitados en todos 
sus lados por las alas de la viga o por los rigidizadores transversales , 
son capaces de resistir cargas muy por ancima de la correspondiente al 
"pandeo del alma". Al alcanzar el limite teorico de pandeo habran ocurri- 
do en el alma desplazamientos laterales muy pequefios, los cuales no tienen 
ninguna importancia estructural porqua todavia hay otros medios que contri 
buyen a resistir cargas adicionales. Cuando los rigidizadores transversa- 
les estan distanciados adecuadamente y tienen resistencia suficiente para 
actuar como elementos comprimidos, las tensiones tipicas de membrarta, 



•NormasdeAcero T9B2." C- 76 



are; 




CAPAC10AD HESISTENTE > Mma». 
LA FUERZA A SEH DESARBOLLADA EN LA OISTANCIA a' SERA: 



Etotal 




iiii im i u i mni iii iun n i | || i | iiiiiiiii»iiiiiiiNiiiiiiinii.iiiiiiiiiiii!.in 



a'=b 



Hiiniiiiiiiiiiiiiiiiln iiiiiiiiiiiiiiiiiniiiniiii niiiimniiinii ill lumin al 



a) PARA SOLDADURA CONTINUA DETAMANO IGUALO MAYOR 
QUE 0.75 VECES £L ESPESOR DE LA PLANCHA 




ii u iii L i . i i ii iii ii ii ii M i u i i ii i ii i ii ii iiiiiiiiiiiiiiimiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiimirmiiiiiiLil 



3 i iii i i ii i i iii.iiiiiiui.iiiiiiiiiii iiiuiniiiiiiii mnnmrannma ng 



b) PARA SOLDADURA CONTINUA OE TAMANO MENOR QUE 
0.75 VECES EL ESPESOR DE LA PLANCHA 



I H II IHii ll M l imi lM 1 1 1 1 1 ■ J 1 1 1 U 1 1 1 I J J 1 1 I 1 1 1 I I 1 J L I I I 1 i 1 1 J 



i iiii i ii i.jM ii Mi i n i ini'i. in i i nun i ii iii Bar aga 



* SECCION TEORICA DE INTERRUPCION 

. c) PARA SOLDADURA CONTINUA SOLAMENTE A LO LARGO 
DE LOS BORDES. 

FIGURA C-12.1. REQUISITOS PARA EL USO DE LAS PLANCHAS DE CUSIERTA SOLDADAS 



COVENIN1.S18 C- 77 

producidas por fuerzas cortaates mayores que las asociadas a la carga teori 
ca de pandeo, forman un campo de tracciones diagonales ; veanse las Refs. 
12.4 a 12.7. La combiaacion resultante ocasiona una forma de trabajo se- 
mejante a la de una celosia tipo Pratt, que, sin producir cedencia en el 
acero, proporciona la capacidad para resistir las fuerzas cortantes aplica- 
das no consideradas por la teorfa lineal del pandeo. En la Figura 
C-12.2 se ilustra este comportamiento y en la Figura C-12.3 se muestraa 
los rigidizadores transversales de soporte. Tomando en cuenta esta ac- 
cion se han desarrollado metodos analiticos , Eef. 12.8, los cuales se 
han corroborado en un extenso programa de ensayos, Eef. 12.9, y constitu - 
yen la base fundamental de la Formula (12-2) . El uso de la accion del 
campo de tracciones diagonales no se toma en cuenta cuando: 

0.6 F 

— Z < F < 0.4 F , o cuando - > 3.0. 

/3 7 h 

A la espera de mas investigaciones no se recomienda considerar 
el campo de tracciones diagonales en el disefio de vigas hibridas. 

Cuando la tension cortante promedio calculada en el alma es ne_ 

nor que la permitida por la Formula (12-1), no se requieren rigidizado - 

res intermedios siempre que la altura de las vigas se limite a no mas de 

260 veces el espesor del alma. La resisteneia de estas vigas no depends 

de la accion del campo de tracciones diagonales. En esa Formula, a es 

v 
la relacion de la tension critica en el alma, de acuerdo a la teorxa elas- 

tica del pandeo, respecto a su tension cortante cedente; vease la Kef. 

12.8 para una exposition detallada de su deduccion. 

A fin de facilitar el manejo de las vigas durante la fabrica - 
cion y la construccion, cuando se requieren rigidizadores intermedios la 
relaeion de aspecto del panel a/h se limita arbitrariamente a no mas de: 

260 
h/t J 



C- 78 Normas de Acero 1982 



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DIFtRENCIAL 
30MET1DO A 
CORTE PURO 



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FUERZA3 DE COMPULSION. 
EH L03 RI«IDIZAD0RE3 



_TRACCI0NE3 DIA40NALE3 
EN EL ALMA 



t 



FIGURA C-12.2. 1LUSTRACIQN DE UA ACCION DEL CAMPO DE TRACCIONES 

DIAGONALES en una viga armada 



COVENIN 1.618 C- 79 

























- 




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A HE A EFECTTVA DEL M9IDIZ AOOR 
ACTUAHDO COMO COLUMN A 



4£l 



FIGURA C-12.3. RIGIDIZAOORES TRANS VER SALES DE SOPORTE 



C- 80 Normas de Acero 1962 



con un espaciamiento maximo de tres veces la altura de la viga. 

Cuando se requieran rigidizadores , su maxima separacion longi- 
tudinal permitida depende de tres parametros: a/h, h/t y f . Para 
conveniencia del proyectista, las relaciones entre estos parametros se en- 
cuentran en las Tablas A3 del Apendice A para las cuatro tensiones ce- 
dentes especificadas mas usuales. Dados el diagrams de fuerzas cortantes 
producido por las cargas de disefio y una altura de viga deseada, solamente 
es necesario seleccionar un espesor del alma tal que la tension cortante 
en esta sea igual o menor que el maximo valor permitido, considerando debi_ 

damente las limitaciones impuestas a la relacion h/t . Con el valor obte 

w 

nido para h/t y la tension cortante calculada, la relacion de aspecto 
a/h requerida puede leerse directamente en las Tablas. La coraparacion de 
la cantidad de material necesario en el alma y en los rigidizadores, prove_ 
nientes de dos o tres tanteos del espesor del alma, indica rapidamente la 
combinacion de parametros mas economics. 

El area total correspondiente de las rigidizadores intermedios, 
expresada como un porcentaje del area del alma, seda en las tablas conjun 
tamente con el valor de la tension cortante admisible, y se lee en los nu- 
meros inferiores ubicados en la interseccion de la columna encabezada por 
la relacion de aspecto requerida y la fila mas proxima a la relacion h/t 
seleccionada. Usualmente los rigidizadores que proporcionan esta area 
son generalmente algo mayores que los que suelen requerirse. No se dan 

areas de rigidizadores cuando las relaciones a/h y h/t son lo sufi - 
cientemente pequefias como para permitir una tension cortante mayor de 

0.35 F , lo cual esta con tempi ado en la Formula (12-1). Para estos ca- 
sos no se tiene en cuanta la accion del campo de tracciones diagonales . 

A fin de proveer un soporte lateral adecuado para el alma, se 
requiere que todos los rigidizadores tengsn un momento de inercia no menor 
de (h/SO) 1 *. Sin embargo, en muchos casos este requisite es superado por 
los establecidos para el area total. La magnitud del area de rigidizador 
necesaria para desarrollar el campo de tracciones diagonales esta dada por 
la Formula (12-3) y depende de las relaciones a/h y h/t 

I 



COVENIN 1.618 C- 31 



Se requieren areas to tales mayores en los rigidizadores colocados de un 
solo lado del alma que en los colocados en parejas, debido a que trabajan 
bajo carga excentrica. 

La magaitud de la fuerza cortante que ha de ser transferida 
entre el alma y los rigidizadores no es afectada por la excentricidad de 
la carga, y es generalmente tan pequena que puede absorberse mediante la 
irrTn-inia cantidad de soldaduras o de remaches que se desee. La formula es- 
pecificada siguiente: 



f = — s— rp- 

vs 53000 y 

proper ciona una estimacion conservadora de la fuerza cortante que se nece_ 
sita transferir bajo cualquier condition de tensiones permitida por la 
Formula (12-2). La transferencia de fuerzas cortantes entre el alma y 
el rigidizador, debida a la accion del campo de tracciones diagonales, no 
es aditiva con la debida a una carga concentrada o reaccion alineada con 
el rigidizador, por lo que este solo se necesita para conectar la mayor 
de las dos fuerzas cortantes. En la Figura C-12.4 se muestran rigidiza_ 
dores transversales intermedios. 

C-12.6 REDUCClON DE TENSIONES EN LAS ALAS 

En las regiones de momentos flectores maximos, una parte de 
un alma delgada puede flectarse lateralraente en su zona comprimida lo su- 
ficiente como para no proveer la resistencia total a flexion supuesta ai 
dimensionar la viga en base a su momento de inercia. Esto ocasiona que 
la tension de campresion que hubiera resistido el alma sea transmitida al 
ala comprimida, pero siendo la resistencia relativa a la flexion de esta 
ala mucho mayor que la de la parte del alma desplazada lateralmente, el 
incremento que resulta en las tensiones del ala es a lo sumo un porcenta- 
je pequetio. Reduciendo la tension admisible de disefio en el ala comprimi^ 

da de F, a Fj, tal como contempla la Formula (12-5), se provee sufi 

b b — 

ciente capacidad a flexion en el ala para compensar cualquier disminucion 






C- 82 Normas de Acero 1982 



de la resistencia a flexion en al alma debida a su desplazamiento lateral. 

Para compensar la pequefia perdida de resistencia a la flexion 
de las vigas hibridas cuando partes del alma se deforman mas alia de su 
tension cedente limite, la Formula (12-6) provee una tension admisible a 
flexion reducida, aplicable a ambas alas, vease la Ref. 12.3. La magnitud 
de la reduccion depende de la relacion del area del alma respecto al area 
del ala, asx como tambien de la relacion de sus respectivas tensiones ce- 
dentes. Para evitar una formula mas complicada, se requiere que el area y 
la calidad del acero sea la misma en ambas alas. En vista de que cual- 
quier reduccion de la resistencia a flexion, debida al pandeo del alma en 
la zona comprimida, es considerablemente menor en las vigas hibridas que 
en las homogeneas de igual seccion transversal, no se requiere aplicar la 
Formula (12-5) cuando la tension permitida por la Formula (12-6) es me- 
nor. 

C-12.7 CORTE Y TRACCION COMBINADOS 

No es necesaria ninguna reduccion en la tension admislble debi_ 
da a la intefaccion de tensiones simultaneas por flexion y fuerza cortan - 
te, a menos que un mietobro sometido a flexion se disefie en base a la ac- 
cion del campo de tracciones diagonales. 

En la Ref. 12.10 se ha demostrado que las almas de las vigas 
armadas sometidas a la accion del campo de tracciones pueden dimensionarse 
de acuerdo a: 

1. La maxima tension admisible a flexion cuando la fuerza cor_ 
tante simultanea no es mayor de 0.6 veces el valor total permitido, o 

2. La tension cortante admisible total cuando la tension a 
flexion no es mayor de 0.75 veces su valor maximo permitido. 

Mas alia, de estos limites, estas Normas prov'een una expresion 
lineal de interaccion mediante la Formula (12-7). Sin embargo, debido a 
que en las almas de las vigas homogeneas de acero A514 cargadas a. su 



1 






COVENIN 1.618 C- 83 



plena capacidad en flexion, se form an mas ondas que en las almas da las vi- 

gas de acero de menor rasistencia y metios eargadas, el uso de la action. 

del campo de traccion.es diagonales en vigas de acero A5 14 se limita a 

las zonas donde la tension flectora simultanea no excede de 0.75 F. . 

b 

C-12.10 APLASTAMIENTO LOCAL DEL ALMA 

C-L2.10.1 Las almas de las vigas no protegidas coti rigidizadores de so- 
porte pueden fallar por aplastamiento local en las secciones con una alta 
concentracion de tensiones resultants de la aplicacion de cargas concentra 
das o reacciones. Para protegerse de este efecto , la tension en el borde 
de los f iletea del alma se limita a . 75 F mediante las Formulas 

y 
(12-8) o (12-9), suponisndo que esta tension se distribuye longitudinal 

mente en una distancia no mayor que la longitud de contacto «ag una o dos 

veces la distancia desde la cara exterior del ala al borde del filete del 

alma, dependiendo de la posicion de la carga. En la Figura C-12.5 se 

ilustran graficamente los requisites de esta Section. 



C-12.10.2 Como una proteccion contra la inestabilidad de las almas rela- 
tivamente delgadas de vigas armadas, se ha establecido una limitacion adi- 
cional en la magnitud de la carga que puede ser aplicada directamente al 
ala de la viga en los tramos comprendidos entre rigidizadores. Las cargas 
concentradas suficientemente livianas como para cumplir los requisitos del 
Articulo 12.10.1 y las cargas aplicadas longitudinalmente sob re una lon- 
gitud parcial del panel, se tratan como si estuviesen distribuidas median- 
te fuerza cortante en toda la longitud del panel en el que actuan, o en 
una longitud igual a la altura de la viga si esta es menor que la longitud 
del panel. Considerando estas cargas con j unt amente con otras cargas dis- 
tribuidas que pueden estar aplicadas directamente en el ala, la carga to- 
tal dividida entre el espesor del alma no debe exceder la tension permiti- 
da por las Formulas (12-10) o (12-11) . Si las rotaciones del ala alre- 
dedor de su eje longitudinal estan impedidas por el contacto con una placa 
rigida, tige la Formula (12-10) ; de lo contrario, es aplicable la Formu- 
la (12-11) que es mas conservadora. Estas formulas se han deducido 



C- 34 Normas de A.cero 1982 



. ALA EN COMPRESION 



/ 



_ALA EN TRACCION 



ARRIOSTRAMSENTO 
LATERAL- 



ZBZBZBZ 




xzzzzzzsszz zinzi 



RIGIDIZADOR SIMPLE RIGIDIZAOORES OOBLES 



FIGURA C-1Z.4. RISIOIZADORES TRANSVERSALES INTEHMEDIOS 



it 



LONGITUO DE CONTACTO . . _ 

PARA UNA GARGA CONCENTRADA J i i I 




LONGITUD DE CONTACTO 



J * \- 



PARA UNA REACCION EXTREMA 




FIGURA C-12.5. LONGITUDES PARA VERIFICAR EL APLASTAMlENTO LOCAL DEL ALMA 
EN VIGAS SIN RIDIGIZAOQRES TRANSVERSALES OE SOPORTE 



COVENIN 1.618 C- 85 



considerando la resistencia al pandeo elastico de la plancha del alma some 
tida a cargas en el borde, Kef. 12.11, La carga es resistida en parte por 
una accion de columna y en parte por una plancha rigidizada intennitente - 
mente en la direccion de las cargas aplicadas . En el caso de vigas anna - 
das remachadas estas formulas son probablemente muy conservadoras, ya que 
desprecian la capacidad a flexion que pueden tener los angulos de las alas 
al trabajar como vigas entre rigidizadores adyacentes, lo que ayuda a so- 
portar las cargas. 

