Diseno para Estructuras de H A - Fac Ing Cuyo

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 Instituto de Mecánica Estructural 
 y Riesgo Sísmico 
 
HORMIGÓN I 
unidad 1: 
FILOSOFÍA DEL DISEÑO PARA ESTRUCTURAS 
DE HORMIGÓN ARMADO. 
 
 
 
 
Profesor: CARLOS RICARDO LLOPIZ. 
 
 
 2 
 
 
 
 
CONTENIDO. 
 
I.1. EL EDIFICIO Y SU ESTRUCTURA. 
I.1.1. INTRODUCCIÓN. 
I.1.2. FUNCIONALIDAD. 
I.1.3. SEGURIDAD. 
I.1.4. ECONOMÍA. 
 
I.2. PRESENTACIÓN DE UN PROBLEMA ESPECÍFICO: DISEÑO DE UN EDIFICIO 
 DE HORMIGÓN ARMADO. 
I.2.1. RAZONES Y OBJETIVOS. 
 
I.2.2. BREVE DESCRIPCIÓN DE LA ESTRUCTURA OBJETO DE ESTUDIO. 
I.2.2.1. INTRODUCIIÓN. 
I.2.2.2. CONOCIMIENTOS NECESARIOS PREVIOS AL DISEÑO ESTRUCTURAL. 
I.2.2.2.1. PLANOS DE ARQUITECTURA. 
I.2.2.2.2. ACCIONES CRÍTICAS QUE CONTROLAN EL DISEÑO. 
I.2.2.2.3. ESTADOS LÍMITES DEL DISEÑO. 
 
I.3. DEFINICIÓN DE TERREMOTOS DE DISEÑO. 
I.3.1. PELIGROSIDAD SÍSMICA EN MENDOZA. 
I.3.2. PERÍODOS DE RETORNO Y PROBABILIDAD DE OCURRENCIA. 
I.3.3. CLASIFICACIÓN DE LOS EDIFICIOS SEGÚN EL DESTINO. 
 
I.4. PARÁMETROS DE COMPORTAMIENTO ESTRUCTURAL. 
I.4.1. ACCIÓN vs. DEFORMACIÓN. CURVA DE RESPUESTA. 
I.4.2. PARÁMETROS ESTRUCTURALES GLOBALES. 
I.4.2.1. RIGIDEZ. 
I.4.2.2. RESISTENCIA. 
I.4.2.3. DUCTILIDAD. 
 
I.4.3. ANALISIS DEL COMPORTAMIENTO DE LA ESTRUCTURA EN ESTUDIO. 
 
I.5. DEFINICIÓN DE ACCIONES DE DISEÑO. 
I.5.1. CARGAS Y FUERZAS DE DISEÑO. 
I.5.2. COMBINACIÓN DE LAS ACCIONES. 
I.5.2.1. CRITERIOS GENERALES. 
 
I.6. DEFINICIÓN DE NIVELES DE RESISTENCIA. 
 
I.7. EJEMPLO DE APLICACIÓN DE DETERMINACIÓN DE ACCIONES. 
I.7.1. ANALISIS DE CARGAS GRAVITATORIAS. 
I.7.2. DETERMINACIÓN DE LAS ACCIONES DE DISEÑO SÍSMICO. 
 
1.8. RECUPERACIÓN DE EDIFICIOS. 
 
I.9. BIBLIOGRAFÍA. 
 
Filename Emisión Revisión 1 Revisión 2 Revisión 3 Observaciones 
T1-diseño-
introducción.doc 
JULIO 
2001 
JULIO 
2002 
Febrero 
2006 
Abril 
2007 
 
Páginas 40 43 44 44 
 
 
 
 
 3 
 
I.1 EL EDIFICIO Y SU ESTRUCTURA. 
 
I.1.1 INTRODUCCIÓN. 
 
El objetivo principal de la cátedra HORMIGÓN I es transmitir los conceptos 
fundamentales que gobiernan el comportamiento de las estructuras de hormigón 
armado ante solicitaciones de cualquier naturaleza. A partir de la comprensión de la 
posible respuesta estructural será posible fijar criterios de diseño y análisis, y 
contemplar aspectos ligados al funcionamiento, a la seguridad y a la economía. Antes 
de entrar de lleno en el tema específico es necesario hacer una serie de reflexiones 
que traten de ubicar el verdadero contexto dentro del cual se encuentra nuestra tarea 
de diseño y análisis estructural. 
 
Lo primero y fundamental que hay que comprender es que tanto desde el punto 
de vista de la funcionalidad, como de la seguridad y de la economía existe una 
interacción y por ende dependencia directa entre el proyecto arquitectónico y el 
diseño estructural . 
 
 
I.1.2. FUNCIONALIDAD. 
 
Con respecto a la funcionalidad es interesante meditar sobre lo que la ref. [1] 
menciona: ”el papel que la estructura técnica desempeña en la formación de la 
Arquitectura se halla asociado íntimamente con la función de ésta: la creación de 
espacio humanizado. Solamente mediante una estructura puede extenderse el espacio, 
de forma que se pueda desarrollar en él la vida del individuo, la familia o la sociedad; 
por medio de la estructura puede controlarse el espacio para que sea posible vivir a 
salvo, moverse y trabajar; y también por medio de la estructura este espacio puede 
enriquecerse y ser dotado de escala y de calidad estética. La estructura es pues algo 
instrumental e integral para el espacio arquitectónico”. Por técnica se refiere a cualquier 
estructura que produce y preserva una forma. 
 
En forma tal vez muy resumida, se podría decir que el éxito de la arquitectura se 
mide simplemente por el grado de calidad con que se puedan desarrollar las funciones 
para las cuales la construcción fue proyectada. De esta aseveración podría inducirse 
que en realidad lo importante y final es el funcionamiento, el servicio que se presta, lo 
cual en cierta medida es correcto. Sin embargo, la misma ref.[1] indica que la estructura 
es una necesidad para la arquitectura: sin estructura no hay arquitectura. En definitiva, 
por una lado la estructura sirve a la arquitectura, pero por otro lado la alimenta y la 
enriquece. 
 
Estas reflexiones marcan lo que podría indicarse como una interacción funcional 
entre arquitectura y estructura. Es válida y trascendente. Lo que sí es muy importante 
destacar para los fines del diseño y análisis estructural es que la construcción en su 
conjunto, y no simplemente su estructura o lo que hemos “pensado” que es la 
estructura, es la que está sometida a acciones, sean fuerzas o desplazamientos. La 
interacción excitación - respuesta se da entre el medio ambiente y todo lo adherido o 
que toca la construcción. 
La Fig. 1.1(a) y (b) muestra, como ejemplos, las fotografías de dos edificios ya 
terminados y en funcionamiento en la ciudad de Mendoza. En ellos, a simple vista, será 
 4 
difícil separar lo que es estructura de lo que no lo es. Existiría tal vez la tentación de 
definir como elementos estructurales aquellos que contribuyen a darle rigidez y 
resistencia al edificio. En este respecto, note la diferencia con lo que se muestra en la 
Fig. 1.2(a) y (b), donde la identificación de los elementos estructurales asociados al 
comportamiento global del edificio es más clara. Se debe distinguir entonces entre el 
edificio y su estructura. Sin embargo, aquella definición de estructura podría ser muy 
mezquina: un elemento de cierre como un vidrio de la fachada, por ejemplo, podría 
tomarse como no estructural: esto sería cierto desde el punto de vista del diseño global, 
ya que aporta peso pero no suma resistencia al edificio. Sin embargo, por sí mismo el 
vidrio es una estructura, que se debe soportar a ella misma y que debe transmitir las 
acciones que recibe (la presión del viento, por ejemplo) a sus soportes. Más adelante 
se verá que también es necesario distinguir no solamente entre edificio y estructura, 
sino también entre su modelación o representación para el análisis estructural, 
interpretación de resultados y el producto final que es la construcción misma. 
 
 
I.1.3 SEGURIDAD. 
 
 La otra condición fundamental que deben satisfacer las construcciones es la 
seguridad. Se podría aducir con respecto a este requisito que dado cualquier proyecto 
arquitectónico, siempre y cuando se satisfagan las condiciones de estabilidad, de 
rigidez, resistencia, se apliquen los reglamentos pertinentes, se trabaje con los 
coeficientes de seguridad adecuados y se ejecute la obra en forma adecuada, debería 
resultar una construcción con riesgo cero o de muy baja probabilidad de falla. 
 
En forma muy breve y a modo de introducción, pues se ampliará más adelante y 
en otras materias, se debe reconocer que en una zona de alta sismicidad, la seguridad 
de la construcción está muy condicionada a la racionalidad del proyecto arquitectónico. 
Dada la naturaleza intrínseca del fenómeno sísmico que introduce incertidumbres muy 
Fig. 1.1(a) Edificio alto de la 
ciudad de Mendoza. 
Fig. 1.1(b) Edificio de Altura Intermedia 
en Km 0 de Mendoza. 
 
 5 
grandes para valorar las acciones que excitarán las fundaciones de la construcción, el 
verdadero factor de seguridad estructural es bastante difícil de evaluar. Por ejemplo, en 
un edificio y para estados de carga normales como acciones permanentes de peso 
propio, algunos reglamentos fijan coeficientes de seguridad que varían entre 1.50 a 2.0. 
Si todo el proceso de diseño y construcción fue realizado correctamente, es muy 
probable que la seguridad final esté asociada a tal factor, y queen general el margen 
de seguridad pueda ser aún más amplio. 
 
 
Por el contrario, ante acciones sísmicas el tratar de asociar la seguridad de la 
construcción con un número es casi una utopía. Ya se verá más adelante y con cierto 
detalle que hay al menos dos factores que justifican la aseveración previa: una razón 
es que en diseño sismorresistente las demandas (acciones) son funciones directas de 
los suministros, sea en rigidez, resistencia, ductilidad, etc.; la otra razón es que por 
motivos económicos, en diseño sismorresistente se aceptan mayores riesgos de daño 
que para otras acciones. 
 
Sin embargo el punto que acá se quiere expresar con relación a la seguridad 
que resulta de la interacción arquitectura-estructura está ligada al hecho de que para 
conocer la seguridad con un razonable grado de aproximación el estructuralista debería 
ser capaz de visualizar cuál sería el comportamiento o respuesta de la construcción 
ante la ocurrencia de un terremoto. Para responder a ésto deberían al menos 
satisfacerse dos condiciones: la primera es que habría que conocer con certeza el 
input, o sea la acción sísmica, y la otra es que la respuesta del edificio ante esa acción 
debería ser predecible. 
 
