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DIPLOMA DE ESPECIALIZACIÓN PROFESIONAL EN: “DISEÑO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO ARMADO” Ing. ERLY MARVIN ENRIQUEZ QUISPE
[email protected] 03 DE DICIEMBRE 2017 Tacna – Perú
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MÓDULO I
“COMPORTAMIENTO Y DISEÑO A FLEXIÓN
Y CORTANTE CORTANTE DE ELEMENTOS ELEMENTOS DE CONCRETO ARMADO” Ing. ERLY MARVIN ENRIQUEZ QUISPE
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MÓDULO I
“COMPORTAMIENTO Y DISEÑO A FLEXIÓN
Y CORTANTE CORTANTE DE ELEMENTOS ELEMENTOS DE CONCRETO ARMADO” Ing. ERLY MARVIN ENRIQUEZ QUISPE
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SESIÓN 2 MAÑANA
“COMPORTAMIENTO SÍSMICO Y DISEÑO POR
CAPACIDAD DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO ARMADO” Ing. ERLY MARVIN ENRIQUEZ QUISPE
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INTRODUCCIÓN
La ocurrencia de un movimiento sísmico intenso despierta siempre la atención de gran número de ingenieros, sismólogos y autoridades gubernamentales. - La deficiencia de reglamentos, deficiencia en cálculos, defectos constructivos, mala conservación de las estructuras son expuestos a raíz de un sismo intenso. - La incredulidad de las personas ante el riesgo sísmico. - La consideración de que sismos de mediana intensidad son suficientes para probar el correcto cálculo construcción. Poco a poco el hombre ha ido logrando el perfeccionamiento de los sistemas constructivos, así como el mejor conocimiento del comportamiento de los materiales al ser sometidos a los efectos de sismos intensos; sin embargo aún falta mucho por hacer, sobre todo al nivel vivienda popular.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
El uso del concreto armado se inicia en el Perú entre 1910 y 1920. No se conoce con precisión cual fue la primera obra construida con columnas, vigas y losas de concreto armado.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En los inicios del siglo XX, todas las edificaciones se basaban en muros de adobe o ladrillo, con muros de quincha o ladrillo en el segundo nivel.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Los entrepisos y techos eran con viguetas de madera, excepto en el caso de bóvedas o cúpulas que podían ser de madera, ladrillo o piedra.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Con la llegada del cemento se inician obras en concreto y concreto armado, cambiándose la concepción del diseño arquitectónico y estructural. Sin embargo, a pesar de estructurarse en base a pórticos (vigas y columnas) de concreto armado, no desaparecen los muros de albañilería, que eran gruesos (e≥25 cm). Estos siempre estaban presentes en los cerramientos laterales,
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Las primeras edificaciones se hacen con el concepto de pórticos principales en una sola dirección. En estos ejes se apoyaban losas macizas armadas en una dirección o aligerados con viguetas en una dirección. No existía el criterio de colocar vigas en la dirección secundaria, ni peraltadas ni chatas, excepto casos especiales. Los conocimientos sísmicos prácticamente inexistentes.