C-12.11 RESTRICCIONES ROTACIONALES EN LAS SECCIONES DE LOS 

APOYOS 

Las vigas esbelt'as que se apoyan sobre la parte superior de 
las columaas y estac soportadas lateralmente solo en el piano de sus alas 
superiores, pueden volverse inestables a causa de la flexibilidad de la co_ 
luinna. A menos que se provea soporte lateral para el ala inferior, sea 
mediante arriostramiento o por continuidad en la conexion viga-columna, el 
desplazamiento lateral de la parte superior de la columna, acompafiado por 
una rotacion de la viga alrededor de su eje longitudinal, puede producir 
el colapso de la estructura. 

BEFEEENCIAS 

12.1 - Blodgett, O.W. "Design of Welded Structures". The Janes F. Lincoln 
Arc Welding Foundation, Cleveland, Ohio, 1966, 826 pags. 

12.2 - Direccion de Edificios e Instalaciones Industriales . "Normas para 
el Calculo de Edificios 1947". Capftulo 3 - Construcciones de Ace- 
ro. Ministerio de Obras Publicas, Caracas, 1948, pags. 37 - 75. 

12.3 - Joint ASCE-AASHO Committee on Flexural Members, Subcommittee 1 on 
Hybrid Beams and Girders. "Design of Hybrid Steel Beams" , Journal 
of the Structural Division, Vol. 94, N- ST6, ASCE, Junio 1968, pags. 
1397 - 1426. 

12.4 - Bresler, B.; Lin, T.Y, y Scalzi, J.B. "Diseno de Estructuras de 
Acero". Limusa - Wiley, Mejico, 1970, 926 pags. 

I 

p 



C- 86 Normas de Acero 1982 

12. 5 - Gay-lord, E.H. y Gaylord, C.N. "Design of Steel Structures". 2a. 
ed. , Mc Graw-aill Kogakusha Ltd. , Tokio, 1972, 663 pigs. 

12.6 - Mc Guire, W. "Steel Structures". Prentice-Hall Inc., New Jersey, 
1968, 1112 pigs. 

12.7 - Kuzmanovic , B.O. y Willems, N. "Steel Design for Structural 
Engineers". Prentice-Hall lac, New Jersey, 1977, 509 pigs, 

12.8 - Basler, K. "Strength of Plate Girders in Shear". Journal of the 
Structural Division, Vol. 87, N- ST7, ASCE, Octubre 1961, pags. 
151 - 197. 

12.9 - Basler, K.; Yen, B.T.; Mueller, J. A y Thurlimann, B. "Web 
Buckling Tests on Welded Plate Girders". Bulletin N- 64, Welding 
Research Council, New York, Septiembre 1960. 

12.10 - Basler, K. "Strength of Plate Girders Under Combined Beadiag aad 
Shear". Journal of the Structural Division, Vol. 87, H a ST7, ASCE, 
Octubre 1961, pags. 181 - 197. 

12.11 - Basler, K.. "New Provisions for Plate Girder Design". Proceedings 
AISC National Engineering Coafereace, Appendix C, 1961. 



COVENIN1618 C- 87 



CAPITULO C-13 CONSTRUCCIONES MIXTAS DE ACERO Y CONCRETO 

Este Capltulo 13 corresponde enteramente a la Seccion 1.11 
de las Normas AISC 1975. 

C-13.1 DEFINICI0N 

Estas Normas abarcan unicamente las vigas de acero que sopor- 
tan placas de concrete. Se utiliza el calificativo empleado iaternacio - 
nalmente de "mixto" como el mas adecuado para desigaar este tipo de 

construcciones en lugar del termino "compuesto", reservado para loa 
miembroB tratados en el Capltulo 19. Para el diseno de las columnas 

mixtas vease el Capltulo 10 de las normas de Concreto Arnado 
COVKNlH-lffNDra 1753, Eef. 13.1. 

Cuando las dimensiones de una placa de concreto apoyada sobre 
vigas de acero son tales que la placa puede servir efectivamente como el 
ala de una viga mixta de seccion Te, y cuando el concreto y el acero se 
mantienen adheridos adecuadamente de manera de actuar como una sola uni - 
dad, la viga puede dimensionarse bajo la hipotesis de una accion mixta. 
En la Figure C-13.1 3e muestran loa anchos efectivos de la placa de con 
ere to. 

En estas Normas se reconocen doa cases: las vigas de acero to 
talmente embutidas en el concrete, las cuales dependen de la adherencia 
natural para la interaccion con este, y las vigas de acero aacladas meca- 
nicamente a la placa mediante coaectores de corte, las cuales no tienen 
que estar embutidas. Vease la Figura C-13. 2. 

C-13. 2 HIPOTESIS DE DISENO 

A menos que se utilicen apuntalamientos temporales, las vigas 
embutidas en el concreto e interconectadas solamente ntediante la adheren- 
cia natural, deben dimensionarse para soportar todas las cargas permanen— 
tes sin la ayuda del concreto y, adicionalmente, las cargas variables so 1 - 
brepueataa considerando "la accion mixta, sin exceder la tension admisible 



C- 88 Nornws deAcero 1482 



ANCHO EFECTIVO 

b 



SALIENTS EFECTIVO 




fM 




b < t/4 (*=LUZ DE 
. LA VIGA) 

b, < a/z 



0/ 



o) PLACA EXTENDIDA A AMBOS LADOS DE LA VISA 



{bf j b.< 8. 



ANCHO EFECTIVO 

b 



?r4'. T .i , -r ! rv--';j-'.-:->; ■'■;■* 



SAUENTE EFECTIVO 



I *• 




b s < lAZ. <t« LUZ OE 
LA VIGA) 
I™ b, < a/Z 



,- b, < et 



b) PLACA EXTENDIDA A UN SOLO LADO DE LA VIGA 



FIGURA C-13,1. ANCHOS EFECTIVOS DE LA PLACA DE CONCRETO 
EN CONSTRUCCIONES M1XTAS 



C0NECTORE5 DE CORTE 




RECUBRIMIENTO 
DE CONCRETO 
VACIADO INTEGRA- 
MENTE CON LA 
PLAC 



MALLA U OTRA 
ARMADURA DE 
ACERO AOECUADA 




q) VIGAS TOTALMENTE EM8UTIDAS 

FIGURA C-13.2. T IPOS DE CONSTRUCCIONES Ml X TAS 



b) VIGAS ANCLADAS HEC A NICAMENTE 



COVENIN 1.61S C- 89 



en flexion para el acero establecida en . el Articulo 7.1., 

Puesto que las secciones de acero embutidas completamente den 
tro del concreto estan restringidas contra el pandeo local y el lateral, 
ptiede utilizarse en este caso una tension admisible de 0-66 F en luear 

y 

de 0.60 F . 

y 

El requisite alternativo que permite utilizar una tension de 
0.76 F para disenar las vigas completamente embutidas, dimensionandolas 
de manera que resistan codas las cargas sin la ayuda del concreto, refle- 
ja una practica comun en la ingenieria cuando se desea eliminar el calcu- 
lo de las propiedades de las secciones mixtas. 

En la Ref. 13.4 se encuentran las formulas y un algoritmo di_ 
recto para el calculo automatizado de las propiedades de secciones arbi - 
tarias . 

En conformidad con las recomendaciones dadas en la Ref. 13.2, 
cuando se utilizan conectores de corte para obtener la accion mixta se 
puede suponer esta accion, dentro de ciertos limites, al dimensionar la 
viga para los momentos producidos por las cargas permanences y variables, 
aim para construcciones no apuntaladas. Esta liberaiizaciou de los requi 
sitos esta fundamentada en im concepto de la resistencia de agotamiento, 
aunque el dimensionado del miembro este basado en el modulo de seccion 
eiastico de la seccion trans formada. 

A fin de que la maxima tension por flexion en la viga de ace- 
ro sometida a cargas de servicio este bastante por debajo del nivel de 
cedencia inicial, independientemente de la relacion entre los momentos 
por cargas variables y permanentes , el modulo de seccion del area trans- 
formada de la seccion mixta, referido a la fibra extrema en traccion, se 
limita en las construcciones sin apuntalamientos al modulo de seccion de 

la viga de acero multiplicado por el factor (i.35 + 0.35 M /M ) , vease 

v p 

la Formula (3) de la Ref. 13.2. 






C- 90 Normasde Acero 1982 

Por otra parte, el requisite de que la tension, flectora en la 
placa de concreto, debida a la accion mixta real, sea calculada en base 
al modulo de seccion transformado real y se limits a la tension de servi- 
cio aceptada generalmente como admisible, se hace necesario para evitar 
el uso de proporciones placa-viga excesivamente conservadoras. 

Las investigaciones realizadas en la Universidad de Lehigh, 
Hef. 13.3, han demostrado que para una viga de acero y una placa de con- 
creto dadas, el incremento de la resistencia a flexion intermedio entre 
la accion mixta nula y la accion mixta total, es directamente proporcio - 
nal a la resistencia al corte desarrollada entre el acero y el concreto, 
es decir, al numero de conectores de corte provistos entre estos limites. 
A veces puede no ser f actible , o ni siquiera necesario , suministrar la 
accion mixta total, por lo que estas Normas reconocen dos condiciones: la 
accion mixta total y la parcial. 

En los casos donde la fuerza cortante total V' desarrollada 
entre el acero y el concrete a cada lado de la seccion de momento maximo 
es raenor que V, , puede utilizarse la Formula (13-1) para deducir un 
modulo de seccion efectivo S ., que tenga un valor nenor que el modulo 
de seccion para una accion mixta completamente efectiva S , pero mayor 
que el correspondiente a la viga de acero sola. 

C-13.4 CONECTORES DE CORTE 

En investigaciones experimentales , las vigas mixtas en las 
cuales se vario la separacion longitudinal de los conectores de corte de 
acuerdo a la magnitud de la fuerza cortante estatica, y las vigas gemelas 
en donde los conectores requeridos se distanciaron unif ormemente , han mos_ 
trado la misma resistencia de agotamiento y la misma magnitud de la fle- 
cha ante las cargas de servicio usuales. Solamente se necesita una peque_ 
ria deformacion en el concreto y en los conectores de corte mas fuertemen- 
te tensionados, para redistribuir la fuerza cortante horizontal a los 
otros conectores de corte menos tensionados. La consideracion importante 
es que el numero total de conectores colocados a cada lado de la seccion 



COVENIN 1.618 C- 91 



de momento maximo sea suficiente para desarrollar la accion mixta con la 
cual se cuenta en esa seccion. Los requisitos de estas Normas se basan 
en este concepto de accion mixta. 

Generalmente los conectores de corte requeridos pueden sepa- 
rarse uniformemente en la distancia comprendida entre la3 secciones de mo 
mento maximo y memento nulo, vease la Ref. 13.3. Sin embargo, ciertas 
disposiciones de cargas pueden producir una condicion donde se requiera 
una separacion menor en una parte de esa distancia, como se ilustra en el 
siguiente ejemplo. 

Considerese una viga simplemente apoyada con carga uniforme, 
que necesita soportar tambien dos cargas concentradas iguales dispuestas 
simetricamente respecto al centro de la luz, de tal magnitud que el momen 
to en las secciones bajo las cargas concentradas sea tan solo un poco me- 
nor que el momento maximo en el centro de la luz . El numero de conecto - 
res de corte n, requerido entre cada extremo de la viga y la carga con 
centrada adyacente seria solamente algo menor que el numero n., que se 
requiere entre cada extremo y el centro de la luz. La Formula (13-7) 
se incluye como una verificacion para determinar si el numero de conecto- 
res n necesarios para desarrollar el momento maximo M^, en el caso 
de que se separaran uniformemente, proveeria el numero de conectores n 2 
requeridos entre una de las cargas concentradas y la seccion de momento 
nulo mas cercana. Esta formula se basa en el requisito de que 



ef 



tr 



M - 
max 



donde : 



< M < M 



max 



S = modulo de seccion correspondiente a la magnitud mini- 

ma de la accion mixta parcial que se requiere en la 
seccion sometida al momento M; 

K a 2 






C- 92 Normasde Acero 1982 



Al calcular el modulo de seccion en las secciones de momento 
uegativo maximo pueden inclulrse la contribution de los aceros de refuer 
zo paralelos a la viga de acero que esten dentro del ancho afectivo de 
la placa, siempre que tal refuerzo este anclado adecuadamente mas alia 
de la zona de momentos negatives. Sin embargo, se requieren suficientes 
conectores de corte para transferer desde la placa a la viga de acero la 
mitad de la resistencia de agotamiento a traccion de dicho refuerzo. 

Los valores de la fuerza cortante admisible para diversos ti_ 
pos de conectores de corte estan basados en un factor de seguridad 
aproximadamente igual a 2.50 respecto a su resistencia de agotamiento 
real. Los valores admisibles correspondientes a concretos fabricados 

con agregados que no cumplen'la norma COVEHIN 2 77 y a otros tipos de 
conectores no incluidos en la Tabla .13.4, deben establecerse mediante 
un pro grama adecuado de ensayos. 

■Los valores V de la fuerza cortante admisible para cada 
ac r 

conector dados en la Tabla 13.4 no deben ser utilizados cuando el 
numero de conectores requeridos se calcula mediante el parametro VQ/I, 
donde V es la fuerza cortante total en cualquier section transversal 
dada. De lo contrario , podria resultar que se proveyese menos de la mi- 
tad del numero requerido por las fuerzas cortantes calculadas con las 
Formulas (13-3) o (13-4) y (13-5). 

Los esparragos soldados no localizados direct amen te sobre el 
alma de las vigas tienden a desprenderse de las alas delgadas antes de 
alcanzar su plena capacidad de resistencia al corte. Para protegerse de 
esta contingencia, se limita el diametro de los esparragos no colocados 
sobre el alma de la viga a un valor no superior a 2.5 veces el espesor 
del ala. 



COVENIN 1.61ft C- 93 



BEFERENCIAS 

13.1 - Comision Venezolana de Normas Industriales - Ministerio del Desarro- 
llo Urbano. "Estructuras de Concreto Armado para Edificaciones , Ana- 
lisis y Diseno". COVENfM-MINDUR 1753-81, dos volumenes. 657 pags. 