Fig. 1.2(a) Estructura del Edificio 
que se ensayó en la Universidad 
de Berkeley. 
 
Fig. 1.2(b) Estructura de un 
Edificio sin terminaciones 
(San Rafael, Mendoza) 
 
 6 
En el caso de un edificio, por ejemplo, las irregularidades y discontinuidades en 
planos verticales pueden provocar efectos de difícil predicción que hagan que la 
construcción falle en forma parcial o total aún para movimientos sísmicos de menor 
intensidad que los del diseño original. Por simple inspección de las Figs. 1.1(a) y en 
especial 1.2(b), se puede inferir que en ambos casos existen discontinuidades 
importantes, al menos en las fachadas. El caso de la Fig. 1.2(b) representa una 
tipología estructural que a cargas verticales podría funcionar correctamente, pero que 
en zonas sísmicas su comportamiento es muy discutible. Como se verá más adelante, 
esta estructura fue modificada justamente para mejorar su comportamiento ante 
acciones horizontales. El estado final del edificio reforzado se aprecia en las Figs. 1.19 
y 1.20. 
 
Es interesante lo que menciona la ref. [1] como “conflicto de direcciones”: la 
estructura, como se dijo antes, deber servir para acomodar los espacios que requiere la 
arquitectura, pero en ese proceso se producen conflictos de direcciones. Por ejemplo, 
para el caso de acciones horizontales (viento, sismo), la dirección de las fuerzas 
exteriores se encuentra en un conflicto con la expansión vertical del espacio interior y 
con la excentricidad que se produce en el anclaje (vuelco). Es claro que a partir de 
cierta altura, ese conflicto direccional, si no está bien resuelto, puede ser tan crítico que 
sus consecuencias estructurales pueden sobrepasar ampliamente las causadas por la 
gravedad, convirtiéndose la estabilidad lateral en el problema principal del proyecto 
estructural. La Fig. 1.3(a) y (b) muestran dos de los muchos casos de colapsos que 
ocurrieron en Kobe, Japón, durante el terremoto del 17 de Enero de 1995. 
 
 
Al decir de ref. [1], el proyecto estructural debe resolver los conflictos 
direccionales obligando a las fuerzas a cambiar su dirección, de manera que los 
espacios para el movimiento humano queden sin obstruir en un amplio sector. En qué 
grado de imaginación se realiza este encauzamiento de las fuerzas y en qué grado la 
estructura es capaz de reforzar el concepto funcional, social y estético del espacio que 
cubre, es lo que constituye la medida de la calidad de la estructura arquitectónica. En 
Fig. 1.3(a) Colapso Total con vuelco 
durante el sismo de Kobe - 1995 
Fig. 1.3(b) Colapso del nivel 
Inferior durante el sismo de 
Kobe - 1995 
 
 7 
este sentido, el proyecto estructural, por tanto, no es solamente un método para obligar 
a las fuerzas a cambiar de dirección, sino también un arte. 
 
La referencia citada indica que uno de los objetivos del diseño estructural es 
impedir que las fuerzas se reúnan en una concentración destructiva. Es justamente 
esta anomalía la que se está insinuando como potencial en la discontinuidad de Fig. 
1.2(b) y la que seguramente produjo los colapsos de la Fig. 1.3. Las enseñanzas de los 
últimos terremotos han demostrado en forma elocuente que un proyecto arquitectónico 
con visibles falencias por tendencia a concentración de fuerzas y/o deformaciones, no 
termina de ser eficazmente resuelto aunque se empleen métodos sofisticados de 
análisis. En realidad éstos últimos pueden ser de muy dudosa validez, y podrían aún 
más esconder las verdaderas causas de potenciales desastres. En general, los diseños 
“enfermos” se detectan a simple vista. 
 
 
I.1.4 ECONOMÍA. 
 
Para que una construcción sea eficiente no basta que sea solamente funcional y 
segura, sino que también debe tener un costo razonable. En la medida que el proyecto 
de arquitectura pueda ser resuelto a través de una estructura simple, limpia y también 
agradable a la vista, y que además permita que los conflictos antes mencionados ni 
pongan en peligro la estabilidad del edificio ni provoquen daños ante sucesivos 
movimientos sísmicos, la solución estructural será más predecible y resultará con un 
factor de seguridad mayor y menores costos asociados. Es de hacer notar que en 
diseño y construcción sismorresistente no sólo interesa el costo inicial, sino el costo 
asociado a toda la vida útil de la construcción. Si por ejemplo, un edificio con 
deficiencias de rigidez (muy flexible globalmente, con excentricidades, con 
deformaciones localizadas, etc.) debe ser reparado varias veces ante sismos que 
ocurren, digamos cada 10 años, podría suceder que el costo de dichos arreglos supere 
ampliamente el costo inicial. Muchas veces esta condición no es contemplada y las 
consecuencias, para el propietario, son muy desagradables. 
 
I.2 PRESENTACIÓN DE UN PROBLEMA ESPECÍFICO: DISEÑO DE UNA 
ESTRUCTURA DE UN EDIFICIO DE HORMIGÓN ARMADO. 
 
I.2.1. RAZONES Y OBJETIVOS . 
 
Para el desarrollo de gran parte de la materia HORMIGÓN I se va a tomar como 
referencia la estructura que se mostró en la Fig. 1.2.a. Se trata de la estructura que 
podría pertenecer, por ejemplo, a un edificio de oficinas o de viviendas que se deba 
construir en zona sísmica. Se eligió la misma en razón de: 
 
(i) Esto va a permitir una interacción teoría-práctica directa sobre un caso 
concreto. 
(ii) De esta estructura existen suficientes datos acerca de las razones de su 
diseño, las características de los materiales empleados, análisis muy completos 
sobre predicción de su comportamiento, resultados de ensayos estáticos y 
dinámicos sobre el modelo en escala natural y sobre un modelo en escala 1:5, 
re-evaluación del diseño a la luz de los resultados obtenidos. 
 8 
(iii) El diseño del edifico fue controlado por las solicitaciones sísmicas que se 
pudieran desarrollar en dos de las regiones más activas del mundo: Japón y 
California. Nuestras normas fijan requerimientos similares. 
(iv) El diseño de todos los elementos de hormigón armado fue hecho con referencia 
al Código ACI-318 , del American Concrete Institute, ref. [12] que es el que 
pronto entrará en vigencia en todo nuestro país. 
(v) La estructura en sus componentes es suficientemente simple como para que 
su respuesta pueda ser comprendida por los alumnos que cursan Hormigón I. 
(vi) Tiene todos los elementos estructurales básicos de hormigón armado que son 
objeto de la materia: losas, vigas, columnas, tabiques y bases. 
(vii) Cada uno de dichos elementos estructurales juega un rol fundamental en el 
comportamiento de la estructura completa, por lo que se da la oportunidad para 
ver cuales son los esfuerzos críticos en cada caso. 
(viii) Contiene sistemas estructurales que son utilizados conmucha frecuencia en 
nuestro medio . 
(ix) El trabajo que se desarrolle en Hormigón I puede ser alimentado por materias 
de años anteriores, y a la vez puede servir de base para materias 
posteriores . 
(x) Permitiría la profundización más allá del desarrollo de la materia por parte de 
los alumnos interesados y habría material suficiente de consulta como para dar 
respuesta a inquietudes y dudas que pudieran surgir. 
 
 
I.2.2 BREVE PRESENTACIÓN DE LA ESTRUCTURA OBJETO DE ESTUDIO. 
 
I.2.2.1.Introducción. 
 
Entre los años 1982 y 1987 se desarrolló entre Japón y Estados Unidos un Plan 
Cooperativo de Investigación en Diseño Sismorresistente (PCIDS). El plan muy 
ambicioso por cierto, incluía el diseño, análisis, construcción y ensayos de edificios de 
acero y hormigón armado. En Japón el diseño y construcción se llevó a cabo en el 
Instituto de Investigación de Edificios, Building Research Institute referido como BRI de 
ahora en más. En este caso, dada la gran capacidad de aplicación de cargas que tiene 
el BRI, se decidió por la construcción de los edificios de hormigón armado, de 7 pisos, 
y de acero, 6 pisos, en escala 1:1, es decir en escala natural. La Fig. 1.4(a) muestra un 
esquema de las dimensiones de las losas de anclajes y pared reactiva del BRI junto 
con una posible disposición de un edificio a ensayar, dispositivos de carga 
pseudodinámica e instrumentación de control y medición. La Fig. 1.4(b) y (c) muestra 
fotografías recientes (Julio 2000) de las disponibilidades actuales. 
 
En la estación de Richmond, dependiente de la Universidad de California, Berkeley, 
referida como UCB, se llevaron a cabo los estudios y ensayos de la parte que 
correspondía a EEUU. Uno de los objetivos de estos estudios era también el de 
observar la correlación entres ensayos estáticos y dinámicos. Dado que en Berkeley se 
encontraba la mesa Vibratoria de mayor capacidad en EEUU, la que se muestra en la 
Fig. 1.5, se optó por llevar a cabo en este centro de investigación los ensayos 
dinámicos. De todas maneras, la capacidad de aplicación de acciones en la base de los 
edificios en Berkeley tenía limitaciones en altura, en peso, en aceleraciones y en 
desplazamientos. En definitiva se logró construir y ensayar el edificio en hormigón 
armado de 7 pisos en escala 1:5 y el de acero de 6 pisos en escala 0.305 (1 pié = 
0.305 metros). Si bien estos edificios de Berkeley eran en escala reducida, la misma 
 9 
era lo suficientemente grande como para utilizar los mismos materiales base del 
prototipo. Existen numerosos trabajos escritos sobre los análisis previos y los 
resultados de las investigaciones de este PCIDS, que la cátedra pone a disposición de 
los interesados según se solicite. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 1.4(a) y (b) Esquemas de ensayos típicos en el BRI, Japón. 
 
Fig. 1.4(c) Laboratorio 
del BRI. Muro reactivo y 
Pórtico de cargas. 
Fig. 1.5 Laboratorio de la 
UCB en Richmond, 
California. 
 10 
 
 
La Fig. 1.2(a) muestra el modelo en escala 1:5 fijado a la mesa vibratoria de la 
UCB, en preparativos para los ensayos dinámicos. Sin entrar en detalle, pues no es el 
objetivo ahora, se menciona que el modelo, tal cual se observa en la foto, tiene lingotes 
de plomo. Éstos aparecen en las todas las losas y simulan parte de la masa adicional 
necesaria por requerimientos de escala: el nivel de tensiones de los materiales era el 
mismo en el prototipo que en el modelo. 
 