eran
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Entre 1920 y 1930 se da un gran desarrollo de la ciudad de Lima, con nuevas avenidas, plazas y edificaciones importantes. Basta recordar que en esa década se construyen las edificaciones más importantes de la Plaza de Armas, la Plaza San Martín y las calles y avenidas del centro histórico.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
El terremoto de 1940 en Lima, afecta en forma muy importante las edificaciones de adobe. Las nuevas edificaciones de concreto no tienen mayores problemas, lo que hace que no se adviertan los defectos de estructuración de esa época. Muchas de estas edificaciones no se afectan gracias a la contribución de los muros de albañilería, que ayudan en proporcionar rigidez y resistencia. La mayoría de los primeros diseños en concreto armado se hacen por compañías extranjeras. Los libros de consulta eran europeos (alemanes, franceses, españoles, italianos). Los códigos del ACI todavía no se usaban
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En las décadas de 1950 y 1960 se producen cambios importantes en la arquitectura peruana. Se eliminan los muros de albañilería de las edificaciones. Se hacen ventanas más amplias y mamparas de piso a techo. Se comienzan a usar los tabiques de ladrillo, como elementos no estructurales que se construían después de haber vaciado y desencofrado los entrepisos y vigas. Se hacen los primeros edificios de planta libre.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Estos cambios hacen que los pórticos se conviertan en los únicos elementos que proporcionan rigidez lateral y resistencia sísmica. No se tenían muros de concreto armado, salvo casos especiales. Se comienza a hacer costumbre usar muros en las cajas de ascensores y escaleras. Sin embargo, en el análisis de fuerzas laterales no se toma en cuenta el aporte de estos muros, sino se confía todo en las columnas. Se hacen edificios importantes de hasta 22 pisos, con pórticos de concreto armado y algunos muros. Se estimaban los momentos debidos a sismo, en las columnas y vigas, considerando una fuerza lateral del orden del 5 al 10% del peso de la columna en un determinado nivel, aplicada a la mitad de la altura del entrepiso o se hacía un Cross con desplazamiento lateral.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En estas décadas, el diseño en concreto armado se hacía con cargas en servicio por el método elástico. A la luz de los conocimientos actuales, podemos decir que los edificios construidos en las décadas de 1950, 1960 y probablemente 1970, son los más flexibles, pues ya no tienen el aporte de los muros gruesos de albañilería, no tienen gran rigidez lateral y generalmente tienen una dirección muy débil. En esos años ya era común el uso del ACI, para hacer los diseños de los diferentes elementos de las edificaciones. El código de 1963 fue muy divulgado en nuestro medio.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Se hacen construcciones importantes con nuevos sistemas constructivos, como las losas en dos direcciones, con casetones o waffles, con losas sin vigas, con viguetas pretensadas prefabricadas, con volados grandes, con vigas chatas de luces importantes, etc. La ingeniería peruana estaba al día con los sistemas constructivos en concreto armado, pre o postensado e
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En los años 1966,1970 y 1974 se inicia la transformación de los criterios de estructuración, análisis y diseño de edificaciones en concreto en el Perú, debido a las enseñanzas de los tres terremotos de octubre, mayo y octubre de esos años, en los que se afectan gran cantidad de edificaciones de adobe, albañilería y concreto de Lima, Ancash, La Libertad, Ica y
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En el año 1971, el ACI publica su nuevo código 318. En esta edición se incluye por primera vez un capítulo de diseño sismorresistente. Se pasa a diseñar todos los elementos de concreto armado por el método de resistencia o de cargas últimas. En el ACI de 1963 ya se incluía este método, pero como diseño alternativo. En el ACI 318-71 se tienen nuevos procedimientos para el diseño de columnas en relación con los efectos de esbeltez. Ya no se reduce la carga axial, sino que se amplifican los momentos de diseño. Aparece por primera vez un capítulo para diseño de elementos sometidos a torsión y cortante. Aparecen por primera vez los métodos de diseño de losas en dos direcciones,