13.2 - Joint ASCE - ACI Committee on Composite Construction. "Tentative 
■ Recommendations for the Design and Construction of Composite Beams 

and Girders for Buildings". Journal of the Structural Division, 
Vol. 86, N* ST12, ASCE, Diciembre 1960, pags. 73 - 92. 

13.3 - Slutter, R. G. y Driscoll, G. C. "Flexural Strength of Steel - 
Concrete Composite Beams". Journal of the Structural Division, 
Vol. 91, N" ST2, ASCE, Abril 1965, pags. 71 - 99. 

13.4 - Marin, Joaquin. "Computing Tridimensional Normal Stress Resultants". 
Journal of the Structural Division, Vol. 106, N.VSTl, ASCE, Enero 
1980, pags. 233-245. "Calculo de Resultantes de Tensiones Normales 
Unidimensionales". Boletin Tecnico del IMME N° 66, Facultad de In- 
genieria, Universidad Central de Venezuela, enero-junio 1980, pags. 
149 - 179. 






C- 94 ■ Normas deAcero 1982 



CAPTTULO C-14 CONTROL D£ LAS CONDICIONES DE SERVICIO 

Como se suele presentar en la mayoria de nomas, en este Capi- 
tulo L4 se agrupan las especificaciones para controlar un buen comporta- 
arLento bajo las condicioa.es de servicio previstas en el diseflo , las cuales 
corresponden a las Secciones 1.13, 1.19 y 1-20 de las Normas AISC 1975. 
Adicionalmente se incluye un nuevo Articulo 14.6 sobre proteccion contra 
incendios, tema vital no tnencionado en las normas de acero mas famosas. 

No es fScil fijar los requisites que debe satisfacer ima estruc 
tura para que trabaje adecuadamente en condiciones de servicio, debido a 
las numerosas variables, muchas de ellas dificiles de evaluar, que intervie- 
nen en el problema, siendo esta una de las areas que actualmente necesxta 
mas investigacion en la ingenieria estructural. El fijar flechas y vibra- 
clones tolerables, por e jemplo , requiere considerar las finalidades de la 
construccion, las posibles interferencias con el funcionamiento de equipos 
e instalaciones y las molestias fisicas o sicologicas a sus ocupantes. 
Otros problemas importantes, como la corrosion, requieren ser tornados en 
cuenta con wedios efectivos de proteccion que logren minimizar los daSos y 
garantizar una durabilidad adecuada de la estructura. En relacion al pro- 
blema de la corrosion, tampoco explicito en los codigos , vease las Beferen- 
cias 14.1, 14.2, 14.23 y 14.24. 

C-14.1 FLECHAS 

Aunque algunas veces un buen disefio se rige por consideraciones 
de deformaciones y no de tensiones , no hay una escala unica que permita es- 
tablecer los limit es tolerables de las deformaciones. Las limitaciones que 
se imponen con frecuencia a la flexibilidad de las estructuras suelen ser 
dictadas par la naturaleza de los elementos no estructurales de la cons- 
truccion, tales como paredes frisadas y recubrimientos de techos, mas que 
por consideraciones de comodidad y seguridad de sus ocupantes. No solo es- 
tas limitaciones varian con el tipo de miembro, sine que tambien la solu- 
cion mas satisfactoria depends del buen criterio de ingenieros calificados. 
Las reglas que siguen se sugieren unicamente como una guia: 



COVENIN 1.618 C- 95 

1. Cuando sea posible, la relacion autre la altura de las vi- 
gas de piso que trabajen a las tensiones maximas admisibles respecto a su 
luz no debe ser menor de F /56000. Si se utilizan miembros de menor altu 
ra, las tensiones admisibles en flexion deberan reducirse en la misma pro- 
porcion en que la altura decrece con respecto a la correspondiente a la 
relacion anterior. 

2. De ser posible, en los techos la relacion entre la altura 
de las vigas y correas que trabajen a las tensiones maximas admisibles res 
pecto a su luz no debe ser menor de F /70000, excepto cuando los techos 
sean horizontales. 

Otras normas establecen criterios mas detallados respecto a 
las flechas tolerables. Particularmente la norma can-adiense, Ref. 14.3, 
sugiere que en ausencia de otros criterios justificados racionalmente se 
pueden adoptar los valores recomendados en la Tabla C-14.1. 

C-14.2 CONTRAFLECHAS 

La contraflecha que se da a los miembros en flexion para evi - 
tar que parezcan estar colgados, o para que al cargarse igualen las cotas 
de componentes adyacentes del edificio, se consigue de varias maneras dife 
rentes. Cuando se trata de celosias y vigas armadas, la curvatura deseada 
puede obtenerse al montar las partes componentes que las forman. En el ca_ 
so de vigas laminadas, dentro de ciertos limites, las contraflechas desea- 
das pueden darse en frio en la planta de laminacion. 

Con frecuencia se utiliza la aplicacion local de calor como un 
medio de enderezar o dar contraflechas tanto a las vigas laminadas como a 
las armadas. El metodo depende de la contraccion final que se produce en 
las zonas calentadas . Se deben calentar solamante aquellas zonas situadas 
en el lado del raiembro que estaria sujeto a compresiSn si se diese la con- 
traflecha en frio, hasta una tamperatura suficiente para que el metal se 
expanda hacia afuera a causa de las restricciones que le imponen las zonas 



C- 96 Normas de Acero 1982 

no calentadas circundantes, lo que ocasiona una contraccion al enfriarse el 
miembro . 

Aunque se puede controlar coo buena precision la curvatura fi- 
nal de la contraflecha producida por cualquiera de los procedimientos men- 
cionados, deben admitirse ciertas tolerancias para cubrir errores inevita - 
bles en la mano de obra y cambios de forma permanentes producidos por el 
manejo de las piezas. 

C-U.3 VIBRACIONES 

Cuando el criterio para limitar los movimieatos de la estructu- 
ra esta orientado hacia la comodidad de las personaa que ocupan el edifi- 
cio, como sucede cuando hay vibraciones perceptibles, el limit e de las am- 
plitudes tolerables depende tanto de la frecuencia de las vibraciones como 
del efecto de amortiguamiento proporcionado por los elementos, estructura - 
les o no, que forman la construction. Si las vibraciones son producidas par 
maquinas en funcionamiento, estas deben aislarse raediante elementos efecti- 
vos de amortiguamiento o utilizando fundaciones independientes. 

La altura de las vigas de acero que soportan grandes areas 
abiertas, libres de tabiques divisorios u otras fuentes de amortiguamiento, 
no debera ser tnenor de £/20, a fin de reducir a un mxnimo las vibraciones 
transit or ias perceptibles ocasionadas por el transito de personas. 

En las normas catiadienses, Ref. 1A.3, los requisites para con- 
siderar las vibraciones en las estructuras son tratados con cierto detalle- 

C-14.4 A.GUAS ESTANCADAS 

La cantidad de agua retenida en un techo horizontal a causa de 
las flechas de la estructura de acero que lo soporta depende de su flexibi- 
lidad. En casos extremes de muy poca rigidez, el peso acumulado del agua 
puede ocasionar un colapso. Cuando sea necesario investigar este problems, 
hay que realizar un analisis rational del sistema de techo, encontrandose 



COVENIN 1.618 C- 97 

en la Seccion 1.13.3 de las Normas AISC 1975 un procedimiento aproxi- 
mado recomendable para este fia. 

I 

C-14.5 CAMBIOS DE TEMPERAIURA 

Como sucede en las flechas, el control satisfactorio de las 
dilataciones y contracciones no puede reducirse a unas cuantas reglas sen 
cillaa, sino que depende principalmente del buen criterio de ingenieros 



calif icados. El problema es mas serio en los edificios con cerramientos 
constituidos por paredes de mamposteria que en aquellos donde las paredes 
estan formadas por unidades prefab ricadas. 

El dividir totalmente la estructura en varias partes separa- 
das mediante juntas de dilatacion ampliamente distanciadas, es en general 
mas satisfactorio que usar dispositivos menos separados que dependen del 
deslizamiento de las partes en contacto, y suele ser menos costoso que 
emplear otros dispositivos mas eficientes y complicados, como los compues_ 
tos por balancines o rodillos. 

En la Ref. 14.4 se encuentran algunos criterios necesarios 
para considerar los cambios de temperatura en las estructuras. 

C-14.S PROTECCION CONTRA. INCENDIOS 

El fuego es un accidente de mucha importancia en las estructu 
ras de acero, las cuales han de disefiarse para resistir sus efectos duran 
te un tiempo especificado de incendio, a fin de disminuir los riesgos pa- 
ra los ocupantes del edificio. Particularmente, los edificios altos re- 
quieren sistemas de proteccion cuidadosamente estudiados, lo cual incide 
apreciablemente en el costo de la estructura. El establecimiento de una 
reglamentacion para proteger las estructuras contra el fuego escapa a lot, 
objetivos de estas Normas, por lo que se sugiere consultar las Referen- 
cias 14.5 a 14.22, las cuales tratan el problema ampliamente y desde 
varios puntos de vista. 



C- 98 Normas de Acero 1982 



TABLA C-14.1 Valores maximos recomendados de las flechas debidas a las 
catgas variables y de viento especificadas en el diseno, 
segun la Ref. U.3. 1 



Edifi- 
cacion 


Tipo de 
Flecha 


Tipo de 
Carga 


Tipo de Miembro 


Flecha 
Recomendada 


w 
J 

< 

a 

H 
W 

Q 

Z 
M 

c/3 
O 
M 
U 

fa 
M 

a 

Ed 


« 
O 
•H 
u 
hi 

a 

> 


Variable 


Tramos de miembros que so- 
portan techos con recubri - 
mientos no flexibles 


£/240 


Variable 


Tramos de miembros que so— 
portan techos con recubri - 
mientos flexibles 


£/180 


Variable 


Tramos de miembros que so- 
portan pisos 


l/zoo 


Maxima por 
rueda, sin 
impacto 


Tramos de vigas para gruas 
moviles con capacidad igual 
o mayor a 25 ton 


£/S00 


Maxima por 
rueda, sin 

impacto 


Tramos de vigas para gruas 
moviles con capacidad menor 
de 25 ton 


£/6QQ 


H 
■ 
n 

4J 

Id 
J 


Fuerzas late 
rales de 
gruas 


Tramos de vigas que sopor - 
tan gruas moviles 


£/600 


Fuerzas late 
rales de 
gruas o 
viento 


Columnas 2 (desplazamiento 
total de su parte su- 
perior) 


L/400 
L/200 


o 
u 

M 

fa 

H 

a 
fa 

tn 
o 
£ 


[It 

y 

■H 
4J 

M 

01 

> 


Variable 


Tramos de miembros en pi- 
sos y techos que soportan 
acabados susceptibles de 
agrietarse 


£/360 


Variable 


Tramos de miembros en pi- 
sos y t-echos que soportan 
acabados no susceptibles 
da agrietarse 


£/300 



(Continua) 



COVENIN 1.61S C- 99 



TABIA C-14.1 Valores maximos recomendados de las flechas debidas a las 
cargas variables y de viento especificadas en el diseno, 
segun la Ref. 14.3 (Continuacion) . 1 



Edifi- 
cacion 


Tipo de 
Flecha 


Tipo de 
Carga 


Tipo de Miemb ro 


Flecha 
Recomendada 


en 
O 
M 

M 

Ba 

M 

a 

H 

W 

o 

erf 
H 
O 


ID 

M 

tu ' 
u 

td 

►J 


Viento 


Pisos (desplazamiento total 
debido a todos los efectos) 


L/400 


Viento 


Pisos (desplazamiento rela- 
tivo entre dos pisos conse- 
cutivos) can revestimientos 
metalicos y tabiques sin 
precauciones especiales pa- 
ra permitir deforraaciones 
de la estructura 


1/5Q0 


Viento 


El mismo caso anterior, pe- 
ro en pisos con precaucio - 
nes especiales para permi - 
tir deformaciones de la 
estructura 


1/iOO 



1 En vista de que algunos materiales incrementan la rigidez de la estruc_ 

tura de acero, la carga de viento para el calculo de las flechas laterales 
puede disminuirse algo respecto a la del viento de diseno utilizado en los 
calculos de resistencia y estabilidad. Los elementos no estructurales mas 
comunes que contribuyen a la rigidez de un edificio son las paredes de oam- 
posteria, ciertos tipos de muros-cortina y los revestimientos de concrete 
alrededor de los miembros de acero. La maxima reduccion sugerida es de un 
15 por ciento. En estructuras altas y esbeltas, cuya altura sea mas de 

cuatro veces su ancho, se recomienda que los efectos del viento sean deter- 
minados por medio de un analisis dinamico o mediante ensayos en un tunel de 
viento . 



2 El desplazamiento total admisible en la parte superior de los 

cios industriales varla considerablemente, dependiendo de factores 



edifi- 
ta] -s 
como la construccion de paredes, la altura del edificio, los efectos ^ ual 
desplazamiento en la operacion de las gruas, etc.. Cuando la operacion de 
la grua es sensible a los movimientos laterales puede requerirse una flecha 
lateral tolerable menor de £/400. 



C-100 Normas de Acero 1982 



REFERENCIAS 

1 

14.1 - Steel Structures Painting Council. "Steel Structures Painting 

Manual. Vol. 1. Good Painting Practice". SSPC, Pittsburg, 1973, 
423 pags . Vease pags . 1 - 5 . 

14.2 - Zignoli, V. "Construcciones Metalicas". 2 Vols., Editorial 
Dossat, S.A. , Madrid, 1978, 2073 pags. Vol. 1, pags. 1-06-117. 

14.3 - Canadian Standards Association. "Steel Structures for Buildings- 
Limit States Design". CSA Standard S16.1 - 1974, Rexdale, 
Ontario, 1974, 105 pags. 

14.4 - Huang, L. Y. "Temperature Loads". Planning and Design of Tall 
Buildings, Proceedings of the 1972 ASCE - IABSE International 
Conference Vol. lb, N^ 5-6, ASCE, New York, 1973, 1091 pags. 
Vease pags. 97-119. 

14.5 - Council on Tall Buildings, Committee 8A. "Fire", Capitulo CL-4, 
Vol. CL, Monograph on Planning and Design of Tall Buildings, 
ASCE, Mew York, 1980, 888 pags. Vease pags. 249-390. 

14.6 - International Conference of Building Officials. "Uniform Building 
Code. 1979 Edition". ICB0, Whittier, California, 1979, 734 
pags. Vease pigs. 551-598. 

14.7 - American Iron and Steel Institute. "Designing Fire Protection 
for Steel Columns". 2a ed., AISI, 1978, 16 pags. 