 
I.2.2.2 Conocimientos necesarios previos al diseño estructural. 
 
Para poder comenzar con el planteo de la solución estructural de cualquier 
proyecto arquitectónico se debe tener una clara información de dicho proyecto. Se va a 
suponer que nuestro estudio se limita al de edificios de hormigón armado. En particular 
si el diseño va a estar controlado por acciones sísmicas, lo ideal es que el arquitecto y 
el ingeniero trabajen juntos desde la concepción misma del edificio. Ésto a los efectos 
de que de esa interacción, los conflictos a resolver puedan ser suavizados y 
compatibilizados para que la ecuación función – seguridad – economía sea la mejor 
posible. Se va a suponer que esta etapa en este caso existió y ha sido superada 
dando como resultado un diseño “global” (es decir de la estructura en su conjunto) 
simple, claro y predecible. 
 
La información que se necesita la podríamos agrupar en: 
 
(i) Planos de arquitectura. 
(ii) Reconocimiento de cuáles son las acciones críticas que controlan el diseño. 
(iii) Nivel de respuesta que se espera de dicha estructura ante las solicitaciones. 
 
I.2.2.2.1. Planos de estructura. 
 
Esta información debe ser suministrada por los responsables del proyecto 
arquitectónico, generalmente un estudio de arquitectura. La documentación debería 
tener como mínimo planos de planta, cortes y fachadas del edificio. A la luz de las 
herramientas de dibujo con que se cuenta hoy, lo ideal es que se entreguen en la forma 
de archivos magnéticos (usualmente en AUTOCAD), ya que esto permite: 
 
a) Agilidad para el paso de la información. 
b) La impresión en escalas adecuadas, según necesidad del diseñador. 
c) Uniformidad en las dimensiones de las partes del edificio pues la base de 
dibujo debería ser única. 
d) Rapidez para adaptar cambios durante el proceso de diseño. 
e) Claridad para verificar interferencias entre la arquitectura y la estructura: por 
ejemplo ubicación de vanos en losas, vigas y/o tabiques para el paso de 
servicios. 
 
A su vez, el hecho de elaborar los planos de estructura en, por ejemplo 
AUTOCAD, permite entre otros aspectos: 
 
f) Posibilidad de actualizar rápidamente los planos, sea de arquitectura o 
estructura, durante la construcción del edificio, si ocurrieron cambios. 
g) Mantener la información mucho más segura en el tiempo. 
 11 
 
Es obvio que sin los planos de planta es imposible comenzar a trabajar. Sin 
embargo, en edificios de hormigón armado en zonas sísmicas y por las razones que 
luego se verá, es imprescindible contar con los planos de elevación (cortes y 
fachadas), pues tal cual se expresó en las secciones anteriores, el conflicto a resolver 
en este caso es que las acciones predominantes son horizontales y la expansión del 
edificio en altura es vertical por lo cual, lo que en altura se coloque, depende de cómo y 
dónde, ayudará o perjudicará en la respuesta del edificio. En nuestro medio, tal cual se 
muestra en la Fig. 1(a) y (b), ignorar la existencia y real configuración de los 
cerramientos de mampostería, podría resultar fatal para la supervivencia del edificio 
ante terremotos. 
 
Fig. 1.6. Planta y Elevaciones del Edificio de Hormigón Armado en estudio. 
 
 12 
 
En este caso en particular, y a los efectos de esta materia, se va a suponer que 
tanto en el exterior como en el interior las divisiones y cierres de ambientes se 
materializan con elementos relativamente livianos. Éstos son independizados de la 
estructura principal de modo tal que no interfieren en los desplazamientos horizontales 
a que se vería sometido el edificio por acciones sísmicas. Se aclara que ésta no es la 
práctica usual, pero para nosotros es ahora condición de diseño. En materias 
siguientes se verá el efecto de interacción entre estructura principal y elementos de 
cierre. La Fig. 1.6 muestra la planta y algunas de las secciones estructurales. 
 
A los efectos de este estudio se va a suponer que los planos que se muestran 
representan un planteo estructural que el arquitecto pone a consideración del ingeniero, 
basado en las reuniones anteriormente mantenidas por ambos y donde el diseñador 
estructural fijó pautas mínimas asociadas con el diseño sismorresistente. Se supone 
que este planteo, por supuesto, es totalmente “potable” para el arquitecto. No se entra 
ahora en la discusión si el diseño estructural es totalmente aceptable o no. Esto es 
objeto de los estudios que se harán subsiguientemente. Por ahora basta conidentificar 
que, a los efectos de soportar cargas verticales y horizontales, la estructura del edificio 
cuenta con: 
 
(i) En la dirección X tres planos resistentes, A, B y C. Los dos exteriores son 
pórticos con columnas de 50 cm de lado y el B posee un tabique central 
con dos elementos de borde de 50 x 50 cm y un alma de 20 cm de 
espesor. 
(ii) En la dirección Y cuatro planos estructurales de los cuales las líneas 
centrales, 2 y 3, son pórticos y los exteriores, 1 y 4, poseen cada uno dos 
tabiques adicionales de hormigón de 4 metros de largo y 15 cm de 
espesor. 
(iii) El espesor de las losas es contante y de 12 cm en todos los niveles. 
(iv) Las vigas en la dirección X son de 30 cm de ancho por 50 cm de altura 
total. 
(v) Las vigas principales en la dirección Y (líneas 1 a 4) son de 30 cm de 
ancho por 45 cm de altura total. 
(vi) Las vigas secundarias son de 25 cm de ancho por 45 cm de altura. 
 
 
I.2.2.2.2 Acciones críticas que controlan el diseño . 
 
La solución estructural a un proyecto arquitectónico determinado obviamente va 
a estar controlada por las acciones que son críticas o dominantes y por la respuesta o 
nivel de comportamiento que se espera del edificio. A ésta última nos referimos en la 
sección siguiente. 
 
Las acciones críticas son aquellas que determinan por un lado el sistema 
estructural global del edificio (por ejemplo, tabiques acoplados de hormigón armado), y 
por otro el diseño de cada uno de los elementos estructurales que lo componen 
(tabiques y vigas de acople). 
 
Si se tratara de un edificio de hormigón armado desarrollado en altura, ver Figs. 
1.1 y 1.2, en zona de peligrosidad sísmica elevada, como es el caso que nos ocupa, 
seguramente la acción que domina la respuesta global y local será la excitación 
 13 
sísmica, la que habrá que combinar con las demandas gravitatorias para diseñar los 
elementos estructurales. 
 
Si se tratara de un edificio para industria o comercio de una planta, con techo 
liviano (metálico, por ejemplo) y cerramientos también livianos, lo que podría controlar 
el diseño son las acciones de viento y nieve, combinadas por supuesto con las 
acciones gravitatorias. 
 
Lo importante en esta etapa del diseño es identificar los acciones críticas con 
sus posibles combinaciones. Convengamos que para el edificio en estudio, por 
ubicarse en zona de alta peligrosidad, las mayores demandas de resistencia y 
ductilidad estarán asociadas a un terremoto severo, y lo que hay que decidir ahora es 
qué nivel de respuesta se espera. El problema, tal cual se expresó antes y se lo 
aclarará y enfatizará luego, es que la definición del input sísmico está llena de 
incertidumbres. Más adelante, en la sección III donde se trata sobre las particularidades 
del diseño sismorresistente, se ampliará el aspecto de la definición de los terremotos 
de diseño. 
 
 
I.2.2.2.3 Estados límites del diseño. 
 
Para cargas gravitatorias y de viento la definición del comportamiento que se 
espera no es muy complicado, pues en general las acciones pueden evaluarse con 
bastante aproximación, y en consecuencia la ecuación frecuencia de la excitación vs 
daño esperado puede acotarse en forma confiable. Para estos casos, ante 
solicitaciones de servicio, la aplicación de factores de seguridad (sobre las resistencias 
de los materiales) y del diseño por tensiones admisibles, o bien de factores de 
amplificación de las acciones y uso de método de resistencia, aseguran un 
comportamiento elástico del material, es decir prácticamente sin daño. 
 
Para solicitación sísmica sin embargo, el tema es más complicado y depende del 
país y dentro del mismo del reglamento que se aplique, ya que se utilizan distintos 
grados o niveles de protección. En general, ref. [2], son tres los límites impuestos: 
preservación de la funcionalidad, control de daños y evitar pérdidas de vida o estado 
límite último. La ref. [3] establece cuatro estados límites a los que brevemente haremos 
referencia más adelante. 
 
Mientras que en la actualidad las regiones sísmicas están razonablemente bien 
definidas, la predicción de la severidad de un evento sísmico dentro de la vida útil (tal 
vez más claro definida como tiempo de exposición al evento) del edificio es bastante 
incierta. De todas maneras algún tipo de estimación es necesaria que defina lo que 
algunos autores [4] mencionan como razonables márgenes de protección. En este caso 
se resume lo que indica la ref. [2] para estados límites: 
 
(a) Estado Límite de Servicio : el hecho de que ocurran sismos frecuentes que 
inducen solicitaciones relativamente pequeñas no tendría que interferir con el 
normal funcionamiento del edificio. Esto significa que no deberían ocurrir 
daños ni a la estructura ni a los componentes. Es un requerimiento 
básicamente de rigidez, parámetro éste que quedará mejor definido en la 
sección siguiente, pero convengamos por ahora que el objetivo es que los 
desplazamientos y deformaciones resultantes se mantengan dentro de 
límites muy bajos de manera que el daño prácticamente no exista y los 
 14 
niveles de demandas de resistencia sean bajos comparados con las 
capacidades. En general se está de acuerdo que para cada estado límite el 
terremoto que se define está asociado a la importancia de la construcción. 
Así entonces, para el estado límite de servicio y aplicado a edificios de uso 
común, como oficinas o viviendas, que responde al caso particular de nuestro 
edificio en estudio, el período de retorno podría estar comprendido entre 30 y 
50 años. Para un hospital, estación de bomberos, centro de comunicaciones 
o una planta nuclear, donde se necesita mayor grado de protección, el 
período de retorno a adoptar debería ser mayor. 
 