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En 1967 se desarrolla el proyecto de la primera Norma Sísmica Peruana. En estos años se comienzan a analizar los muros de corte, por el método de Muto. Comienzan a usarse las calculadoras y aparecen las primeras computadoras. Se comienza a enseñar ingeniería antisísmica o sismorresistente, así como el análisis matricial de estructuras. Se puede decir que en la década de 1970 se comienzan a usar los primeros programas de cómputo para el análisis de edificios. Se usan las computadoras IBM con tarjetas perforadas, se hacen análisis estáticos y luego seudodinámicos con pórticos planos. Además, como los sismos nos enseñaron que muchas de las cosas que hacíamos no eran las mejores, comienza el gran cambio en la ingeniería estructural de
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Los edificios que se hacen en los años 70 introducen muros de concreto y vigas peraltadas en las dos direcciones. Se comienza a usar muros de concreto en los linderos laterales de las edificaciones. Se desarrollan proyectos de albañilería considerando columnas y soleras como confinamiento de los muros. Las columnas en las viviendas y multifamiliares de 4 pisos aumentan en forma importante en relación a lo que antes se usaba.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Los criterios de estructuración cambian para buscar rigidez lateral en las dos direcciones de la planta. Nos comenzamos a preocupar de la interacción con los tabiques de ladrillo. Se trata de corregir el problema de columnas cortas, detallando la tabiquería en los planos de estructuras e intentando separarlos. Surgen las juntas con poliestireno expandido y las columnetas de refuerzo para la tabiquería. Durante la ejecución de las obras, se constata que no es fácil lograr en todos los casos la separación de los tabiques, pues la colocación de insertos en vigas (tubos) para luego introducir un fierro de las columnetas (que permita un cierto juego, para no tener a la columneta en voladizo, sino con un cierto soporte lateral), resulta ser un lindo detalle para un plano, pero una complicación seria para la obra. En otros casos, juntas rellenas con poliestireno expandido (tecnopor), que teóricamente aseguraban una independencia, eran rellenadas luego para que no sean visibles.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En 1997 se publica una nueva Norma de diseño sismorresistente, donde el cambio fundamental es que, en los análisis sísmicos de las edificaciones, con los nuevos parámetros, se obtienen desplazamientos laterales del orden de 2.5 veces los que se obtenían con la Norma de 1977. El nivel de las fuerzas se mantiene prácticamente igual, salvo en algunas edificaciones importantes para las cuales se varía el factor de uso o importancia. Se cambian los coeficientes U, S, C, Z y R, de tal manera que los niveles de fuerza se mantienen , pero que los desplazamientos resultan 2.5 veces mayores. Los ingenieros estructurales se ven obligados a rigidizar más las estructuras. Se usa mayor cantidad de muros de corte (placas), manteniéndose los mismos procedimientos para el diseño en concreto, pues la Norma del 1989 sigue vigente. Es
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Estos inconvenientes hicieron que muchos diseñadores cambien la solución, descartando la separación de tabiques y buscando tener mayor rigidez en la estructura, introduciendo más muros o placas. Van cambiando las costumbres de análisis y diseño, interesando cada vez más, no solo el cálculo de esfuerzos (momentos, cortantes y axiales ) sino el nivel de las deformaciones laterales. Por otro lado ya no solamente interesa obtener una determinada resistencia por flexión o cortante sino que se va introduciendo el concepto de ductilidad.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En 1976 se publica en nuestro país la Norma de Diseño Sismorresistente, que ha regido hasta hace pocos años (1997) y que constituye la primera Norma oficialmente publicada por el ministerio de Vivienda y Construcción. Desde 1977 hasta 1997, todas las edificaciones peruanas teóricamente han sido diseñadas con las exigencias de esta Norma. Para el diseño en concreto armado se usaba la Norma Peruana de 1970 o el ACI de 1971, luego los de los años 1977, 1983, o 1990. Sin embargo, los cambios importantes se dieron en el ACI 1971. En 1989 se publica la Norma de diseño en Concreto Armado E060, que rige hasta nuestros días. Es una Norma con mucho de ACI, pero con variantes , que a mi criterio son necesarios, pues muchas de las disposiciones del código ACI resultan innecesarias para las edificaciones peruanas.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En 1996 se produce el sismo de Nazca . Se observan daños en edificaciones escolares nuevas, que tenían solamente pórticos en una dirección, con el agravante de tener tabiques de diferente altura. Se vuelve a presentar el efecto de columna corta, a pesar de haberse independizado los parapetos o tabiques de albañilería. El problema de fondo era que nuestra Norma sísmica de 1977, subestimaba los desplazamientos laterales. Las juntas de una o dos pulgadas resultaron insuficientes para separar realmente los parapetos y la