14.8 - American Iron and Steel Institute. "Fire Resistant Steel Frame 
Construction". 2a ed., AISI, 1974, 61 pags. 

14.9 - American Iron and Steel Institute. "Fire Protection Through 
Modern Building Codes". 4a ed., AISI, 1971, 347 pags. 

14.10 - American Iron and Steel Institute. "Fire Safe Structural Steal 
A Design Guide". AISI, 1979, 96 pags. 

14.11 - Collision Venezolana de Normas Industriales. "Medios de Escape". 
COVENIN 810 - 74, 1974. 

14.12 - Comision Venezolana de Normas Industriales. "Guia Instructiva 
sobre Sistemas de Deteccion, Alarma y Extincion de Incendios'. 
COVENIN 823-74, 1974. 



ANTOLIN MARTINEZ A. 
tag. Civil -C. IV. 25.082 



COVENIN 1.618 C-101 



14.13 - Comision Venezolama de Nomas Industriales. "Tablero Central de 
Control para Sistemas de Deteccion y Alarmas de Incendio". 
COVENIN 1041-76, 1976. 

14.14 - Zignoli, V. "Construcciones Metalicas". 2 Vols., Edit. Dossat S.A. , 
Madrid 1978, 2073 pags. Vgase Vol. 1, pags. 117-124. 

14.15 - Hart, F.; Henn, W. y Sontag, H. "El Atlas de la Construccion Meta 
lica". Edit. Gustavo Gili S.A. , Barcelona, 1976, 371 pags. 

Vease paginas 337 a 346. 

14.16 - "Guide pour la Protection des Elements de Construction en Acier 
contre 1'Incendie". Centre Belgo-Luxembourgeois d' Information de 



l'Acier, Bruselas. 1974, 222 pags. 

14.17 - "Methode.de prevision par le calcul du comportement au feu des 
structures en acier"-. Construction Metallique N° 4, decembre 1976. 
Centre Technique Industrial de la Construction - Me tallique , Puteaux. 

14.18 - Elliot, D.A."Fire and Steel Construction. Protection of Structural 
Steelwork", 2a ed.. Constrado, Croydon. 1981, 51 pags. 

14.19 - Bond, G. V. L. "Fire and Steel Construction - Water Cooled Hollow 
Columns". Constrado, Croydon. 32 pags. 

14.20 - Fruitet, Louis. "Securite Incendie. Guide pour la Conception des 
Batiments a Structures en Acier". Office Technique pour 1' Utilisation 
de l'Acier. Paris. 1981, 285 pags. 

14.21 - Law, M.; O'Brien, T. "Fire Safety of Bare External Structural Steel". 
Constrado, Croydon. 1981, 88 pags. 

14.22 - "Moyens de Protection des Ossatures Metalliques contre 1'Incendie". 
L'acier dans le batiraent. Office Technique pour l'utilisation de 
l'acier. Paris. 1977, 478 pags. 

14.23 - Bouillette, J. P. "Produits Siderurgiques Francais. Conditions 
d'Emploi des Produits. Protection de la Surface de l'Acier contre la 
Corrosion". 4 tomos. Office Technique pour l'utilisation de l'Acier. 
Paris. 1974 a 1981, 171 paginas. 

14.24 - "Protection of Structural Steelwork, from Atmospheric Corrosion". 2a 
ed. . Constrado, Croydon. 1980, 20 pags. 









C-102 Normas de Acero 1982 



CAPITULO C-15 SECCIQNES TOTALES Y NETAS 

Eate Capitulo 15 corresponds enteramente a la Seccion 1.14 
de las Normas AISC 1975. 

Se llama la atencion sobre el uso que en este Capitulo se da 
a la palabra "ancho", la cual se refiere a una de las dinensiones trans- 
versales de los elementos componentes de una seccion, pudiendo correspon- 
der tanto a su altura como a lo que tradicionalmente se denomina ancho de 
una seccion transversal. 

C-15. 3 SECCIONES NETAS 

Los ensayos de las Referencias 15.1 y 15.2 han indicado que 
cuando la relaciSn de la seccion neta respecto a la total se aproxima a 
la unidad, la resistencia de agotamiento a la traccion de un miembro pue- 
de ser menor que el producto de su seccion neta multiplicada por la resis. 
tencia a la traccion del acero, determinada mediante los ensayos usuales 
de probetas. Una evaluacion precisa de esta relacion dependeria de para- 
metros tales como la separacion de los agujeros, medida perpendicularmen- 
te a la fuerza de traccion aplicada en funcion del espesor de la seccion, 
asi como de la ductilidad del acero . A la espera del resultadc de mas 
investigaciones, estas Normas establecen como limite superior de la sec - 
cion neta completamente efectiva el 85 por ciento de la seccion total. 
En la Figura C-15.1 se muestra el calculo de las secciones netas. 

C-15. 6 MIEMBROS CONECTADOS CON PASADORES 

Las b arras forjadas conectadas con pasadores han sido reempla 
zadas por planchas o por barras con argollas obtenidas de planchas corta- 
das con soplete. Los requisites para el dimensionamiento de las barras 
dados en estas Normas se basan en disposiciones que han evolucionado du- 
rante una larga experiencia con barras forjadas. Mediante una extensa 
serie de ensayos destructives se ha encontrado que estos requisites pro- 
ves diseiios bien balanceados cuando las barras se obtienen cortandolas 



pa ^ — ft 



COVENIN 1.618 C-103 



i 



J_ 



i 



O O 0~330 O — 



o o^ijno o o 



o 

u 



SECCION TOTAL : 



SECCION NETA: 



NETA = ' 



(b, -»-bj-t)-3(d + 0.2cm) 




g) AGUJEROS ALINEAOOS EN UN MISMO PLANO 



i ' , 1 ' 1 



JLM- 



o 



•cJzd 



ct=0 



i 




=K 



V 



3— O- 1 



SECCION TOTAL: 

A T0TAL '• t (b,+ b,-t) 

SECCION NETA SEGUN TRAYECTORIA 1-1: 

(b,+ b,-t)-Z(d+0.2cnO 



SECCION NETA SEGUN TRAYECTORIA 2-2 

( A NETA)g.,=t 



. SEGUN ' 

(b,+ b 2 -t)-3(d + 0.2cm) ^^+ 4<g + g-t) 



<3 3 



b) AGUJEROS NO ALINEAOOS EN UN MISMO PLANO 



FIGURA C-15.1. EJEMPLOS DE CALCULO DE LAS SECClONES NETAS 



C-104 Normas de Acero 1982 

con soplete en vez de forj arias. Las reglas algo mas conaervadoras para 
los miembros de section transversal no uniforme conectados con pasadores 
y para loa que no tienen argollas ensanchadas, estan basadas igualmente 
an los resultados de investigacionea experimentales , vease la Ref. 15.3. 
En la Figura C-15.2 se ilustran los requisitos de este Articulo. 

Para las barras y los miembros conectados con pasadores fabri_ 
cados con aceros de tension cedente mayor de 4900 kgf/cm 2 , se proveen 
dimensionea algo mas gruesas a fin de eliminar cualquier posibilidad de 
pandeo fuera del piano de la plancha tras el pasador, debido a las ten- 
siones de servicio mis elevadas para las cuales ellos puaden disenarse. 

C-15.7 AREAS EFECTIVAS DE LAS SOLDADURAS 

Reconociendo la penetracion mis profunda que se obtiene con 
el proceso de arco sumergido, las soldaduras de filete asi ejecutadas pue 
den dimensionarse tomando como base un espesor efectivo de la garganta 
algo mayor que la distancia medida perpendicularmente desde su ralz a la 
hipotenusa del triingulo inscrito. En soldaduras de filete cuyo tamano 
requiere mas de una sola pasada, el incremento reconocido para el espesor 
de la garganta se mantiene constante. Vease la Figura C-15.3 para mis 
detalles . 

REFERENCIAS 

15.1 - Schutz, F.W. y Newmark, N.M. "The Efficiency of Riveted Structural 
Joints". Structural Research Series, N- 30, University of Illinois. 

15.2 - Fisher, J.W. "Behavior of Fastener and Plates with Holes". 
Journal of the Structural Division, Vol. 91, N^ ST6, ASCE, Diciembre 
1965, pigs. 265 - 286. 

15.3 - Johnston, B.G. "Pin-Connected Plate Links". Transactions, Vol. 
104, Paper N a 2023, ASCE, 1939, pags. 314 - 339. 









tCOVENIN 1.618 ' C-1Q5 




REQUISITQS' 



w 



a) BARRAS CONECTADAS CON PASAOORES 



I. 


LAS BARRAS SERAN DE ESPESOR UNIFORME 


2. 


P/dt S 0.60 F y 


3. 


P/2W < 0.45 F y 


4. 


t > I2mm 


5. 


diet 


6. 


1.33dtSZbt S 1.50 dt 


7. 


dp > 0.9 d 


a. 


r >o 


9. 


do — dp s 0.8mm 


.0. 


SI F y > 4900 Kflf/em 1 : d,^ 5t 



d7 

b 2 



/ 



o I d P 



I I 

~v-' 



k_^ 



ft 



tut 



REQJISITOS- 

1. EL ESPESOR NO NECESITASER UNIFORME 
"Z. P/dt S 0.60 Fy 

3. P/(b 1 +b 2 )t p £0.45 F, 

4. b,£4t p[ b 2 <4t p 

5. at p >o.7(b,+ b 2 )tp 
.6. b 3 t p >ot p 

7. d a — dp < 0.8mm 

8. SI F y > 4900 Kgf/cm 2 . d < 5 t 



b) PLANCHAS CONECTADAS CON PASADORES 



FIGURA C-15.2. ILUSTRACION OE LOS REQUlSITOS PARA MIEMBROS 
CONECTADOS CON PASADORES 






C-106 Normas d* Aeero 1982 



t = 0.707 




PARA D < I0mm,t=0 
PARA D>10mm l t«0.7070t3mm 




PROCESO MANUAL PROCESO DE ARCO SUMERGIDO 

a) SOLDADURAS DE FILETE 




t=t t»t, 

b) SOLDADURAS DE RANURA DE PENETRACION COMPLETA 




t = D 



"t=D,EXCEPTO EN UNIONES 3ISELADAS 
SOLOAOAS MANUALMENTE MEDIANTE ARCO METALJCO 
PR0TE6ID0; t*D -3mm. 



1* 



t= 2D 



t=D 



c) SOLDADURAS DE RANURA OE PENETRACION PARC1AL 



SOLDAOURA 
DE CANAL 




SOLDAOURA 
"DE TAPON 



t 



_ r 



j_ 



3 



d ) SOLDADURAS DE TAPON Y CANAL 
FIGURA C-15.3.ESPES0RES EFECTIVOS DE LAS SOLDADURAS 



COVENIN 1.618 C-107 



CAPrTULO C-16 CONEXIONES 

Este Capitulo 16 corresponde enter amen te a la Seccion 
1.15 de las Normas AISC 1975. 

■ 
C-16. 3 DISPOSICIflN DE REMACHES , PERNOS Y SOLDADURAS 

Tradicionalmente se nan ignorado la3 pequenas excentricidades 
existentes entre las directrices de los miembros constituidos por uno o 
dos angulos y el baricentro de loa reraaches o pernos que los conectan, ya 
que estas tienen un efecto despreciable en la resistencia de tales miem - 
bros. Pruebas de laboratorio han demostrado que una praccica similar es 
valida para miembros soldados en estructuras cargadas estaticamente, vea- 
se la Ref. 16.1. 

C-16. 5 MIEMBROS RESTRINGIDOS 

El que se requieran o no rigidizadores transversales en el al 
ma de un miembro, colocados f rente a las alas de otros miembros conecta - 
dos rxgidamente a las alas de el, como se muestra en la Figura C-16.1, 
depende de las dimensiones de los miembros. Las Formulas (16-1) y 

(16-3) estan basadas en los ensayos de la Ref. 16.2 que avalan el concep_ 
to de que, en ausencia de rigidizadores transversales, los espesores del 
alma y las alas del miembro A deben ser tales que estos elementos no 
cedan inelasticamente ante las fuerzas concentradas aplicadas por el miem 
bro B, las cuales son iguales al producto del area del ala conectada ri 
gidamente multiplicada por su tension cedente. 

Cuando se necesitan rigidizadores, la Formula (16-4) da el 
area requerida de estos basandose en el mismo concepto anterior. 

La Formula (16-2) limita la relacion de esbeltez del alma 
no rigidizada del miembro soportante para evitar la posibilidad de que se 
pandee . 






C-108 NormasdeAcero 1982 

Puesto que los requisitos de esta Seccion se fundamentan en la 
fuerza maxima que pueden aplicar las alas del miembro soportado, son obvia_ 
mente conservadores en el caso de miembros conectados en forma menos r£gi- 
da. 

C-16.6 ' PLANCHAS DE RELLENO 

Cuando una conexion se diseiia como del tipo de friccion con 
pemos de alta resistencia, no se requiere la practica de asegurar las 

planchas de relleno mediante conectores adicionales a fin de que realmente 
sean parte integral del elemento conectado por corte. En tales conexio- 
nes, la resistencia al deslizamiento entre el relleno y cualquiera de las 
partes conectadas es comparable a la que habria entre ellas si no se nece— 
aitase ningun relleno. En la Figura C-16.2 se ilustra el uso de laa 
planchas de relleno . 



C-16.10 



REMACHES Y PERNOS COMBINADOS CON SOLDADURAS 



En obras nuevas no se recomienda compartir las tensiones entre 
remaches y pemos A307 colocados en un grupo unico de conectores, y tam- 
poco deberia suponerse que los pemos de alta resistencia utilizados en 
las conexiones de aplastamiento compartan las tensiones cortantes con sol- 
daduras. Sin embargo, debido a la rigidez de la conexion, los pernos de 
alta resistencia usados en las conexiones del tipo de friccion pueden di — 
mensionarse para trabajar conjuntamente con soldaduras al transmitir ten - 
siones a traves de las superficies en contacto , sierapre que las soldaduras 
se efectuen despues que los pernos han sido apretados. 

Al hacer alteraciones a estructuras existentes, se supone que 
ya se habran producido todos los deslizamientos que puedan presentarse en 
juntas remachadas a en conexiones de aplastamiento efectuadas con pemos 
de alta resistencia. For lo tanto, en tales casos se peraite el uso de 
soldaduras para resistir todas las tensiones previstas adicionalmente a 

las producidas por las cargas permanentes existentes en el momenta de efec_ 
tuar la alteracion. 