(b) Estado Límite de Control de Daño : para el caso de terremotos menos 
frecuentes (a veces llamados ocasionales), se puede aceptar cierto nivel de 
daño, pues se admite que la estructura alcance o esté muy cerca del límite 
de su resistencia. Se supone que después de este sismo, si el edificio sufrió 
daños, económicamente es viable su reparación y se puede volver a 
restablecer su funcionamiento completo. El período de retorno para los 
sismos que colocan a la estructura en este estado límite tal vez se pueda 
acotar entre 50 y 100 años. 
 
(c) Estado Límite Último : para el caso de sismos muy severos, cuyos períodos 
de retorno pueden ser grandes (entre 100 y 500 años) se puede admitir que 
el edificio sufra daños generalizados pero no se admite que colapse, es decir, 
que ponga en peligro la vida de sus ocupantes. Esto quiere decir que si bien 
se alcanzó el nivel máximo de resistencia, la estructura cuenta con suficiente 
ductilidad como para disipar la energía del sismo a través de daño, es decir, 
de comportamiento francamente no lineal. Generalmente los códigos 
modernos utilizan al menos este estado límite para el diseño. 
 
Se debe reconocer que los límites entre estos estados de comportamiento 
asociados a diferentes intensidades de agitación sísmica son muy difusos, con grandes 
incertidumbres, y a veces no pasa más que de una explicación académica. Es por ello 
que existen distintas filosofías y criterios en las normas antisísmicas de los países y 
aún regiones que están sometidas a terremotos. 
 
En la actualidad se pueden definir tres escuelas de pensamiento con distintos 
enfoques a este problema: la japonesa, la norteamericana y la de Nueva Zelanda. Esta 
última, por ejemplo, en razón de las grandes incertidumbres para definir el sismo, trata 
de resolver el problema “independizándose” en cierto modo de él, poniendo mucho 
énfasis en el diseño y detalle estructural que hagan que la respuesta sea acotada y 
predecible: su lema es “no resistir cargas sino por el contrario evadirlas”. Más adelante 
se profundizará sobre este concepto. 
 
En definitiva, para el edificio que nos ocupa, de la lectura de esta sección 
obtenemos los siguientes datos: 
 
(i) Tenemos la documentación gráfica necesaria y un predimensionado de lassecciones de hormigón. El edificio será para uso de oficinas y/o viviendas. 
(ii) El edificio se encuentra emplazado en la ciudad de Mendoza, por lo que la 
acción crítica es la que proviene del sismo. Claro está que la misma deberá ser 
combinada con las acciones gravitatorias. 
(iii) Se adoptan como estados límites de control para el diseño los de servicio y de 
estado último. 
 15 
A los efectos de comprender mejor el problema del diseño sismorresistente, se 
hará a continuación un análisis de ciertas particularidades que hacen al 
comportamiento observado en terremotos pasados y en ensayos de laboratorio, que 
servirán de guía para que el diseñador no cometa errores que pongan en peligro la 
seguridad del edificio. 
Se completará además con conceptos muy recientes y que están basados en lo 
que se llama “diseño basado en el comportamiento” o Ingeniería Sísmica de Edificios 
Basada en el Comportamiento (Performance Based Seismic Engineering of Buildings). 
Se tratará de hacer referencia al proyecto arquitectónico que debemos resolver. 
 
 
I.3 DEFINICIÓN DE TERREMOTOS DE DISEÑO. 
 
I.3.1. PELIGROSIDAD SÍSMICA EN MENDOZA . 
 
En zonas de alta sismicidad, como es el caso de toda la Provincia de Mendoza, 
el diseño y construcción está muy condicionado por las solicitaciones que se podrían 
generar por un terremoto. Tal cual se expresó en la sección anterior, el grado de 
sacudimiento, expresado por ejemplo con valores de máxima aceleración, de velocidad 
y desplazamiento del suelo, es difícil de predecir, pero en principio es aceptado en el 
medio que nuestras construcciones sean diseñadas con rigurosidad muy similar a la de 
las regiones del mundo más castigadas por sismos Para la ciudad de Mendoza, el 
Fig. 1.7(b) Pintura que muestra los 
daños en dicha zona por el sismo. 
Fig. 1.7(a) Plaza Central de Mendoza 
antes del terremoto del 20-3-1861. 
Fig. 1.7(c) Estado Actual (2000) de 
las ruinas de la Iglesia de San 
Francisco. 
 
 16 
evento sísmico de referencia es el terremoto que ocurrió el 20 de Marzo de 1861 (300 
años después de su fundación), que dejó el triste saldo de más de 5000 muertos, lo 
que significaba el 50 % de su población. El fuerte sismo ocurrió a las 20:36 hora local. 
La Fig. 1.7(a) y (b) muestran pinturas de la plaza central antes y después del terremoto, 
en la zona que ahora se encuentra el Museo Fundacional. En la Fig. 1.7(c) aparecen 
las ruinas de San Francisco, que era una de las seis iglesias que existían en la ciudad, 
cuatro de las cuales (incluida San Francisco) eran de muros de ladrillo y las dos 
restantes de mampostería de adobe. Todas colapsaron durante aquel evento. 
 
 La tabla I muestra los 12 eventos sísmicos más representativos que afectaron a 
Mendoza desde 1782. Las magnitudes indicadas antes de 1967 son estimativas, pues 
no corresponden a medidas instrumentales. La Fig. 1.8 muestra los epicentros de 
dichos eventos. Se ha estimado para el sismo de 1861 una magnitud similar a la de los 
terremotos de Kobe (Japón, 1995) y de Caucete (San Juan, 1977). 
 
Tabla I. Sismos Destructivos que afectaron a Mendoza. 
Event 
# 
Date 
 
(M/D/Y) 
Time 
 
(GMT) 
Latitude 
South 
Longitude 
West 
Focal 
depth 
[Km] 
Magnitude 
ML 
MM 
1 05 22 1782 16:00:00 33.0 69.0 30.0 7.0 VIII 
2 03 20 1861 23:36:00 32.9 68.9 30.0 7.0 IX 
3 10 27 1894 19:30:00 30.5 68.4 30.0 7.5 IX 
4 08 12 1903 23:00:00 32.1 69.1 70.0 6.0 VIII 
5 07 27 1917 02:51.40 32.3 68.9 50.0 6.5 VII 
6 12:17:1920 18:59:49 32.7 68.4 40.0 6.0 VIII 
7 04:14:1927 06:23:28 32.0 69.5 110.0 7.1 VIII 
8 01:15:1944 23:49:27 31.4 68.4 30.0 7.4 IX 
9 06:11:1952 00:31:37 31.8 68.6 30.0 7.0 VIII 
10 04:25:1967 10:36:15 32.7 69.1 45.0 5.4 VI 
11 11:23:1977 09:26:25 31.0 67.7 13.0 7.4 IX 
12 01:26:1985 03:07:00 33.1 68.8 12.0 5.7 VIII 
 
 
I.3.2. PERÍODOS DE RETORNO Y PROBABILIDAD DE OCURRE NCIA. 
 
Es ampliamente reconocido el hecho de que la importancia de la aplicación de 
un diseño racional y construcción adecuada se vuelve fundamental cuando el estado 
de solicitaciones provocado por el sismo es el que controla. Al respecto y tal cual se 
mencionó antes, la ref. [2] indica que se acepta mayores riesgos de daño bajo acciones 
sísmicas que ante otras cargas extremas comparables, tales como las que se podrían 
inducir por cargas accidentales o cargas de viento. Por ejemplo, los reglamentos 
modernos en su mayoría especifican sismos de diseño, para el estado límite último, 
que corresponden a períodos de retorno entre 100 y 500 años, para edificios de uso 
común, como viviendas y oficinas. 
 17 
Las correspondientes fuerzas de diseño son generalmente demasiado elevadas 
para ser resistidas dentro del rango de comportamiento elástico del material, y en 
consecuencia es común diseñar para resistencias que son tal vez fracciones del orden 
de 15 a 25 % de las que se corresponden con la respuesta elástica. Se espera 
entonces que ante dichos eventos las construcciones sobrevivan sin colapsar pero 
sobrellevando grandes deformaciones inelásticas que disipen la energía del sismo, lo 
cual lleva implícito daños severos. La consecuencia de esto es que podría suceder que 
se alcance la máxima resistencia del edificio con el advenimiento de sismos de menor 
intensidad pero mayor frecuencia (menor período de retorno) que el de diseño. Dicha 
ref.[2] indica que por lo tanto la probabilidad anual de desarrollar la capacidad total de 
los edificios durante la respuesta sísmica es del orden de 1 al 3 %. La probabilidad 
anual aceptada para cargas gravitatorias de alcanzar su resistencia última es del orden 
de apenas 0.01 %. Se ve entonces la marcada diferencia de los riesgos aceptados para 
ambos casos. 
 
La incorporación de procedimientos de diseño sísmico comenzó entre los años 
1920 y 1930, donde se comienza a visualizar la importancia de incorporar las fuerzas 
de inercia que por aceleraciones del sismo se inducían en los edificios. En todo el 
mundo, los valores típicos de fuerzas horizontales que simulaban al sismo eran 
aproximadamente del 10 % del peso del edificio. En Mendoza, por ejemplo, apareció el 
primer reglamento sísmico en 1923 (fue el primero en aparecer en América) y 
establecía que para edificios en altura el coeficiente sísmico para diseño ante acciones 
horizontales debía ser 0.08, 0.10 y 0.12 para los pisos inferiores, medios y altos 
respectivamente. Es decir ya reconocía una tendencia a distribución triangular invertida 
Fig. 1.8. Epicentros de los eventos indicados en la Tabla I. 
 
 18 
de las acciones horizontales en altura. Muy importante para aquella época fue que 
dichas normas establecieron requisitos de confinamiento con elementos de hormigón 
armado para las estructuras de mampostería de ladrillos. 
 
Para ampliar un poco más la metodología que se utiliza para definir los sismos 
de diseños asociados a distintos estados límites, vale indicar en forma breve lo que 
propone la Asociación de Ingenieros Estructurales de California, SEAOC (Structural 
Engineers Association of California) [3]. El SEAOC propone cuatro (4) estados 
límites , para los cuales define niveles de daños aceptables, que se resumen así: 
 
(i) Completamente Operacional : cuando esencialmente no ha ocurrido 
daño. El edificio sigue funcionando, y los inspectores de daños post-
terremotos, IPT, (metodología ATC-1989) pueden asignar una placa 
verde, por lo cual su ocupación continua. 
 
(ii) Operacional : hay daño moderado en elementos no estructurales y 
contenido, y muy leve daño en elementos estructurales, que no 
compromete en absoluto la seguridad del edificio. Los IPT asignarían 
placa gris. El edificio se puede seguir ocupando, pero podría haber 
discontinuidades en su uso si el propietario decide su reparación. 
 
(iii) Seguridad de Vida : ha ocurrido daño moderado en elementos no 
estructurales y estructurales. Se ha resentido su rigidez para soportar 
acciones laterales. Sin embargo hay claro margen para no alcanzar el 
colapso. Los ascensoresy algunos otros elementos eléctricos y 
mecánicos podrían no funcionar normalmente. Los IPT podrían llegar a 
colocar una placa amarilla, por lo cual su uso NO está disponible 
inmediatamente después del sismo. El edificio podría ser reparado, 
aunque pudiera suceder que económicamente no fuera práctico hacerlo. 
 
(iv) Cercano al Colapso : Se ha producido daño de tal magnitud que la 
capacidad para resistir cargas verticales y horizontales está seriamente 
comprometida. Réplicas del sismo pueden conducir al colapso del edificio. 
Partes del edificio podrían haberse desprendido, el egreso del mismo se 
dificulta, pero es importante que todos los elementos que deban soportar 
cargas verticales (vigas, columnas, losas) se mantengan funcionando, de 
modo que el colapso durante el sismo NO ocurre. Los IPT colocarían una 
placa roja, la ocupación está prohibida y la reparación podría ser tanto 
técnica como económicamente inviable. 
 
Se ve entonces con claridad que el Nivel de Comportamiento es una expresión 
de la máxima extensión de daño de un edificio, para un específico nivel de terremoto. 
Para completar la idea entonces de estas recomendaciones, es necesario que 
observemos los criterios con los que el SEAOC define los eventos sísmicos. A tal 
respecto, la ref.[3] indica que los niveles de terremotos de diseño son expresados en 
función de un intervalo de recurrencia medio o una probabilidad de excedencia. El 
intervalo de recurrencia medio es una expresión del período de tiempo promedio, 
expresado en años, entre la ocurrencia de terremotos que pueden producir efectos de 
igual o mayor severidad. La referencia citada clasifica a los sismos en frecuentes, 
ocasionales, raros y muy raros. Suponiendo que los terremotos ocurren en el tiempo 
con una distribución del tipo Poisson, entonces la probabilidad p de que la máxima 
 19 
severidad de un sismo, definido por su período de retorno Tr va a ser superada al 
menos una vez en el tiempo de vida útil tu (o tiempo de exposición) está dada por la 
siguiente expresión: 
 
p = 1 – [ 1 / etu/Tr ] (1a) 
 
Esta ecuación a veces es conveniente expresarla de este otro modo: 
 
 Tr = 1 / [1 – (1-p)
1/tu ] (1b) 
 
En la ref. [3] se dan como períodos de retorno los valores de 43 años, 72 años, 
475 años y 970 años para los terremotos frecuentes, ocasionales, raros y muy raros 
respectivamente. A su vez, define tres (3) tiempos de vida útil tu, 30 años, 50 años y 
100 años, que aplicados en la ecuación (1a) resultan en las probabilidades de 
excedencia que se indican en la tabla 2. 
 
Tabla 2. Definición de los Niveles de Terremoto 
Nivel de Terremoto 
De Diseño 
Tiempo de Recurrencia 
(años) 
Probabilidad de 
Excedencia 
Frecuente 43 50 % en 30 años 
Ocasional 72 50 % en 50 años 
Raro 475 10 % en 50 años 
Muy Raro 970 5 % en 50 años 
 
Para el diseño de estructuras donde se requieren extremas medidas de 
seguridad, como es el caso de reactores nucleares, la ref.[9] sección 2.6.1.3, menciona 
que para el evento designado como BSE-2, Basic Safety Earthquake 2, o Maximum 
Considered Earthquake (MC) el período medio de retorno resulta ser de 2475 años 
pues se exige un 2 % de probabilidad de que sea excedido en 50 años. Para llegar a 
ese valor de tiempo de retorno da la expresión: 
 
( )E50P10.02lnr e1
1
T −−
= (1.2) 
 
donde PE50 es la probabilidad de excedencia en 50 años. Aplicando la expresión (1.2) 
para PE50=0.02 se obtiene un período de retorno de 2475 años, y el evento se 
considera extremo. La misma expresión se puede utilizar para encontrar el Tr de 
ocasional que da 72 años si se coloca PE50=0.50 (50% en 50 años), de 475 años para 
el raro si se hace PE50=0.10 (10% en 50 años), y de 970 si se hace PE50=0.05 (5% en 
50 años=10% en 100 años). 
 
 
I.3.3. CLASIFICACIÓN DE EDIFICIOS SEGÚN EL DESTINO. 
 
Por último, para establecer las condiciones de diseño para los edificios, es 
necesario relacionar los terremotos con los estados límites y los distintos tipos de 
edificios. Falta entonces indicar qué clasificación establece el SEAOC para los edificios 
según su importancia. Básicamente los agrupa en tres tipos: 
 
A. Edificios de Seguridad Crítica: aquellos que contienen gran cantidad de materiales 
peligrosos, que si son liberados resultan de gran peligro para la población. Los 
 20 
materiales podrían ser tóxicos, explosivos o radioactivos. Podría incluir, por ejemplo, 
reactores nucleares de experimentación, pero no de potencia. 
 
B. Edificios Esenciales y Edificios Peligrosos: Los esenciales son aquellos que se 
necesita que funcionen después del sismo: hospitales, centrales de policía, 
bomberos y comunicaciones. Edificios peligrosos son aquellos que contienen 
substancias peligrosas pero que de liberarse las mismas serán confinadas dentro 
del edificio y el impacto sobre la población es mínimo: refinerías de petróleo, 
edificios de fabricación de microprocesadores, etc. 
 
C. Edificios Básicos: son todo el resto, incluyendo por supuesto los de viviendas, 
oficinas, comercio, industria, etc. que excluyan las condiciones anteriores. 
 
La Fig. 1.9 resume los objetivos de comportamiento que se espera que se cumplan 
en función de los terremotos de diseño y los estados límites. 
 
 
En referencia al Reglamento de Argentina, INPRES-CIRSOC 103 tomo I, ref. [5], la 
máxima aceleración del suelo para el diseño en estado límite último de edificios de uso 
común se corresponde con el terremoto de período de retorno de 475 años, por lo que 
para una vida útil de 50 años tiene una probabilidad de excedencia del 10 %. 
 
Un criterio similar utiliza el código de Nueva Zelanda NZS 4203:1992, ref. [6], que 
en su sección C.4.6.2 indica que para el estado último se ha adoptado un espectro de 
riesgo uniforme con un período de retorno asignado en 450 años (lo que también da 
aproximadamente un 10 % de probabilidad de ser excedido en 50 años). Nótese que 
en este caso la probabilidad anual de excedencia, que es la inversa del período de 
recurrencia, es de aproximadamente el 0.2 %, o sea 0.002. La misma norma, para el 
estado límite de servicio establece que las fuerzas de diseño están basadas en un 
espectro de riesgo uniforme con una probabilidad anual de excedencia del 10 %, o sea 
0.10. Esto implica para este estado límite un período de retorno de 10 años, lo cual le 
da una probabilidad del 100 % de ser excedida en 50 años, del 95 % en 30 años y del 
63 % en 10 años. La Fig. 1.10 muestra la relación entre el factor de importancia o 
riesgo de la construcción y el período de retorno o su inversa la probabilidad anual de 
Fig. 1.9. Objetivos de Comportamiento 
Recomendados Para Edificios. 
 21 
 
Fig. 1.10. Factor de Riesgo y 
Probabilidad anual de 
excedencia. 
Probabilidad anual de excedencia 
Período de Retorno (años) 
F
ac
to
r 
d
e 
R
ie
sg
o
, 
R
 
 
 
 excedencia. Se ve que, para un edificio esencial, para el cual la norma toma el factor 
de riesgo R=1.3, resultaría una probabilidad anual de excedencia del orden de 10-3, es 
decir un período de retorno de casi 1000 años. Si esto se relaciona con la tabla 2 que 
da el SEAOC significaría que de acuerdo al NZS4203 el mismo nivel de daños se 
espera en un edificio de uso común para el sismo que ocurre cada 500 años 
(designado como raro) que en un edificio esencial para el sismo que ocurre cada 1000 
años (designado como muy raro). 
 
 
I.4 PARÁMETROS DE COMPORTAMIENTO ESTRUCTURAL. 
 
I.4.1. EDIFICIO. ACCIÓN vs. DEFORMACIÓN. CURVA DE R ESPUESTA. 
 
La cuantificación de la respuesta estructural en términos de parámetros 
distintivos que la definen, se puede hacer tanto en referencia a cargas gravitatorias 
como a horizontales, en forma aislada o combinada. Sin embargo, para el problema 
que nos ocupa que es diseñar el edificio de hormigón armado y verificar su posible 
comportamiento antelos diferentes estados límites ya enunciados, se optará por definir 
los parámetros de respuesta en función de una curva que represente el modelo de 
comportamiento bajo las acciones combinadas. La Fig. 1.11 muestra en forma 
esquemática el edificio en estudio sometido a la acción de cargas gravitatorias y 
horizontales. Para hacer el modelo de respuesta, se supone que las cargas verticales, 
 22 
provenientes de peso propio y sobrecargas de uso, permanecen constantes y las 
horizontales, debidas a la acción sísmica, se incrementan desde cero hasta provocar la 
falla completa del edificio. Hay que distinguir entre respuesta global del edificio, 
respuesta local de los elementos estructurales y respuesta del material. 
 
 
 
Para ambos tipos de respuesta, global y local, se utiliza una representación en 
ordenadas de la variable estática (asociada a equilibrio, fuerza, momento) y en abscisa 
de la variable cinemática (asociada a compatibilidad, por ejemplo desplazamientos, 
deformaciones, rotaciones, etc.), y lo que las vincula es algún tipo de ley constitutiva. 
En los capítulos siguientes se trabajará con respuestas locales, como lo son momento 
vs. rotación, momento vs. curvatura, corte vs. distorsión, para los elementos y sus 
secciones y con tensión vs. deformación para los materiales. 
(a) (b) (c) 
Fig. 1.11 Esquema de Edificio Sometido a Acciones 
Horizontales: 
(a) acciones (b) desplazamientos (c) Esfuerzos de Corte. 
 