COVENINT.$ia C-109 




FIGURA C-16.T. OISPOSICION TH>ICA DE RIG 1UTZ AOORES T RANSVERSAL ES 



BB 



Wm l>6n« 



fc;*iiiga& i^Miiigi 



f ►"•■ 



-RELLENO CON EXTENSION 
MAS ALLA DEL EMPALME 



Pf 



"•"Zr.^d | £t 



s; 



V 



-RELLENO A RAS DEL 
EMPALME 



FIGURA C-16.2. ILUSTRACION DEL USODELAS P LAN CH AS DE RELLENO 



C-110 Normas de Acero 1982 



KEFEHENCIAS 



16.1 - Gibson, G.T. y Wake, B.T. "An Investigation of Welded Connections 
for Angle Tension Members". The Welding Journal, American Welding 
Society, Enero 1942. 

16.2 - Graham, J.D.; Sherboume, A.N.; Kaabbaz, R.N. y Jensen, C.D. 
"Welded Interior Beam-to-Column Connections". American Institute 
of Steel Construction, 1959. 












COVENIN1.618 C-lll 



CAPTTULO C-17 REMACHES Y PERNOS 

Este Capitulo 17 corresponde enteramente a la Seecion 1.16 
de las Notmas AISC 1975. En la Figura C-17.1 se muestran algunos as- 
peccos referentes a remaches y pernos . 

C-17. 3 GROSORES DE PRENSADO GRANDES 

Lob requisicos que estableeen una disminucion en las tensio- 
nes calculadas para remaches y pernos A307 que tengan un grosor de pren 
sado grande, incrementando arbitrariamente su numero en una cantidad pro- 
porcional al grosor de prensado, no se aplican para los pernos de alta 
resistencia. Los ensayos de la Ref. 17.1 han demostrado que la resisten- 
cia de agotamlento a fuerza cortante de los pernos de alta resistencia 
con un grosor de prensado de 8 o 9 veces su diametro , no es menor que 
la de los pernos similares con grosores de prensado mucho mas pequenos. 

C-17. 4 SEPARACIdN MINIMA 

Las recomendaciones para la distancia minima de separacion en 
tre remaches y pemos son dictadas unicamente por la necesidad de contar 
con el espacio libre requerido para la operacion del remachado o emperna- 
do durante su instalacion. 

REFEEENCIA 

17.1 - Bendigo, R.A. ; Hansen, R.M. y Rumpf, J.L. "Long Bolted Joints". 
Journal of the Structural Division, Vol. 89, N- ST6 , ASCE, 
Diciembre 1963, pags. 187 - 213. 



C-112 NormasdeAcero 1982 



p4 fe^Hil 




AREA 
' PROYECTADA 




TENSION DE 



- APLASTAMIENTO 



TENSION DE 
APLASTAMIENTO 



TENSION OORTANTE 



TENSION OE APLASTAMIENTO 
P 



TENSION OE APLASTAMIEN 



a) MECANISMO OE TRANSFERENCE DE FUERZAS EN UNA 
CONEXION DEL TITO DE APLASTAMIENTO 



P ^ ">«i 







FUERZA 
OE FRCCION 



RJERZA OE TRACCION 

T 



PRESION DE APRIETE 
T6W °' W MH™ ACC,0N ****** ***** 




/S 



b) MECANISMO DE TRANSFERENCE DE FUERZAS EN UNA 

CONEXION DEL T1PO DE FRICCION 

FI6URA C-17. 1. ASPECTOS REFERENTES A LAS CONEXIONES CON 

REMACHES Y PERNOS 






COVENIN 1.611 C-113 



CAPTTULO C-18 SOLDADURAS 

Este Capitulo 18 corresponde enteraraente a la Seccion 1.17 
de las Normas AISC 1975. Como una inforaacion complementaria se inclu- 
yen las Figuras C-18.1 y C-18. 2 mostrando algunos detalles referentes 
a soldaduras. 

C-18.1 REQUISITOS PARA LOS SOLDADORES 

Estas especificacioties aceptan sin ningun requerimienco adi- 
cional las pruebas de capacitacion que se prescriben en la Norma COVENIN 
504 "Calificacion de Procedimientos de Soldaduras y Soldadores" vigen- 
te. 

C-18. 2 REQUISITOS PARA LOS DETALLES DE UNIONES Y 
SOLDADURAS 

Estas Normas aceptan sin ningun requerimiento adicional los 
numerosos detalles de uniones y soldaduras ejecutados de acuerdo a las e§_ 
pecificaciones de la Norma AWS Dl.l-Rev 1-73 "Structural Welding Code" 
(Codigo para Soldaduras Estructurales) de la "American Welding. Society" . 
Se pueden utilizar otros procedimientos de soldadura, siempre que sean 
aprobados por el Ingeniero Inspector y sean ejecutados de acuerdo con los 
requisites de la norma mencionada. Se recomiendan las Refs. 18.1 y 18.2 
como dos textos fundamentales sobre las estructuras soldadas de acero. 
Ademas, en la extensa bibliografia del Capitulo C-l de estas Normas se 
puede encontrar abundante inforcnaeion acerca de todos los aspectos de las 
soldaduras. 



REFERENCIAS 
1 

18.1 - Blodgett, Omer W. "Design of Welded Structures". The James F. 

Lincoln Arc Welding Foundation, Cleveland, Ohio, 1966, 826 pags. 

18.2 - The Lincoln Electric Company. "The Procedure Handbook of Arc 
Welding", 12a ed., Cleveland, Ohio, 1973, 700 pags. 



C - 1 14 Normas de Acero 1962 



P » " A t£6mm r 0=t 




2mm. 
D 



nu t > 6 mm , D = t - Z mm 



a) TAMANOS MAXIMOS EFECTIVOS 






£$ 



L > 5 t„„ 
L >Z5mm 






b) UKIIONES SOLAPADAS 



BURI PLANA 
t TRtCCIOH 



■^-t 



L>40 






^t 



Ljih 1 1 1 bi i : j 



L > b , b < ZO cm 






C) LONGITUO OE LAS SOLDAQURAS DE FILETE 



hH- fH- r^ 

P* t ^CTW 1 - — rvm[ ^ ~ 



LS 4D 
L> 4crn 



h;,i i i« i * "" " mii i iu i ii ii -" ' '"^ 



d) SQLDAOURAS INTERMITENTES DE FILETE 






s) REMATES, DE LAS SOLDAOJRAS OE FiLETE 
F1GURA C- 18.1 . R EQUISlTOS PARA SOLDAOURAS DE FILETE 






COVENIN 1.618 C-115 




d > t ■+■ 8 mm 
d < 2,25 
$ > 4d 



a) SOLOADURAS OE TAPON 



I mm "d) ~ rsa -pj~ r.-.l 1 ft 



5 





J L 1 


t- | 








b 


I • 4 


V_ , ■ .,i,m.y r 
1" 


a 


i s — 


b 


r i 







L S IOC S> 2L 
a >4b r2 1 
bit +8 mm. 
b £ 2.25 



:== r 



PARA \ < 16 mm 
PAR A I > 16 mm 



D = t 

> t/2 > 16 mm 



b ) SOL DAOURAS DE CANAL 



FIGURA C-18.2. REQUISITOS PARA SOLDAOURAS QE TAPON CANAL 



C-116 Normas de Aeero 1982 



CAPTTULO C-19 MIEMBROS C0MPUEST0S 

Este Capitulo 19 corresponds enteramente a la Seccion 1.18 
de las Normas AISC 1975. Se introduce la definicion de miembros compue3_ 
tos, de los cuales se exceptuan aqui las vigas armadas deflnidas y trata- 
daa en el Capitulo 12. Las Figuras C-19.1 y C-19. 2 ayudan a una ma- 
jor comprension de los requerimientos de este Capitulo. 

Los requisites references al detallado de los miembros com- 
puestos que no pueden establecerse en funcion de las tensiones calculadas 
se fundamantan en el criterio formado por la experiencia. 

La separation longitudinal de los conectores que unen los com 
ponentes de miembros compuestos comprimidos, tiene que estar limit ada de 
tal manera que el pandeo de los segmentos ubicados entre conectores adya- 
centes no ocurra bajo una carga menorque la requerida para que elmiembro en 
coujunto alcance su resistencia de agotamiento. Sin embargo, a fin de 
asegurar un estrecho ajuste en toda la superficie de union de los compo - 
nentes disenados para estar en contacto entre si , puede necesitarse una 
separacion m?-K 1 " 1 " a entre conectores menor que la requerida para evitar el 
pandeo local. Otras disposieiones basadas en esta ultima consideracion, 
como las que dan la separacion maxima de conectores intermitentes necesa- 
rios para unir los componentes separados de miembros compuestos tracciona_ 
doa, son de poca significacion estructural. Por lo tanto se permite cier_ 
ta libertad al aplicar estos requisitos a las dimensiones dadas de un 

miembro en particular. 

Las especificaciones que controlan el dimensionamiento de 

planchas de cubierta perforadas estan basadas en las extensas investiga - 
ciones experimentales de la Kef. 19.1. 

REFERENCIA 

19.1 - Stang, A..H. y Jaffe, B.S. "Perforated Cover Plates for Steel 
Columns". Research Paper RP1861, National Bureau of Standards, 
1948. 



COVENIN 1,618 C-H7 




d < 30 cm. 



StPJAADOREJ DI3T»KCI*D03 

A INTERV»L05 NO M»Y0«» 

DC ISO em 



a > 30 cm 



l) CASO DONDE NO SE TRANSMITEN DISTRIBUYEN CARGAS 
CONCENTRADAS ENTRE LOS PERFILES COMPONENTES. 



OltFRAOmiS UN100S COB CCBECTOBES V 
SOL0*DUR»»,l>iaT»«tlAOOS * INTEBVALOS 
NO M»TO»t! OE 190 C" 




b) CASO DONDE SE TRANSMITEN OISTRLBUYEN CARGAS 
CONCENTRAOAS ENTRE LOS PERFILES COMPONENTES. 



F1GURA C-19.1. MIEMBROS COMPUESTOS SOMETIDOS A FLEXION FORMADOS 
POR VIGAS Y RET1CUL0S EN CAJON ABIERTO 



C-118 Normas de Acero 1982 



S<4d S 



o o 

o o 

o o 

o o 



^■5H» 



a 



-!— 1 



PERNOS REMACHES DE DI4METR0d 





a) EXTREMOS OE MIEMBROS COMPRIMIDOS APOYADOS EN PLANCHAS 
DE REPART1CION 



O O 



o 



o o 



, TOSOt «... 
S < — £30 cm 



\ft^~ 



l=*= 



-d=E 



F^ 




s 

* — 1 ' — 

s 
s 

i I 



b) CONECTORES INTER.MEDIOS S L D A D U R A S I N T E R Ml T EN T E S COLOCADOS 

EN UNA MIS MA LINEA 



FIGURA C-19.2 MIEMBROS COMPUESTOS SOMETlOOS A C0MPRES10N 



I 




COVENIN 1.618 C-119 



s <iioot_ £45em 



I — i — 



'+ 



■EE 



pi^ 



m 




K m ii,:\i,£A;:ti&%:j 4 



C) CONECTORES INTERMEDIOS SOLDADURAS INTERMITENTES 
COLOCAOOS EN TRES80L1LL0 




S < 60 cm 



I 



m 



S < L 

r r 



48* 



-= RELACION OE E38ELTEZ 
ENTRE CONEGTORES PAPA 
CADA PERFIL FOR 3EPARA00 



~i RELACION DE ESaELTEZ 
r PARA EL MIEMBRO COM- 
PUESTO EN3U T0TAL>0AO 



e)PERFILES LAMINADOS SEPARADOS ENTRE SI 
MEDIANTE PLANCHAS DE RELLENO INTERMITENTES 



dlPERFILES LAMINADOS CONECTADOS 
ENTRE SI CON SOLDADURAS INTERMITENTES. 



F1GURA C-19.2. MIEMBROS COMPUESTOS SOMETIDOS A COMPRESION (CONTINUACION) 



C-120 Normas de Acero 1982 



l"HeS< LLl! 

INTERMEDIAL 



PRES!LL»3 
EXTftEHA* 




TRE3 C0NECTORC3 DE 
OlAMETdO <L COMO 
HINIMO 



f ) REQUISITOS PARA EL USO D£ PRESILLAS 
FIGURA C-19.2. MIEMBROS COMPUESTOS SOMETIOOS A COMPRESION (CONTINUAUON) 






COVENIN 1.61ft C-121 



L= LONOITUD HEAL NO ARRI03TRAOA 
DEL MIEMBRO COMPIETO 

RO DE LA JECCIOK TOTAL 



If .RADIO OE 01 RO DE UN re«fIL IHOIVIDUAL MR 3EMRAD0 




_REJILLAS 
CONECTADAS 
EN LA 
INTER SECCIOR 



iL. < ,40 L„ =L, a>60« b-S Z00 1 L,,=0.70L, 0-245° 

-— S 140 ?„'*-,. h sISTEMAs'dEREJILLA OOBLE 

SISTEMAS DE REJILL.A SENC1LLA 

g) REQUISITOS PARA EL USO DE REJILLAS 
RM , C-19.2.MIEMBR0S COMPUESTOS SOMETiDOS A COMPHES.ON (CONTINUACON) 



C-122 Normas de Acero 1982 




r7\ 



j_L_i— y— ^- 



'"v7j^A r-* 



•Vg77?K _ .^f 7 ?^ 



1 5 1" 



< 2 660 t 

b — 



^ 



L < 2D 
a > b 

r > 4 cm 



h ) REQUISITQS PARA EL USO DE PLANCHAS OE CUBIERTA 
PERFORADAS 



FIGURA C-19.Z. MIEMBROS COMPUESTOS SOMETIOOS A COMPRESION (CONTINUACION) 






COVENIN 1.618 C-123 

CAPITULO 0-20 BASES DE LAS COLUMNAS 

El Capitulo 20 corresponde couplet amente a las Secciones 
1.21 y 1.22 de las Norraas AISC 1975. 

En las Secciones C-7.5.1 y C-7.11.3 de las nomas 
COVEKfH-KLNDUR 1755 "Codigo de Practicas Normalizadas para la Fabrica- 
cion y Construccion de Estructuras de Acero" se encuentran recom£ndacio_ 
Qes utiles para la instalacion de los pernos de anclaje asx cono para 
las tolerancias en el aplomado. 



C-124 NormasdeAoert) 1981 



CAPTTULO C-21 FABRICACION 

Este Capitulo 21 corresponds enteramente a la Seccion 1.23 
dfi las Normas AISC 19 75, y se complements con las practices nomalizadas 
de la Ref. 21.1. On resumen de las actividades de la fabricacion se encuen 
tra en la Eeferencia 21.2. 