Fig. 1.12. Respuesta Global. 
Comportamiento Lineal y No Lineal. 
 
 23 
Para la respuesta global, en el caso de un edificio de varios pisos, lo usual es 
representar cortante total del edificio vs. desplazamiento de la última losa. Se supone 
entonces que las cargas verticales no varían y que el edificio es “empujado” por las 
fuerzas horizontales que crecen desde cero en forma estática, monotónica y 
proporcional. Estática porque se aplican lentamente (no genera fuerzas de inercia 
asociadas a aceleraciones), monotónica porque van siempre en el mismo sentido (no 
hay reversión) y proporcional implica que todas las cargas horizontales aumentan en 
forma proporcional, es decir, manteniendo la relación entre ellas. En la literatura técnica 
inglesa este tipo de análisis se llama “push-over”. Obviamente esta es una manera de 
estudiar el comportamiento a carga combinada, es muy instructiva y aunque esté lejos 
de representar lo que sucede durante un sismo, la información que se obtiene es muy 
valiosa. En este caso servirá para clarificar los conceptos de rigidez, resistencia y 
ductilidad. En la Fig. 1.12 se muestra un esquema, (obtenido de información japonesa) 
sobre la diferencia conceptual entre comportamiento Lineal y No lineal. Luego de que la 
acción desaparece, se ve que en el primer caso, no quedan prácticamente 
deformaciones permanentes, mientras que en el segundo, la verticalidad del edificio, 
dependiendo del grado de incursión inelástica, se ha afectado. 
 
La Fig. 1.13 muestra varias curvas, algunas identificadas como respuesta 
observada (observed response) y otras la simplificación de las mismas (idealized 
responses). La respuesta observada o real sería la que resulta de, por ejemplo, un 
ensayo físico del tipo push-over, o la envolvente de un ensayo dinámico que sólo toma 
fuerzas y desplazamientos positivos. Estas curvas podrían también haberse obtenido a 
partir de procedimientos analíticos, mediante una adecuada modelación de las 
acciones y el edificio. Las curvas idealizadas o simplificadas son las que permiten, por 
ejemplo, definir hitos que separan características de la respuesta e identifican los 
estados límites. En el eje de ordenadas se ha colocado directamente la variable 
“resistencia”, para hacer la discusión aún más general. 
 
 
 I.4.2. PARÁMETROS ESTRUCTURALES GLOBALES. 
 
Los tres parámetros que son necesarios identificar para comprender los estados 
límites del diseño son la rigidez, la resistencia y la ductilidad. 
 
 
 
Fig. 1.13. Respuesta Global. 
Identificación del 
Comportamiento a varios Niveles. 
 
 24 
I.4.2.1 Rigidez. 
 
Este parámetro relaciona directamente, por ejemplo en este caso, las fuerzas 
con los desplazamientos, y sirve principalmente para verificar el estado límite de 
servicio. En la rigidez global intervienen los módulos de elasticidad de los materiales, 
las características geométricas de los elementos estructurales y la topología 
(distribución y conexiones de los elementos) de la estructura en su conjunto. No debe 
olvidarse de que la estructura no es algo plano sino tridimensional. En el caso de 
estructuras de hormigón armado y de mampostería, la evaluación de la rigidez con 
cierto grado de precisión no es tan simple, como lo podría ser para, por ejemplo, una 
estructura metálica. Los fenómenos de fisuración, deformación diferida y la evaluación 
de la contribución en tracción del hormigón y los mampuestos suele presentar 
bastantes incertidumbres. Estos problemas se enfrentarán más adelante. Si en la Fig. 
1.13 se toma como representativa cualquiera de las dos curvas bilineales, y se define 
como ∆y el desplazamiento que corresponde a la “fluencia” de la estructura, y que está 
asociado a una resistencia Sy, entonces la pendiente de dicha respuesta idealizada 
como lineal y elástica y dada por K = Sy/∆y es utilizada para cuantificar la rigidez inicial 
global del edificio en la dirección analizada. 
 
Muchas son las discusiones que se han generado para definir el punto de 
fluencia. No es objeto entrar ahora en detalle sobre los distintos criterios, sino 
simplemente mencionar que en la ref.[2] se toma el concepto de rigidez secante 
refiriéndola al valor de 0.75 Si, donde con Si se representa la resistencia “ideal” o de 
fluencia de la estructura. 
 
Al valor de K resultante se lo llama “rigidez efectiva” y será éste el que nos 
interese cuando se verifiquen condiciones de estado límite de servicio. Una de las 
condiciones más comunes a verificar es la de desplazamientos relativos entre pisos, 
que deben permanecer dentro de ciertos valores, a los cuales los reglamentos 
modernos de diseño imponen límites. 
 
 
I.4.2.2 Resistencia. 
 
La resistencia de una estructura está dada por la máxima carga, generalmente 
expresada a través del esfuerzo de corte en la base, que ésta puede soportar bajo la 
combinación de cargas verticales y horizontales. 
 
Para evitar una pronta incursión en el rango de comportamiento inelástico, los 
elementos estructurales deben poseer la resistencia suficiente como para soportar las 
acciones internas (momentos, cortes, axiales) que se generan durante la respuesta 
dinámica del edificio. Más adelante se verán diferentes niveles de resistencia que es 
necesario distinguir para las diferentes etapas del proceso de diseño. 
 
El nivel de resistencia mínimo que debe tener la estructura se indica en la Fig. 
1.13 con Si, resistencia ideal (más adelante, la designaremos como resistencia 
nominal), que se corresponde con la que se toma o designa como resistencia de 
fluencia. El valor de la resistencia por encima de Si se llama sobre-resistencia y se 
designa con So. El estimar este valor de So durante el proceso de diseño, tal cual se 
verá luego, tiene mucha importancia para poder aplicar el diseño por capacidad. 
 
 
 25 
I.4.2.3 Ductilidad. 
 
Para asegurar que el edificio quede en pie después de un gran sismo, su 
estructura debe ser capaz de sobrellevar grandes deformaciones sin que su resistencia 
se vea seriamente afectada. Los desplazamientos a que se vería sometido el edificio 
pueden estar bastante más allá del que corresponde a la fluencia, y que marcaría en 
nuestro modelo el límite de comportamiento elástico. La habilidad de la estructura para 
ofrecer resistencia en el rango no lineal de la respuesta se denomina ductilidad. Esta 
implica sostener grandes deformaciones y capacidad para absorber y disipar energía 
ante reversión de cargas y/o desplazamientos (comportamiento histerético) por lo que 
representa, paramuchos autores, la propiedad más importante que el diseñador debe 
proveer al edificio que se vaya a construir en una zona de alto riesgo sísmico. 
 
El límite de la ductilidad de desplazamientos disponible, indicado en la Fig. 1.13 
por el desplazamiento último ∆u, generalmente se asocia a un límite especificado de 
degradación de resistencia. Aunque muchas veces se relaciona este punto con la falla 
de la estructura, en la mayoría de los casos se suele poseer una reserva de capacidad 
para sostener deformaciones inelásticas adicionales sin llegar al colapso estructural. 
Claro está que las deformaciones permanentes pueden ser significativas lo que lleve a 
considerar al edificio totalmente fuera de servicio. Tal situación se muestra a 
continuación (ver esquema Fig. 1.12). 
 
En la Fig. 1.13 se puede contrastar una falla dúctil contra tipos de falla frágil, las 
que se representan con líneas de trazo descendentes. Fallas frágiles (brittle) implican 
pérdidas completas de la resistencia. En el hormigón armado implican generalmente 
desintegración del hormigón, y sobrevienen sin ningún tipo de aviso. Por razones 
obvias, este tipo de comportamiento debe ser evitado y es el que ha causado la 
mayoría de los colapsos durante terremotos, siendo responsable por lo tanto de las 
pérdidas de vidas. 
 
 La Fig. 1.14(a) muestra cómo quedó el hospital Olive View después del terremoto 
de San Fernando de 1971, Magnitud Richter ML = 6.4, en California. Lo importante a 
mencionar de este edificio para el tema que se desarrolla, está en la comparación de 
las Figs. 1.14(b) y 1.14(c), que muestran a dos columnas del mismo edificio pero con 
un comportamiento totalmente diferente. La Fig. 1.14(b) muestra una respuesta 
netamente dúctil de una de las columnas centrales de la fachada de 1.14(a) y que 
evitó, junto a las otras columnas de similar respuesta, el colapso durante el sismo. El 
desplazamiento del extremo superior respecto de la base fue cercano a 80 cm. Una de 
las columnas esquinas del mismo edificio tuvo un comportamiento explosivo, 
desintegrándose el hormigón tal cual se muestra en la Fig. 1.14(c): esto es 
comportamiento frágil. Si ésta hubiera sido la respuesta de la mayoría de las columnas, 
seguramente se hubiera producido un colapso similar al que se muestra en la Fig. 
1.15(a) y (b), es decir falla total de planta baja provocando el mecanismo de piso, como 
sucedió en el pabellón de psiquiatría del mismo hospital durante el mismo evento. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 26 
 
 
. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 1.14(a) Arriba. Fachada del Hospital Olive View 
después del terremoto de San Fernando del año 
1972. 
 
Fig. 1.14(b) Columna 
con Comportamiento 
Dúctil. 
Fig. 1.14(c) Columna 
con Comportamiento 
Frágil. 
 
 27 
La ductilidad se cuantifica a través del factor de ductilidad, generalmente 
designado con µ, y definido como la relación entre el desplazamiento total impuesto en 
cualquier instante ∆ y el que corresponde al inicio de fluencia, que se designó como ∆y, 
es decir: 
 
µ = ∆ / ∆y (1.3) 
 
En general, las variables cinemáticas pueden representar desplazamientos, 
rotaciones, curvaturas, deformaciones específicas, etc., y por lo tanto representan 
grados de comportamiento inelástico a nivel global o local. En respuesta global, lo 
importante es que se verifique que la máxima demanda de ductilidad estimada durante 
el sismo µm = ∆m / ∆y no supere la máxima ductilidad potencial disponible µu = ∆u / ∆y. De 
todas maneras se debe reconocer que no siempre es posible utilizar durante un sismo 
toda la ductilidad disponible pues eso implicaría tal vez que se deban desarrollar 
deformaciones excesivas que pongan en peligro la estabilidad del edificio, o bien que el 
daño resultante a elementos no estructurales sea inadmisible. Es por eso que las 
normas imponen ciertos límites a los desplazamientos máximos permitidos. 
 