C-21.1 CONTRAFLECHAS, CDRVATURAS Y ENDEREZAMIENTOS 

En los miembros de acero A514 se permite la aplicacion de 
calor para el enderezamiento o la ob tendon de contraf lechas , tal corao se 
hace con los otros aceros. Sin embargo, la temperatura maxima permitida 
para el enderezamiento del acero A514 es de 600°C, mientras que para 
los otros aceros es de 650°C. 

C-21. 5 MONTAJE DE LAS CONSTRUCCIONES REMACHADAS UNIDAS 

CON PERNOS DE ALTA RESISTENCIA 

Se requiere que los pernos de alta resistencia sean apretados 
a su carga de prueba en el caso de los pemos A325, y a 0.7 veces su 
resistencia a la traccion en el caso de los pernos A490, aun. cuando se 
utilicen en conexiones para corte del tipo de aplastamiento . El apriete 
puede lograrse por el metodo de "rotacion de la tuerca", Ref. 21.3 o 
mediante Haves calibradas. Puesto que el utilizar pernos de alta resis- 
tencia en vez de pernos A307 implica en general un numero menor de co - 
nectores y partes conectadas mas rfgidas, la fuerza de apriete mas grande 
se recomienda para asegurar un asentamiento firme entre las partes conec- 
tadas . 

C-21. 6 CONSTRUCCI0N SOLDADA 

La variada calidad de aceros que se permite en estas Nomas 
ha creado la necesidad de un control mas preciso en las temperaturas de 
precalentamiento y entrepasadas cuando se suelda. Las reglas dadas re- 
flejan las practicas actuales indicadas en las especificaciones de la 

"American Welding Society". 






COVENIN 1.618 C-125 



HEFEHENCIAS 

21.1 - Collision Venezolana de Normas Industriales - Ministerio del Desarro- 
llo Urbano. "Codigo de Fracticas Normalizadas para la Fabricacion y 
Construction de Estrueturas de Acero". COVENOJ-MINDUTt 1755, 1982, 99 
pags. Vfiase los Capitulos 6 y C-6. 

21.2 - "The Art of the Fabricator". Building with Steel. Vol. 8, N° 1, 
Constrado, Croydon. 1980. 

21.3 - Research Council on Riveted and Bolted Structural Joints. 
"Structural Joints Using ASTM A325 or A490 Bolts". AISC, 1974, 
20 pags. 






C-126 Normas de Acero 1982 



CAPITULO C-22 PINTURA EN EL TALLER 

Este Capitulo 22 corresponde totalmente a la Seccion 1.24 
de las Normas AISC 197S. 

La pintura en el taller del acero estructural no embutido 
dentro del concreto no es obligatoria. Las partes de acero que quedaran 
cubiertas por los acabados de la edificacion se pintaran en el taller so_ 
lamente si asi se requiere en los pianos y en las especif icaciones de la 
obra. Las condiciones de la superficie de elementos de acero estructu- 
ral descubiertos al demoler edificaciones con muchos aiios de construi - 
das, se han encontrado inalteradas desde el momento de su construccion, 
excepto en sitios aislados donde pueden haber ocurrido f iltraciones . 
Donde no se eliminaron las filtraciones, la presencia o la ausencia de 
una capa de pintura dada en el taller tuvo poca influencia, vease la 

Bef. 22.1. 

Estas Normas no definen el tipo de pintura a utilizarse cuan_ 
do se requiere una capa en el taller. Las condiciones de exposicion y 
las preferencias individuales en relacion al acabado de la pintura son 
los factores que tienen importancia en la seleccion de la imprimacion 
apropiada, por lo que no bastarxa una reglamentacion unica. Vease la 
Ref. 22.2, tratado muy amplio sobre este tenia, 

REFEBENCIAS 

22.1 - Bigos, J.; Smith, G.W.; Ball, E.F. y Foehl, P.J. "Shop Paint and 
Painting Practice". Proceedings AISC National Engineering 
Conference, L954. 

22.2 - Steel Structures Painting Council. "Steel Structures Painting 
Manual. Vol. 2. Systems and Specifications". SSPC, Pittsburgh, 
1973, 351 pags. 



COVENIN 1.618 C-127 



CAPTTULO C-23 CONSTRUCCION 

El Capitulo 23 corresponde cotnp let amen te a la Seccion 1,25 
de las Normas A1SC 19 75, y contiene dnicamente priticipios generales. 

Muchas de las numerosas preeaucioaes, detalles y recomendaciones 
a cumplir metodicamente para lograr el raontaje y construccion idoneos de las 
estructuras de acero se hallan en los extensos Capitulos 7 y C— 7 de las 
normas CQVENEJ-MINDUR 1755, "Codigo de Practicas Normalizadas para la Fabri 
cacion y Construccion de Estructuras de Acero", vigentes, 

Cabe seaalar que esos dos capitulos, versiones elaboradas de los 
originales del Codigo de Practicas AISC 1976, constituyen practicamente la 
unica literatura especializada disponible actualmente. En efecto, solo se 
ha podido encontrar un texto dedicado a la construccion de estructuras de 
acero, el de Rapp, Ref. 23.1, el cual describe tambiea'las gruas y las herra 
mientas necesarias. Ante esta desventaja y re to que enfrenta el ingeniero 
hispanoanericano , junto a nuestra falta de experiencia en las complejas y 
precisas construcciones metalicas, se recomienda la lectura detenida y cons- 
tants de las revistas periodicas, por su gran variedad de casos y soluciones 
practicas planteadas, Refs. 1.101 a 1.107. Sobre la normativa es util 
la Ref, 23.2, pues recopila todas las normas venezolanas para la industria 
de la construccion y las relaciona reciprocamente con las ASTM. 



REFERENCIAS 

23.1 - Rapp, William G. "Construction of Structural Steel Building Frames", 
2a ed. , J. Wiley, 1980, 400 pags. 

23.2 - Marin, J.; Carvajal, 0.; Garwacki, A. "Normas Venezolanas para la 
Industria de la Construccion y sus Referencias Reciprocas". Boletin 
Tecnico del IMME N° 65, Facultad de Ingenieria, Dniversidad Central 
de Venezuela, julio-diciembre 1979, pags. 57 - 97, 



C-128 Nomas de Acero 1982 



CAPITULO C-24 CONTROL DE CALIDAD 

Este Capitulo 24 correspon.de esencialmente a la Seccion 1.26 
de las Normas AISC 1975, y se complementa con los requisitos conteixidos 
en el Capitulo 8 de las normas COVENIN-MDiDUR 1755 , "Codigo de Practicas 
" Normalizadas para la Fabrication y Construction de Estructuras de Acero". 

El acero que requiera tener una tension cedente por encima de 
2500 kgf/cm 2 debe estar marcado en todo moroento, tanto en la planta de la- 
minacion como en el taller del fabricante, de manera que se pueda identifi- 
car la especificacion y el grado ASTM a los cuales se ajusta. 









COVENIN 1.618 C-129 



PARTE 3 OISEnO PLASTICO 

CAPTTULO C-25 REQUISITOS PARA EL DISEnO PLASTICO 

Este Capitulo 25 forma la Parte 3 de estas Normas y compren_ 
da los aspectos referentes al Diseiio Plastico. En el se nan agrupado las 
S*cciones 2.1 a 2.10 de la Parte 2 de las Normas AISC 1975, a las 
cuales corresponde completamente . 

C-25.1 VALIDEZ Y ALCANCE 

La resistencia de agotamiento de un raiembro compacto sometido 
a flexion es mayor que su resistencia en la cedencia inicial, y este excesa 
se mide por el factor de forma £ de su seccioo transversal. Un miembro 
no compacto, que cumple los requisitos del Capitulo 11 pero no los del 

Articulo 2.7, debido al pandeo, usualmente tiene poca reserva de resisten_ 
cia mas alia de la tension cedente especificada. Por lo tanto, para tales 
miembros puede decirse que el- factor de forma efectivo es 1.0. 

La mayor resistencia a flexion de las secciones compactas se 

reconoce en la Parte 2 de estas Normas incrementando a 0.66 F la ten- 
sion admisible a flexion. Siguiendo el mismo razonamiento , el factor de 
carga logico para vigas diseiiadas plasticameute esta dado por la expresion : 

F 



5* s 



0.66 F 

y 



Para los perfiles compactos contemplados en las tablas de la Ref. 25.1, el 
valor de t varia entre 1.10 y 1.23, con una distribucion estadistica 
que tiene una moda de 1.12. Por lo tanto, el factor de mayoracion corres- 
pondiente debe variar entre 1.67 y 1.86, con una moda de 1.70. Este 
factor es consistente y corresponde mejor con el factor de seguridad inhe - 
rente a las tensiones admisibles para los miembros traccionados y las vigas 
armadas de gran altura. El factor de mayoracion de cargas especificado de 



1 

C-130 Normas de Acero 1982 

1.7 es comparable al factor de seguridad basico de 1.67 implicit© en el 
diseiio mediante tensiones admisibles . Laa investigaciones expuestas en la 
Eef. 25.2 nan permitido una mejor eomprension del agotamiento resistente 
de las columnas f uertemente cargadas y sometidas simultaneamente a momen - 
tos flectores, justificlndose el uso del mismo factor de mayoracion que 
para los ffiiembros sometidos a flexion unicamente . 

En correspondencia con el incremento del 33 por ciento permx 
tido en el Articulo 7.6 para laa tensiones admisibles cuando 3on debidas 
a cargas de viento o siamo, actuando solas o en combinacion con la3 cargas 
permanentes y variables de disefio , el factor de taayoracion en estos casos 
es de 1.3. 

Fundamentandose en una serie de investigaciones aun en progre- 
so en la Universidad de Lehigh sobre edificaciones de varios pisos, Hefs. 
25.3 y 25.4, la aplicacion de los requisitos de estas Normas permite el di_ 
seno corapleto de porticos rigidos pianos, arriostrados o no, para edifi - 
cios de gran altura. Se nan desarrollado procedimientos sistematicoa para 
el uso del disefio plastico en el dimensionamiento de los miembros de estos 
porticos, vease las Refs. 25.5 y 25.9. 

C-25.3 CRITERIOS PARA DETERMINAR LA RESISTENCIA DE 

AGOTAMIENTO 

Mientras que en los edificios de altura moderada la resisten - 
cia al viento o sismo puede proveerse mediante muros estructurales de con- 
crete o mamposteria, los cuales tambien contribuyen a la estabilidad de la 
estructura en conjunto ante las cargas gravitacionales permanentes y varia_ 
bles mayoradas, en los edificios mas altos esta resistencia debe suminis - 
trarse solamente con la estructura de acero, pudiendose lograr de dos mane_ 
ras: utilizando un sistema de arriostramientos a dotando al edificio de 
porticos rigidos resistentes a momentos. 

En las estructuraciones resistentes a momentos y disenadas de 
acuerdo a los requisitos establecidos en la Parte 2 de estas Nomas, la 



COVENIN 1.618 C-131 



resistencia necesaria ante cargas laterales es proporcionada por la capa- 
cidad resistente a flexion de las vigas y columaas conectadas rigidamente 
entre si. La distribucion de los mementos flectores se basa en la hipote_ 
sis de un comportamiento estructural totalmente elastico, y la resisten - 
cia de las columnas se calcula con una longitud efectiva no arriostrada 
que es gene raiment e mayor que la longitud no arriostrada real. 

C-25.3.1 ESTABILIDAD DE LOS P6HIIC0S ABRIOSTRADOS 

Se establece la limitacion de 0.85 P para la fuerza axial 
como una manera sencilla de compensar los posibles efectos desfavorables 
siguientes, vease el Capxtulo 10 de la Kef. 25.6: 

a) Perdida de rigidez debido a las tensiones residuales. 

b) Efecto de los motMntos secundarios Pi sobre el aistema 
de arriostramiento vertical. 



c) Efecto del pandeo lateral -torsional. 



C-25.4 COLUMNAS 

Las Formulas (25-2) y (25-3) son similares a las Formulas 
(8-la) y (8-lb) de la Parte 2 de estas Nomas, salvo que se han ex- 
presado en funcion de las cargas y los momentos mayorados en lugar de las 
tensiones admisibles bajo las cargas de servicio, vease la Seccion 4.3 
de la Kef. 25.3. Como en el caso de las Formulas (8-la) y (8-lb), la 
carga eritica P se calcula tomando como base la mayor de las ralacio- 
nes de esbeltez para cualquier longitud no arriostrada dada, vease la Sec_ 
cion 4.4 de la Ref. 25.3. 

Se considera que una columna esta completamente arriostrada 
si la relacion de esbeltez L/r entre las seeeiones arriostradas es me- 
nor o igual que la especificada en el Articulo 25.9. En el Articulo 
25.9 del Apendice A se dan los valores limites de L/r para los cua- 
tro valores mas tipicos de la tension cedente, en funcion de la relacion 
entre los momentos extremos. 



C-132 Normas de Aosro 198? 



Cuando la relacion L/r de un miembro flectado alrededor de 

y 

su eje de mayor inercia excede el limite especificado en el Articulo 25.9, 
su capacidad de rotacion puede deteriorarse par la influeticia combinada de 
las deformaciones laterales y torsionales, hasta tal punto que no se puede 
contar con la formacion de rotulas plisticas dentro del miembro . Sin em- 
bargo, si el valor calculado del momento may i mo aplicado M es suficiente_ 
mente pequeno para que se cumplan las limit a clones establecidas por las 
Formulas (25-2) y (25-3) , el miembro tendra resisteneia suficiente pa- 
ra trabajar en una junta donde la accion requerida de rotula plastica la 
da otro miembro que incide en la junta. La capacidad resistente a flexion 
se reduce introduciendo en la Formula (25-2) el valor de M calculado 

B 

con la Formula (25-4) . 

La Formula (25-4) , que se desarrollo empiricamente basandose 
en la observacion de ensayos, suministra un valor aproximado del momento 
critico de psndeo lateral, en ausencia de carga axial, para el caso donde 
M./1L ■ - l;0. Para otros valores de la relacion M. /M_ , se provee el 
ajuste conveniente utilizando el valor apropiado de o definido en el 
Articulo 8.1. Esta formula ha de ser utilizada solamente en combinacion 
con la Formula (25-2) . 

Se supone que las estructuras espaciales que contienen porti — 
cos rigidos pianos disenados plasticamente est an soportadas lateralmente 
contra los desplazamientos horizontales perpendiculares a estos porticos. 
Dependiendo de otras condiciones de restriccion, en la Tabla C-25.1 se 

indican los criterios para deterninar los valores adecuados de P , P 
y M en columnas disefiadas plasticamente, orientadas para resistir la 
flexion alrededor de su eje de mayor inercia. En cada caso L es la dis- 
tancia entre secciones de soporte lateral correspondiente a r or, 
segun sea aplicable. Los valores de k se controlan mediante las disposi^ 
clones del Articulo 10.3. 