 
 
I.4.3 ANÁLISIS DEL COMPORTAMIENTO DE LA ESTRUCTURA EN ESTUDIO. 
 
Se hace a continuación una referencia al edificio objeto de nuestro estudio, con 
respecto a su respuesta global y a los parámetros estructurales antes definidos. La Fig. 
1.16 muestra las envolventes de los estudios analíticos y experimentales que se 
llevaron a cabo sobre el edificio de hormigón armado de 7 pisos construido en Japón. 
Con referencia a los conceptos dados en la sección anterior y haciendo suposiciones 
similares a las de la Fig. 1.13, se podrían obtener las siguientes conclusiones: 
 
Fig. 1.15(a) Vista del Pabellón de 
Psiquiatría del Olive View. Sismo de 
1971. 
Fig. 15(b) Causa del Colapso de 
Planta Baja. 
 28 
 
 
I. Los requerimientos de rigidez, resistencia y ductilidad fueron ampliamente 
satisfechos con respecto a las exigencias del código UBC-1979. 
II. La deformación máxima, ∆m alcanzada durante el experimento fue cercana a 
los 35 cm (1in = 2.54cm), lo cual representa un índice de desplazamiento 
relativo de la última losa cercano al 1.6 % (es decir 0.016 de H, altura total). 
III. El máximo esfuerzo de corte (resistencia) medido experimentalmente fue 
cercano a los 4200 kN (1Kip = 4.45 kN), es decir 420 ton (1 N = 0.1 kg). 
IV. Si se toma como resistencia ideal la que corresponde a una fuerza de 3400 
kN (767 Kip) (este criterio es discutible, pero se toma ahora para aplicar los 
conceptos anteriores), se ve que la sobre-resistencia So estuvo 
aproximadamente un 25 % por encima de Si. 
V. Si se estima que los puntos inicial y final de fluencia son alcanzados cuando 
la deformación es de 2,5 y 10 cm respectivamente, podría suponerse que un 
punto intermedio (como por ejemplo aquel que corresponde a una 
deformación de 6 cm), sería lo suficientemente representativo del límite de 
fluencia ∆y, a los efectos de la construcción de un diagrama bi-lineal 
simplificado. 
VI. Bajo las consideraciones de la hipótesis anterior, el factor de ductilidad de 
desplazamientos desarrollado estaría comprendido entre 4 y 6. 
VII. El factor de rigidez horizontal inicial K sería del orden de 3400 kN / 60 mm, es 
decir del orden de 57 kN / mm. 
 
No es objeto por el momento entrar en más detalles sobre estos resultados. Existen 
numerosos trabajos al respecto que pueden ser consultados [ref.7]. 
Fig. 1.16. Curvas de Respuesta Global Analíticas y Experimentales del Edificio de 
hormigón armado de Fig. 1.6. 
 
 29 
I.5. DEFINICIÓN DE ACCIONES DE DISEÑO. 
 
I.5.1. CARGAS Y FUERZAS DE DISEÑO. 
 
A los efectos de llevar a cabo los análisis de cargas y de fuerzas que actúan sobre 
los edificios, se debe reconocer, para las construcciones en general, las siguientes 
acciones (entre paréntesis se coloca la designación en inglés según notación del ACI-
318): 
 
I. Cargas Permanentes (Dead Loads, D) 
II. Cargas útiles o Sobrecargas (Live Loads, L) 
III. Fuerzas Sísmicas (Earthquake Forces, E) 
IV. Fuerzas de Viento (Wind Forces, W) 
V. Otras Cargas. 
 
Dado que se utiliza en gran parte bibliografía en inglés como referencia, y como 
reglamento de hormigón armado el ACI-318, en ocasiones se coloca también la 
designación en inglés a los efectos de facilitar comparaciones, búsquedas de temas y 
asociar la notación con la designación. 
 
I. Cargas Permanentes : resultan del peso propio de la estructura y de otros 
elementos componentes de la construcción adheridos en forma permanente, 
como pueden ser contrapisos, pisos, paneles divisorios de ambientes, 
cielorrasos, etc. La cuantificación del peso propio de la estructura se hace en 
principio a partir del predimensionado individual de los elementos 
estructurales, el cual se verifica y ajusta una vez adoptado el diseño final. A 
los efectos de valorar las cargas de los materiales adosados en la estructura, 
existen manuales y normas que poseen los pesos promedios típicos. Por 
ejemplo, el Reglamento CIRSOC 101, ref.[8], en su capítulo 3, tabla 1, da los 
pesos unitarios de los materiales más comunes usados en la construcción. A 
veces lascargas gravitatorias, tanto permanentes como accidentales suelen 
ser sobrestimadas. Esto produce mayor seguridad al diseño contra acciones 
verticales, pero a veces podría no tener el mismo efecto al diseñar contra el 
sismo. Por ejemplo, la capacidad a flexocompresión de las columnas de 
hormigón armado se vería aumentada cuando en realidad la presencia de 
una menor carga axial hubiera indicado lo contrario. 
Más adelante y a modo de ejemplo se hará un análisis de cargas para el 
edificio de Fig. 1.6 a los efectos de aplicar estos conceptos y los que siguen a 
continuación. 
 
II. Cargas de Uso o Sobrecargas: son las que resultan del mismo uso o 
función de la construcción. Pueden ser móviles y variar en intensidad. Los 
máximos valores que dan los códigos están basados en estimaciones 
probabilísticas. En la mayoría de los casos estas cargas son simuladas como 
uniformemente distribuidas sobre el área total de piso. Sin embargo, en 
varias ocasiones es necesario la consideración de cargas puntuales. En 
edificios industriales ésta suele ser una situación muy común. La probabilidad 
de que un área en forma completa esté sometida a la máxima intensidad de 
carga accidental especificada disminuye cuando la dimensión del área 
cargada aumenta. Los pisos utilizados para oficinas suelen ser ejemplos de 
estos casos. Si bien es recomendable diseñar las losas para que soporten la 
carga accidental total, las columnas y vigas que reciban cargas de una gran 
 30 
área tributaria asociada, podrían ser diseñadas suponiendo una reducción de 
aquellas. A tal efecto, la norma NZS:4203-1992, propone la siguiente 
expresión: 
 
Lr = r.l (1.4) 
 
donde r se debe determinar según los siguientes casos: 
 
I. Para uso de depósitos y servicios: 
 
1
A
4.6
0.50r ≤+= (1.5.1) 
II. Para otros usos: 
 
1
A
2.7
0.40r ≤+= (1.5.2) 
 
De todas maneras la citada norma establece casos específicos en que r debe 
tomarse igual a 1.0, los que se pueden consultar en la sección 3.4.2.2. de la 
misma. Se puede observar que para un área A= 90 m2 la ecuación (1.5.1) da 
r≈ 1.0, y para A= 100 m2 resulta en r= 0.96. Es decir que se requiere de 
grandes áreas para poder tener algún tipo de reducción. Sin embargo, para 
el segundo caso, ecuación (1.5.2), cuando A= 20 m2 da r≈1.0, y para A= 30 
m2 resulta en r≈ 0.90. 
 
El reglamento CIRSOC 101 especifica en su sección 4.2 cuándo se puede 
reducir la carga viva o accidental, aunque para esta norma el criterio se aplica 
al caso de edificios de varios pisos destinados a viviendas, aduciendo la 
improbabilidad de presencia simultánea de las sobrecargas especificadas en 
todas las plantas. Para edificios públicos y oficinas el CIRSOC no acepta 
ningún tipo de reducción en las sobrecargas. 
 
A los efectos de determinar las características dinámicas de los edificios, 
como la masa y el período, es necesario estimar las cargas permanentes y 
las de uso. Para evaluar las fuerzas de inercia horizontales inducidas por las 
aceleraciones del sismo en un nivel determinado es suficiente suponer que la 
masa del sistema de pisos, incluyendo las terminaciones, divisiones y vigas, y 
además las porciones de columnas y muros que corresponden a la mitad 
inferior y la mitad superior del nivel considerado se encuentran concentradas 
en el centro de masas de la losa respectiva. Además, la mayoría de los 
códigos suponen que en dicho punto hay que aplicar una masa extra que 
corresponde a una fracción de la carga accidental. El código NZS:4203, por 
ejemplo especifica que el peso total de cada nivel i, Wi, debe calcularse con 
esta expresión: 
 
Wi = D + ηLr (1.6) 
 
y adopta η = 0.0, 0.6 y 0.4 para los techos, pisos de depósitos y el resto de 
los casos respectivamente. El INPRES-CIRSOC toma valores que van de 0, 
0.25, 0.50, 0.75 y 1.0 según los casos que da en su tabla 6 (ref.[5]). 
 
 31 
III. Fuerzas sísmicas: El método más empleado para evaluar el efecto sísmico 
sobre los edificios es conocido como método de las fuerzas horizontales 
estáticas equivalentes. Si bien su aplicación está limitado a cumplir ciertas 
condiciones, se prefiere el mismo por su simplicidad, pues da buenos 
resultados en particular para edificios simples y simétricos y además porque 
es el método con el cual los diseñadores están más familiarizados. La Fig. 
1.17 muestra un esquema del modelo utilizado para determinar las fuerzas 
sísmicas que se deben aplicar en cada nivel del edificio. Primeramente se 
calcula la fuerza sísmica total, expresada como esfuerzo de corte total en la 
base del edificio, y dada por: 
 
Vb = C . Wt (1.7) 
 
donde: 
 
C= coeficiente sísmico, que conceptualmente no es otra cosa que una 
aceleración expresada como un porcentaje de la aceleración de la gravedad, 
y que magnifica las fuerzas de inercia inducidas por las aceleraciones 
impuestas por el sismo. El coeficiente C es función de la zona sísmica, del 
período del edificio, de la importancia de la construcción, del tipo de suelo de 
fundación, del estado límite de diseño y del factor de reducción de acciones, 
generalmente designado como R. Las tendencias actuales asignan al factor 
R la influencia no solamente de la ductilidad global sino también de la sobre 
resistencia del edificio y en algunos casos del grado de hiperestaticidad o 
redundancia. 
 
Wt = ΣWi, sumatoria de los pesos de todos los niveles, es decir el peso de 
toda la masa del edificio que se activa o moviliza durante el sismo. 
Este esfuerzo de corte basal deber ser distribuido en la altura total del 
edificio. En general se acepta una distribución de fuerzas con configuración 
de triángulo invertido, y que responde a la siguiente expresión: 
 
∑
=
ihiW
rhrW
bV αrF (1.8.1) 
 
 
para todos los niveles excepto el último, y: 
 
Fig. 1.17. Modelo de Edificio para 
asignar masas y fuerzas por nivel. 
 