COVENIN 1.618- C-133 






TABLA 



C-25.1 Criterios para Evaluar P , P y M 

cr e ' m 





Porticos pianos 
arriostrados 


Porticos pianos no arriostrados 
de uno y dos pisos 


p 
cr 


Usar la relacion mayor, 
L/r o L/r 

y * 


Usar la relacion mayor 1 

L/r o kL/r 
y x 


P 
e 


Usar L/r 

X 


1 
Usar kL/r 


M 

m 


Usar L/r 

y 


Usar L/r 

y 



Se supone que las almas de las columnas estan contenidas en el 
piano del portico. 



C-25.5 



FUERZAS CORTANTES 



Utilizando el criterio de Von Mises, la tension promedio a la 
cual un alma no reforzada cederia totalmente en corte puro puede ser expre- 
sada como F //3 . Se ha observado que la resistencia de agotamiento a 

flexion de una viga de seccion I no se reduce apreciablamente hasta que 
ocurre la cedencia en corte en toda la altura efectiva, vease el Articulo 
6.1 de la Ref. 25.6. Esta altura puede tomarse como la distancia entre los 
baricentros de sus alas, la cual es aproximadamente 0.95 veces la altura 
real, Por lo tanto, la fuerza cortante de agotamiento que puede resistir 
el alma esta dada por: 



V 



F 
2 — t 0.95 d 

rr w 



0.55 F t 
y w 









C-134 NormasdeAcero 1982 



Las tensiones cortantes son generalmente elevadas dentro de los 
contomos de una conexion rigida de dos o mas miembros cuyas almas esten 
contenidas en un mismo piano. Suponiendo por simplicidad que el momento M, 
indicado en la Figura G-25.1, ha de ser resistido por un par de fuerzas 
coticentradas en los baricentros de las alas de la viga, la fuerza cortante 
generada en el alma de la conexion viga-columna puede calcularse mediante: 

M 



0.95 



d b 



Cuando el alsaa cede en corte debe cumplirse que: 

V = V 0.55 F t d 

u y w C 

Ccrabinando las expresiones anteriores resulta: 

M 



0.55 F t d 



y w c 0.95 



% 



Por lo tanto, el espesor requerido para el alma sera: 
1.9 M 



t > 
w - 



V F 



3C y 

en donde A, es el area del panel de alma definida por el producto 
i d . SI el espesor t de este panel es menor que el dado por la formu- 

D C w 

la anterior, la deficiencia puede corapensarse con un par de rigidizadores 
diagonales o bien mediante una plancha de refuerzo en contacto con el alma, 
soldada en todo su contorno a las alas de la columna y a los rigidizadores 
horizon tales. 

C-25.6 APLASTAMIENTO LOCAL DEL ALMA 

Cuando se conectan rigidamente las alas de una viga a las de 
una columna situada de tal manera que sus almas esten en un mismo piano , 
suelen necesitarse rigidizadores alineados con las alas de la viga, como 



COVENIN1618 C-135 



se indica en la Figura C-25.1, a fin de evitar ai aplastamiento local del 
alma de la columna f rente al ala comprimida de la viga. Tambien puede nece_ 
sitarse un rigidizador alineado con el ala traccionada de la viga para pro- 
teger la soldadura que une las dos alas, pues de lo contrario la tension en 
la soldadura puede set demasiado grande en la region del alma de la viga, 
debido a falta de rigidez a flexion en el ala de la columna. Puesto que el 
diseno de los rigidizadores se basa en igualar la capacidad de agotamiento 
resistente a la flexion del miambro soportante con el momento plastico apli_ 
cado por el miembro soportado, las Formulas (16-1), (16-2), (16-3) y 

(16-4) son aplicables tanto en el diseno por tensiones admisibles como en 
el diseno plastico. 

Cuando se requieren rigidizadores, puede ser ventajoso colocar 
planchas verticales paralelas al alma y separadas de- esta como una altema- 
tiva a la solucion usual de colocar un par de rigidizadores horizontales, 
tal como se indica en la Figura C-25 .2 . 

C-25.7 MAXIMAS RELACIONES ANCHO/ESPESOR 

Para extender los requisites del diseno plastico a los aceros 

con una tension cedente mayor de 2500 kgf/cm 2 se han necesitado extensas 

inves tigaciones para definir limites a las relaciones ancho/espesor de las 

alas y del alma, por debajo de los cuales se pueden obtener amplias rotacio 

nes de las articulaciones plasticas sin reduccion del valor de M por 

u 

efectos del pandeo local, vease el Articulo 6.2 de la Ref. 25.6. Estos 

estudios han demostrado que la relacion ancho/espesor limite no es exacta - 
mente proporcional al factor l//F~ , aunque la discrepancia no es grande 
cuando se aplica ese factor dentro del intervalo de tensiones cedentes per- 
mitidas en estas Normas. Las expresiones que incluyen otros factores perti_ 
nentes al problema son complejas e implican el uso de propiedades meclnicas 
que aun no han sido definidas claramente. En el Articulo 25.7 se tabulan 
los valores limites de las relaciones ancho/espesor de las alas para los 
grados de acero aprobados en estas especificaciones. 



C-136 Normas de Acero 1982 



PANEL OE ALMA- 




FIGURA C-Z5.1. DELIMlTACiON DEL PANEL flE ALMA EN UNA CONEXiON RIGID* CUYAS ALMAS 
ESTAN CONTENIDAS EN UN MISMO PLANO 



yw..'., v„v 



& 



,:.v^,'.\^ '' 



■jfc.w.',- gSS 



-KLGIOIZAOOR VERTICAL 



FIGURA C-25.2. UTILIZACION OE PLANCHAS VERTICALES COMO RIGIDIZAOORES 



COVENIN 1,618 C-137 



Las Formulas (25-6a) y (25-6b) establecen los valores limi 
tea de las relaciones ancho/espesor de las almas. La Formula (25-6a) es 
identica a la (7-4a) de la Parte 2 de estas Normas, excepto que se ex 
presa en funcion de las cargas mayoradas en vez de las tensiones admisi - 
bles correspondientes a las cargas de servicio. 

C-25.8 CONEXIONES 

Las conexiones localizadas fuera de las regiones donde se for- 
marian rotulas plasticas bajo las cargas de agotamiento, pueden tratarse 
de la misma manera que las conexiones similares en estructuras disenadas 
de acuerdo con los requisitos de la Parte 2 de estas Normas. Puesto que 
las fuerzas y mementos que se nan de resistir seran los correspondientes a 
las cargas mayoradas, las tensiones admisibles utilizadas para dimensionar 
partes de las conexiones pueden tomarse como 1.7 veces las dadas en los 
Capitulos 7 y 8. 

El mismo procedimiento anterior es valido para dimensionar 
conexiones localizadas en las zonas en que se formaran rotulas plasticas. Las 
conexiones requeridas para resistir fuerzas y mementos debidos a la combi- 
nacion de las cargas permanentes y variables con viento o sismo, mayorada 
por 1.3, y dimensionadas en base a las tensiones limites iguales a 1.7 
veces las dadas en los Capitulos 7 y 8, equiparan la resistencia de la 
estructura con la de sus conexiones, siempre que estas sean adecuadas para 
resistir las cargas permanentes y variables actuando solas y mayoradas por 
1.7. 

La relacion ancho/espesor y la longitud no arriostrada de to- 
das las partes de las conexiones que estarin sometidas a tensiones de com- 
presion en zonas de formacion de rotulas plasticas, tienen que cumplir los 
requisitos dados en la Parte 2 de estas Normas, y no pueden utilizarse 
bordes cizallados ni agujeros punzonados en las partes de la conexion som§_ 
tidas a traceion. 



C-138 MonrasdeAcero 1982 

Cuando una conexion acartelada se dimensiona elasticamente pa- 
ra los momentos actuantes dentro de su longitud, puede lograrse cierta eco 
noma si se analiza la estructura continua de la que forma parte como un 
mecaniswo que tiene una rotula plastica en el extreme angosto de la carte- 
la, en lugar de colocarla en la intersection de los miembros conectados, 
vease el Capitulo 8 de la Ref. 25.6. 

Los ensayos de la Sef. 25.7 nan demostrado que los empalmes 
efectuados con pemos de alta resistencia son capaces de desarrollar el mo. 
mento de agotamiento M de la seccion transversal total de la parte co- 
ne ctada. En la Ref. 25.8 tambien se ha demostrado que las conexiones vi- 
ga-columna que induyen el uso de elementos soldados a fijados mecanicamen 
te, en lugar de soldaduras de ranura de penetracion completa hechas en la 
seccion transversal total del miembro, no solo son capaces de desarrollar 
el momento M del miembro sino que, ademas, la rotacion resultante en la 
rotula plastica puede invertirse varias veces sin que se produzca la fa- 
11a. 

C-25.9 ARRIOSTRAMIENTOS LATERALES 

Las partes de los miembros que requeririan girar inelas ticamen 
te como rotulas plasticas al convertirse la estructura continua en un meca. 
nismo bajo la carga de agotamiento, necesitan mas arriostramiento que las 
partes similares de las estructuras continuas proyectadas de acuerdo con 
el disefio elastico. Dichas partes no solo tienen que alcanzar la tension 
cedente para un factor de mayoracion de 1.7, sino tambien deben deformar 
se inelasticamente para proveer el giro necesario de la rotula. Esto no 
es cierto en la ultima rotula que se forma, ya que se supone que se ha al- 
caazado la carga mayorada cuando esta rotula comienza a girar. Cuando 

la flexion ocurre alrededor del eje de mayor inercia, todo miembro de sec- 
cion en forma de I tiende a pandearse fuera del piano de flexion, por lo 
que se necesita un arriostramiento lateral. La misma tendencia se presen 
ta en los miembros altamente solicitados de las estructuras disefiadas elas_ 
ticamente y en las partes alejadas de las rotulas de estructuras disefiadas 



COVENIN 1.618 C-139 



plasticamente, pero en estos casos el problems es menos grave ya que no se 
presentan rotacior.es plasticas. 

Las Formulas (25-7a) y (25-7b) son expresiones empiricas 
que se ajustan aproximadamente a los reaultados de las investigaciones , 
vease el Artxculo 6.3 de la Ref. 25.6. 



REFERENCIAS 

25.1 - American Institute of Steel Construction. "Manual of Steel 
Construction". 7a. ed. , AISC, New York, 1973. 

25.2 - VanKuren, S.C. y Galambos, T.V. "Beam Column Experiments". 
Journal of the Structural Division, Vol. 90, N- ST2, ASCE, Abril 
1964, pags. 223 - 256. 

25.3 - Driscoll, G,C. et al. "Plastic Design of Multi-Story Frames - 
Lecture Notes". Fritz Engineering Laboratory Report N- 273.20, 
Lehigh University, Bethlehem, 1965. 

25.4 - Driscoll, G.C. "Lehigh Conference on Plastic Design of Multi-Story 
Frames - A Summary". Engineering Journal, Vol. 3, N* 2, AISC, Abril 
1966, pags. 57 - 66. 

25.5 - American Iron and Steel Institute. "Plastic Design of Braced 
Multistory Steel Frames". AISI, New York, 1968, 111 pags. 

25.6 - Joint Committee of the Welding Research Council and the American 
Society of Civil Engineers. "Plastic Design in Steel - A Guide and 
Commentary". 2a. ed. , Manuals and Reports on Engineering Practice 
N- 41, ASCE, 1971, 336 pags. 






C-140 Normas de Acero 1982 

25.7 - Douty, R.T. y McGuire, W. "High Strength Bolted Moment 
Connections". Journal of the Structural Division, Vol. 91, 
N- ST2, ASCE, Abril 1965, pSg3. 101 - 128. 

25.8 - Popov, E.P. y Pinkney, R.B. "Behavior of Steel Building 
Connections Subjected to Inelastic Strain Reversals". Bulletins 
N* 13 y 14, AISI, Noviembre 1968. 

25.9 - Lu, L'-W. "Design of Braced Multi-Story Frames by the Plastic 
Method". Engineering Journal, Vol. 4, N* 1, AISC, Enero 1967, 
pags . 1 - 9 . 



COVENIN 1.618 C-Hl 



APENDICES 

El Apendice A corresponde esencialmente al Apendice A de 
las Normas AISC 1975 , encontrandose tabaladas las tensiones admisibles 
y los valares limites pertinentes a las calidades de acero F iguales a 
2500, 3000, 3500 y 4200 kgf/cm 2 , usuales en el pais. 

El Apendice B corresponde enteramente a su sinonimo en las 
Nomas AISC 1975, dedicado a la fatiga. 

El Apendice C corresponde corapletamente al mismo de las Noj: 
mas AISC 1975, donde se detallan las disposiciones particulares a los 
tniembros esbeltos comprimidos. 

Estos tres apendices no tienen en estas Normas comentario, tal 
como en las AISC, siguiendo a continuacion el Apendice C-D como el 
Comentario al Apendice D del Articulado. 

El Apendice E de estas Normas, Nomenclatura y Def iniciones , 
no tiene correspondiente en las AISC, y est! compuesto por 108 defini - 
ciones basicas, acompanadas con las palabras inglesas equivalences. En su 
Comentario, Apendice C-E, la lista de las referencias consultadas forma 
una valiosa bibliografia especializada en el vocabulario internacional de 
las estructuras metalicas. 



C- 142 Normas de AcfirO 1962 



APENDICE C-D MIEMBROS DE ALTU'RA VARIABLE LINEALMENTE 

Este Apendice D corresponde enteramente al Apendice D de 
las Normas AISC 1975, el cual contpreade exclusivamente los aspectos del 
disefio de miembros de altura variable linealmente que son particulares a 
estos. Para otros criterios de diseSo no cubiertos especificamente en es_ 
te Apendice veaose las recomendaciones apropiadas de la Parte 2 de es- 
tas Normas. 

C-D2 TENSIQNES ADMISIBLES EN COMPRESIdN 

El criterio para formular la tension admisible en compresion 
F de las columnas de seccion variable linealmente, se fundament a en 

el concepto de que la tension critica para tales miembros comprimxdos 

axialmente es igual a la correspondiente para una columna prismatica de 
longitud diferente, pero cuya seccion transversal es igual a la del extre_ 
mo menor de la columna de seccion variable. Este planteamiento ha dado 
como resultado el uso de un factor de longitud efectiva equivalente k 
para los miembros de seccion variable linealmente sometidos a compresion 
axial, vease la Ref. D.l. Este factor, utilizado para determinar el va- 
lor de X en las Formulas (D2-1) y (D2-2) , puede ser calculado con 

Y , . , 

precision en los porticos rigidos rectangulares y simetricos, forraados 

por vigas prismaticas y columnas de seccion variable linealmente. Con al_ 
gunas modificaciones en las hipotesis, estos porticos pueden servir de mo_ 
delo matematico para determinar con suficiente axactitud la influencia de 
la rigidez de los miembros que restringen los extremes de una columna de 
seccion variable linealmente, es decir, E (I/L), . A partir de las Formu- 
las (D2-1) y (D2-2), la carga critica puede expresarse como: 

ir 2 E I 
P 



<\ D 2 



en donde I es el momento de inercia en el extreme menor de la columna. 
o 

El factor k puede obtenerse interpolando en el grafico apropiado de 



. COVENIN 1.618 C-143 



laa Figuras C-D.l a C-D.4, de acuerdo al valor del coeficiente de va. 
riacion de altura de la seccion y y a los factores correspondientes a 
las restricciones en los extremos <Jj_ y i|i_ . Para el calculo de estos 
factores, la columna de seccion variable linealmente se considera como un 
miembro prismatico de memento de inercia I , correspondiente al calcula 
do en el extreme menor, y de longitud L igual a au longitud real. Para 
calcular el factor modif icador de la columna en el extreme que se conside_ 
ra, la rigidez I /L asignada a la columna se divide entre la rigidez de 
los miembros que la restringen en ese extreme. En la Figura C-D.5 se 
senalan algunos casos tipicos. 

Debe notarse en los graficos mencionados que los valores de 
k representan los efectbs combinados de la variacion de la altura de 
la seccion transversal de la columna y de las restricciones en sus extre- 
mes. Para el caso en que y es igual a cero, k se coavierte en el fac_ 
tor de longitud efectiva k de las columnas prismaticas, pudiendo deter- 
minate con el nomograma de la Figura C-10.2. Cuando las vigas que res- 
tringen a la columna son tambien de altura variable linealmente, puede 
aplicarse el procedimiento utilizado en la Kef. D.l o k puede estimar_ 
se con los graficos comentados. 

C-D.3 TENSIONES ADMISIBLES EN FLEXION 

El tratamiento de las tensiones admisibles en flexion para 

vigas de altura variable linealmente concuerda estrechamente con el de 

las vigas prismaticas. El concepto basico consiste en reemplazar una vi- 

ga de altura variable linealmente por una viga prismatica equivalente de 

longitud diferente, pero con una seccion transversal igual a la del extre_ 

mo menor de aquella, vease la Kef. D.l. Este concepto ha llevado al uso 

de los factores raodificadores de longitud <f> 7 <t> . incluidos en las 

Formulas (D3-1) y (D3-2) . Estas formulas estan basadas en la resisten_ 

cia total al pandeo lateral, utilizando tanto la resisteocia a la torsion 

de Saint-Venant como la de alabeo. El factor a modif ica la tension 

admisible basica F, para tomar en cuenta el gradiente de momentos y 

by 



C-144 Normas de Acero 1982 



la restriccion lateral qua e jercen los segmentos adyaceotes . En los miem- 
bros que son continues mas alia de los soportes laterales se aplican uaual_ 
mente las categorias a, b y c del Articulo D3 para determinar o . 
Sin embargo , debe notarse que estas son validas solamente cuando la fuerza 
axial ea pequefia y los segmentos adyaeentes no arriostrados son aproximada 
mente de igual longitud. Para un miembro aislado, o para segmentos que 
no corresponden con ninguna de las categorias a, b, c y d, el valor reco_ 
mendado para a es la unidad. El valor de a debe tomarse tambien 
como la unidad cuando se calcula el valor de F b que se usa en la For- 

mula (D4-la) , ya que el efecto del gradiente de momentos se tiene en 

cuenta mediante el factor a . En la Ref. D.2 se encuentran los funda- 

m 

mentos de este Articulo . 

BEFEBENCIAS 

D.l - Lee, G.C.; Morrell, M.L. y Ketter, R.L. "Design of Tapered 

Members". Bulletin N- 173, Welding Research Council, Junio 1972, 32 
pags. 

D.2 - Morrell, M.L. y Lee, G.C. "Allowable Stress for Web-Tapered Beams 
with Lateral Restraints". Bulletin N a 192, Welding Research Council, 
Febrero 1974, 12 pags. 







C0VENIN1.61B C-145 



- T^O.S 



O.S II I I I I I ||llllllllMllllll.l 1 llUlll. ■ 

0.5 1 1.3, Z 3 45 67BtO 20 50 CO 

A. 

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- T'1.0 




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F1GURA C-DT . FACTORES DE LONGITUD EFECTIVAPARA COLUMNAS DE ALTURA V AR1 ABLE LINEALMENTE 
CON DESPLAZAMIENTO LATERAL NO PERWiTIDO 










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C-146 Nonrws d* Acero 082 








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FIGURA C-D2.FACTORES OE LONGITUD EFECT1VA PARA COLUMNAS DE ALTURA VARIABLE UNEALMENTE 
CON DESPLAZAM1ENT0 LATERAL NO PERMITIDO 



COVENIN 1 618 C-147 



! 




FIGJRA C-0.3 FACTORES DE LONOITUD EF^ECTIVA RAftA COLUMNAS DE ALTURA VARIABLE LINEALMENTE 
CON DESPLAZAMIENTO LATERAL RERMITIDO 



C-148 Normas de Acero 1982 






0.1 
0.4 















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FI9URA C-D.4. FACTORES BE LONGITUO EFECTIVA RARA COLUMHAS DE ALTURA VARIABLE LINEALUCNTE 
CON OESPLAZAMIENTO LATERAL PERM1T10O 









COVENIN1618 C-149 





lo/L 






FIGURA C-D.5. ILUSTRACION OEL CALCULO DE LOS FACTORES ♦ EN 
CASOS TIPICOS 






" 



C-15Q Normas de Acero 1982 

APENDICE C-E NOMENCLATURA Y DEFINICIONES 

En este vocabulario aparecen no solo -Q.OS terminos que pueden ad- 
mitir varias acepciones o de signification poco conocida que se hallan en el 
texto de estas Normas sino, tambien, las palabras basicas que se ha ereido 
conveniente incluir a fin de uniformar el lenguaje de los ingenieros, arqui- 
tectos, tecnicos, fabricantes, constructors y eontratistas de nuestra nueva 
y creciente industria de la construccion metalica. Los equivalentes en in- 
gles faeilitaran la interpretacion correcta de las publicaciones especializa- 
das ex t ran j eras. 



Al asumir tal responsabilidad se ban examinado las siguientes re^ 
ferencias, las cuales pueden suministrar una valiosa infarmacion adicional: 






E.l - AISC. "Code of Standard Practice for Steel Buildings and Bridges . 
AISC, 1976, 32 pags. Seccion 1.2, 17 def iniciones. 

E.2 - American Concrete Institute. Comite 116. "Cement and Concrete 
Terminology". Publicacion SP-19(78). ACI, 1978, 50 pags. 1953 
terminos. 

E.3 - Arcia Casanas, Jesus. "Vocabulario para Edifieios . Tip. Americana, 
Caracas, 1949, 194 pags. Contiene 2021 terminos y 64 paginas de figu- 
ras. 

E.4 - ASTM. "Glossary of ASTM Definitions". 1970 Annual Book of ASTM 

Standards. Part 33. ASTM, 1970. Pags. ix-492. Unos 11000 terminos. 

E.5 - AWS Committee on Definitions, Symbols, and Metric Practice. "Welding 
Terms and Definitions. Including terms for Brazing, Soldering, 
Thermal. Spraying, and Thermal Cutting". A3. 0-76. ANSI/AWS A3. 0-1978. 
AWS, 1978, 80 pags. 862 terminos. 

E.6 - AWS Structural Welding Committee, "Structural Welding Code - Steel". 
AWS Dl.1-79. AWS, 1979, 223 pags. Apendice I, pags. 209-214. 157 
terminos* 



COVENIN 1.618 C-151 



E.7 - Beedle, L.S. et al.. "Glossary of Terms Pertaining to Structural 
Steel Engineering and Design". Journal ASCE ST8, agosto 1971, pags. 
2137-2142. Contiene 57 terminos. 

E.8 - Beedle, L.S. editor. "Structural Design of Tall Steel Buildings". 
"Planning and Design of Tall Buildings". Vol. II, ASCE, 1973, 956 
pags. 

E.9 - Beedle, L.S. editor. "Structural Design of Tall Steel 

Buildings, Monograph on Planning and Design of Tall Buildings". 
Volumen SB, ASCE, 1979, 1057 pags: Nomenclatura, pags. 811-823, 
262 terminos. 

E.10 - Bucksch, Herbert. "Worterbuch fur Ingenieurbau und Baumaschinen. 
Diecionario para Obras Publicas, Edificacion y Maquinaria en Obra". 
Herder, Barcelona, 1961, 516 pags. 

E.ll - COVENIN 799-R. "Soldadura y Corte. Def iniciones". Anteproyecto 
1-A. 1978, 38 pags. 283 terminos. 

E.12 - Garcia Meseguer, A. et al.. "Lexico de la Const ruccion". Institu 
to Eduardo Torroja, Madrid, 1963, 1056 pags. 13000 terminos. 

E.13 - Harnagea, L. et al. . "Lexique sur les Termes de Construction 

Metallique". Convention Europeenne de la Construction Metallique. 
Puteaux, Francia. Edicion provisional 1976. 65 pags. 1458 equiva- 
lencias en frances, espafiol, ingles y aleman. 

E.14 - Marcus, Samuel H. "Basics of Structural Steel Design". Eeston 
Publishing Co. Inc. Prentice-Hall, 1977, 468 pags. Vease 1.15, 
"Glossary of Steel Terms", 202 terminos. 

E.15 - Roark, R.J.; Young, W.C. "Formulas for Stress and Strain", 5a 
ed. McGraw-Hill, 1975, 624 pags. Definiciones Capitulo 1, 



pags. 3-13, 105 terminos. 



E.16 - Robb , Louis A. "Engineers" Dictionary. Spanish-English and 
English-Spanish". 2a ed. J. Wiley, 1961, 664 pags. 






n 



C-152 Normas de Acero 1982 

E.17 - Tall, L. et al., "Structural Steel Design". 2a ed. The Ronald 
Press, 1974, 875 pags. Pags. 850-860, 53 terminos. 

E.18 - The Lincoln Electric Company. "The Procedure Handbook of Arc 

Welding". 12a ed. Cleveland Ohio, 1973, 700 pags. 395 terminos 
sobre soldaduras, pags. 16.1-1 a 24. 

E.19 - Marin, J.; Velasquez, J.M. ; Guell, A. "Un Vocabulario para las 
Estructuras de Acero". Boletin IMME N°65, Faeultad de Ingenieria, 
Universidad Central de Venezuela, julio-diciembre 1979, pags. 
99 - 121. 136 terminos. 

E.20 - Comision Venezolana de Normas Industriales - Ministerio del Desa- 

rrollo Urbano. "Codigo de Practices Normalizadas para la Fabricacion 
y Construccion de Estructuras de Acero". COVENlN-MINDUR 1755-82, 
99 pags. 18 terminos. 












r" 






2a. Edicion- 1.000 EjempJares 

Sc termind de imprimir en los 

Tallerca dc Impresos "RUBEL" 

en Enero de 1984 






tQUE ES FONDONORMAi, 

Con estas siglas se identifica al "FONDO PARA LA NORMALIZACION Y 
CERTIFICACION DE LA CALIDAD". Asociacion Civil sin fines de lucro, 
instalada el 27 de septiembre de 1973 , con el fin de cooperar economicamente en 
las actividades relacionadas con la elaboration de las Normas COVENIN y el 
otorgamiento de las MARCAS NORVEN. 

FONDONORMA 

ha surgido como una organization cuyos recursos humanos, tecnicos y finan- 
cieros, estan a la disposition de los planes y proyectos que tengan como fin 
fortalecer las actividades de Normalization y Certification de la Calidad en el 
pais. 

FONDONORMA 

tiene personalidad juridica propia y esta respaldada por una solida base legal, 
emanada del Decreto Presidential 1.195 del 10 de enero de 1973. 

FONDONORMA 

es una asociacion en la cual participan, como miembros integrantes, todas 
aquellas empresas e instituciones publicas y privadas interesadas en el proceso 
de normalization industrial y funciona gracias a los aportes economicos de sus 
miembros. 

FONDONORMA 

esta presidida por el Ministro dedFomento y es administrada por un Directorio 
integrado por: dos representantes del Ministerio de Fomento y dos representan- 
tes nominados por el Consejo Venezolano de la Jndustria. 

El Gerente del Fondo es el Secretario Ejecutivo de la Comision de Normas 
Industrials, COVENIN. 




FlesludiodelasNormasVerazolarciseslaacargodeunSub comLleTecnicoespeeializado.adscrito 
■ su vcz a un Connie TecnJCO de Normalization. La elaboration de las Normas es coordinada por 
Fecnicos de la Direction de Ncrmalizacion yCertificacion de Calidad del Mimstcno de Fomento y 
participan To. empresas productoras de seriicio al cual ellas se refieren asi como 

representames deOroaniMiios publicos y privados, I miliums de imesiieacion. universidades y de los 
consumiusres 



A lo largo de sue studio, laNormapasapor diversasetapasdedesarrollo: la primera de ellas consiste 
en la rlaboracion de un Esquema i primer papel de trabajo). el cual luego de ser aprobado pasa a an 
periodo de consi.Ua publica Disuimop Publica.) alcanzando luego una elapa final en la cual como 
Proyecioes sometido icionde la Coiinsion Venezolanadc Normas Industrials COVENIN, 

par.t sU aprobacion como Norma Yenezolana COVENIN. 



Las Normas son aprobadas porCONSENSOentre estas personas, lo cual es indispensable en todo 
procesode Normalization, para que las mismas sean verdaderos insirumemosTecnicos que benefiuen al 
mavor niimero de personas y entidades. En lerminos generates las Normas son el resuliado de un 
esfuerzo conjunto debidamenie canalizado. que persigue como objetivos principles [os siguiemes: 



Ofrecer a la comunidad national la posibilidad de obtener el maxunorendimientode lo< bieneso 
servicios que requiere. ya sea para su use personal o para el Nenestar coleciivo. 



2.- Asegurar la calidad del producto que se tabrica o de Ics semcios a prestar, y 
3.- Proporcionar benefieios tangibles a hs empresas producioias.