 32 
( )
∑
+=
ihiW
nhnW
bαVbV α-1nF (1.8.2) 
 
para el nivel n, donde: 
 
Vb = esfuerzo de corte en la base del edificio. 
n = número de pisos a considerar. 
hi = altura del piso i. 
α = coeficiente para incorporar la influencia de los otros modos vibrar 
adicionales al modo fundamental T0. 
 
Hay distintos criterios en las normas para asignar el valor a α. El reglamento 
INPRES-CIRSOC establece que: 
 
I. para T0 ≤ 2 T2 usar α = 1.0 
 
 II. si T0 ≥ 2 T2 usar esta expresión: 
 
α = 1 – [(T0 – 2 T2) / 10 T0] (1.9) 
 
siendo T0 el período fundamental del edificio y T2 el período que corresponde 
al fin del plafón del espectro de aceleraciones elásticas. Esto implica que, por 
ejemplo, para suelo intermedio y para Mendoza (zona 4, T2 = 0.60 segs) α es 
igual a 1.0 cuando el período fundamental es menor de 1.20 segundos. 
 
La norma NZS:4203 establece para todos los casos, es decir sin tener en 
cuenta período o altura del edificio en estudio, que para todos los niveles: 
 
∑
=
ihiW
ihiW
b0.92ViF (1.10) 
 
y para el último nivel se debe adicionar una fuerza horizontal equivalente a 
0.08 Vb. 
 
Esta norma aclara en sus comentarios que si bien se ha demostrado que la 
magnitud del incremento de fuerza en el último nivel debería ser función del 
período fundamental, se mantienen esos valores de 0.92 y 0.08 constantes 
para reducir la complejidad en los análisis y porque da suficiente 
aproximación para períodos de hasta 2 segundos. 
 
La ref.[2] directamente da estas expresiones para la distribución en altura del 
corte basal en edificios de más de 10 pisos: 
 
∑
=
ihiW
rhW
b0.90VF
r
r (1.11.1) 
 
para todos los niveles excepto el último, y: 
 
 33 
 
∑
+=
ihiW
nhnW
bV90.0bV 10.0nF (1.11.2) 
 
aunque de todos modos reconoce que existenotros métodos más refinados y 
menciona el que adopta las recomendaciones del NEHRP de 1988. Sin 
embargo, las nuevas recomendaciones de la NEHRP de 1997, en el 
documento que emite la FEMA 273 (Federal Emergency Management 
Agency), ref.[9], dan esta expresión: 
 
∑
=
k
k
ihiW
nhnW
vxC (1.11.3) 
 
 donde: 
 
k = 1.0 para T ≤ 0.50 segs. 
k = 2.0 para T ≥ 2.00 segs. 
y se usa interpolación lineal para períodos intermedios. 
 
Más adelante se verá la aplicación del método de fuerzas estáticas 
equivalentes para el edificio en estudio. 
 
IV. Fuerzas de Viento: Se expresó anteriormente que las fuerzas de diseño 
sísmico ajustadas (reducidas) por la capacidad de disipación de energía 
(ductilidad) potencial que posee el edificio pueden ser varias veces menor 
que las que corresponden a las fuerzas para respuesta elástica. Podría 
entonces suceder que si el edificio es de mucha altura, bastante flexible y 
ubicado en una zona muy expuesta al viento, las fuerzas especificadas por el 
código para diseño contra el viento, combinadas con las acciones 
gravitatorias, podrían controlar el diseño. Si bien contra el viento no aparecen 
requerimientos de ductilidad y dadas las incertidumbres para cuantificar el 
terremoto ya expresadas, para asegurar una respuesta satisfactoria ante 
eventos sísmicos extremos, es conveniente tomar recaudos asegurando un 
buen diseño y controlar que el modo de falla potencial del edificio suministre 
la mayor ductilidad posible. La aplicación del diseño por capacidad es 
necesaria para este propósito. Para las estructuras de hormigón armado que 
se construyen en nuestro medio el viento no controla el diseño (salvo en el 
techo si éste es de estructura liviana), por lo que no se profundiza más en el 
tema. El reglamento argentino CIRSOC 102, ref.[10], contiene las exigencias 
para acciones de viento. 
 
V. Otras Fuerzas: otras fuerzas que pueden solicitar a la estructura son 
especificadas en la ref. [8], por ejemplo posibilidad de choque de vehículos 
contra muros, esfuerzos horizontales en barandas, sobrecargas para 
ascensores, montacargas y elevadores, etc. La norma CIRSOC 104, ref. [11], 
tiene las exigencias para cargas de Nieve y de hielo sobre las 
construcciones. 
 
Otros efectos que se debe considerar son los de contracción y fluencia lenta 
del hormigón, y los originados por diferencias de temperatura. La incidencia y 
 34 
posibles efectos de estos fenómenos se verán cuando se estudien las 
propiedades del hormigón. 
 
 
1.5.2. COMBINACIÓN DE LAS ACCIONES. 
 
1.5.2.1. Criterios generales . 
 
Es claro que las cargas y fuerzas antes descriptas no actúan aisladas, sino 
combinadas en ciertas proporciones. Estas proporciones están asociadas a los estados 
límites que se deban verificar. Hasta hace unos años atrás era común que las 
verificaciones se hicieran considerando el método de tensiones admisibles. En este 
caso las acciones no se mayoraban y, para tener los márgenes de seguridad 
adecuados, se trabajaba con tensiones admisibles de los materiales, es decir se 
aplicaban factores de seguridad a los materiales. Sin embargo, tal cual luego se verá, 
en la actualidad los métodos basados en resistencia y capacidad son los que 
prácticamente se usan en exclusividad. Por ello, por ejemplo el ACI-318, ref. [12], 
establece que las estructuras y los elementos estructurales deben ser diseñados para 
que tengan en cualquier sección una resistencia que se debe comparar con las 
solicitaciones que resultan de las acciones combinadas y mayoradas. En las secciones 
siguientes se verán los distintos niveles de resistencia para efectuar las comparaciones 
exigidas por los códigos. Corresponde ahora ver las combinaciones de acciones. 
 
A los efectos de la materia hormigón armado I, sólo consideraremos las cargas y 
sus combinaciones que correspondan a cargas permanentes, D, accidentales, L, y de 
terremoto, E. Se verá a continuación los criterios de varias normas. 
 
I. Reglamento INPRES-CIRSOC 103-2000 
 
Designando con U la combinación de acciones para el estado último (diseño por 
resistencia) las combinaciones a aplicar son: 
 
S fL fE 1.00D 1.20U 21 ++±= (1.12.1) 
 
E 1.00D 0.9U ±= (1.12.2) 
 
donde: 
 
f1 es el factor de mayoración de la sobrecarga. 
 
f1 = 1.00 para lugares de concentración de público donde la sobrecarga sea 
mayor a 5.00 kN/m2 y para playas de estacionamiento. 
f1 = 0.50 para otras sobrecargas. 
f2 es el factor de mayoración de la carga de nieve. 
f2 = 0.70 para configuraciones particulares de techos (tales como las de 
dientes de sierra), que no permiten evacuar la nieve acumulada. 
f2 = 0.20 para otras configuraciones de techo. 
 
II. Código ACI-318 (Secc. 9.2.1)-2002 
 35 
 
U = 1.40 D (1.13.1) 
U = 1.20 D + 1.60 L. (1.13.2) 
U = 1.05 D + 1.28 L ± E (1.13.3) 
U = 0.90 D ± E (1.13.4) 
 
III. Reglamento NZS:4203. 
 
U = 1.4 D (1.14.1) 
U = 1.2 D + 1.6 L. (1.14.2) 
U = 1.0 D + 1.0 Lu ± Eu (1.14.3) 
 
donde en este caso el valor de Lu está dado por la carga viva reducida, según ecuación 
(1.4) multiplicada a su vez por el factor η, es decir: 
 
Lu = η . r . L (1.15) 
 
Los factores de carga que se aplican tienen la intención de que se tenga 
suficiente seguridad contra el incremento de las cargas de servicio hasta un cierto valor 
más allá de los valores especificados, de modo que la falla del elemento sea muy 
improbable. En algunos casos, cuando no se diseña también para el estado límite de 
servicio, estos factores ayudan a que las deformaciones para las cargas de servicio se 
mantengan dentro de límites razonables. El reglamento NZS:4203, en cambio, 
especifica que se deben verificar las estructuras para dos estados límites. Las 
ecuaciones (1.14) corresponden al estado límite último. Para el estado límite de 
servicio especifica las siguientes combinaciones: 
 
 S = D + Ls. (1.16.1) 
 S = D + Ls ± Es (1.16.2) 
 
donde Es define al terremoto a nivel de servicio (ver sección 1.3.3 de este apunte) y en 
este caso el valor de Ls está dado por la carga viva reducida, según ecuación (1.4) 
multiplicada a su vez por el factor ηs, factor de participación específico para cargas de 
servicio, es decir: 
 
 Ls = ηs r L (1.17) 
 
Esta norma, en el reglamento específico de hormigón armado, ref. [13], 
especifica en su sección 3.3.1 que para el estado límite de servicio la estructura y sus 
componentes deben ser diseñados para limitar las flechas, las fisuras y las vibraciones, 
es decir, para satisfacer requerimientos de rigidez. Da límites para cada caso. En la 
sección 3.4.1 establece que para el estado límite último la estructura y sus 
componentes deben ser diseñadas para suministrar la adecuada resistencia y 
ductilidad. 
 
Es importante destacar que los factores de carga implementados para el diseño 
por resistencia en los años cercanos a 1960 tenían la intención original de evitar que el 
elemento desarrollara su capacidad resistente bajo la acción de las cargas máximas 
que pudieran tomar las mismas durante la vida económica del edificio. Sin embargo, 
como ya se expresó antes, si la filosofía de diseño sismorresistente está basada en 
reducción de fuerzas por comportamiento (ductilidad, sobre resistencia), este concepto 
 36 
no es apropiado, dado que justamente se espera que el desarrollo de la resistencia se 
produzca para el terremoto de diseño. Si se aplican factores de carga a los niveles de 
fuerza que ya han sido reducidos del nivel elástico esto implica una reducción de los 
requerimientos de ductilidad esperados. Esto en definitiva obscurece el verdadero