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En el año 2001 se produce el sismo de Moquegua, Arequipa y Tacna, donde edificaciones escolares, similares a las anteriores, pero con mayor rigidez lateral funcionan adecuadamente. Se repiten los mismos defectos ya conocidos en otras edificaciones calculadas antes de la Norma de 1997.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
En el año 2003 se hacen ajustes en la Norma de Diseño Sismorresistente y se decide trabajar con valores de fuerza 1.25 mayores, introduciendo el concepto de “sismo de rotura”. Para efectos del diseño en concreto armado ya no es necesario amplificar por 1.25 para las combinaciones de carga donde interviene las fuerzas de sismo, pues las fuerzas ya vienen amplificadas. Se comienza a trabajar una nueva Norma de diseño en concreto armado, pues los códigos ACI se siguen actualizando, teniéndose publicaciones en 1999, 2002 y 2005. En el comité convocado por Sencico para actualizar nuestra Norma de concreto, surgen dos tendencias: una que busca convertir al ACI en nuestro código y otra que busca tener una Norma propia, con muchas de las disposiciones del ACI, pero con
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Se concluye que sí debemos tener una Norma propia, que siga el mismo orden de capítulos del ACI, pero que no necesariamente contenga todas las disposiciones de éste. Esta nueva Norma es promulgada en el 2009. Dentro de los cambios que se pudo resaltar están los cambios de los valores de los coeficientes de amplificación de cargas, para el diseño por resistencia, que quedaron definidos en: 1.4 para carga muerta y 1.7 para carga viva (en lugar de 1.5 y 1.8). El último ACI disminuye estos factores a 1.2 y 1.6.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
A partir del año 2000 se inicia un programa de construcciones de vivienda multifamiliar con préstamos hipotecarios atractivos (MIVIVIENDA). Este ha permitido que la construcción se haya reactivado y actualmente hemos cumplido 6 años de crecimiento continuo. Muchas de estas construcciones han sido hechas con el sistema de muros portantes, pero de concreto armado. Se consideran muros en las dos direcciones, no hay columnas ni vigas, salvo excepciones y por tanto se reducen los espesores de las paredes, en relación
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Para edificios de aproximadamente 5 a 7 pisos, se han usado muros de solamente 10cm, teniéndose otros con espesores mayores. Para edificios de 5 o 6 pisos se han hecho edificios con todos los muros de 10cm. Estos muros no pueden ser tratados como muros convencionales de concreto, pues en ellos no es posible considerar estribos para confinar sus núcleos extremos. Como el sistema fue ampliándose a más pisos y se comenzaron a usar losas de transferencia, fue necesario hacer un código especial para su análisis y diseño.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Es así como se publican en diciembre de 2004, disposiciones complementarias para la Norma de Diseño Sismorresistente y para la Norma de Concreto Armado, para el análisis y diseño de edificios con muros de ductilidad limitada. Estas normas han permitido ordenar el diseño de este tipo de edificios, controlando la seguridad de los mismos. En conclusión, el diseño en Concreto Armado en los últimos 50 años varió del método de cargas en servicio al método de cargas amplificadas o de resistencia última. Se dio énfasis al diseño sismorresistente, para lo cual se introdujeron exigencias que permiten controlar las fallas frágiles, buscando las dúctiles. Se busca una falla por flexión frente a una por corte y se busca, dentro de la falla por flexión, que sea por el lado del acero en tracción.
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CAPÍTULO I EVOLUCIÓN DEL DISEÑO EN CONCRETO ARMADO EN EL PERÚ
Se reconoce que el concreto no es un material con niveles altos de ductilidad y que su falla en compresión es frágil. Se reconoce que para mejorar su comportamiento último debe estar confinado por estribos o espirales con poco espaciamiento, por lo menos en las zonas de máximos esfuerzos. Se busca que siempre haya estribos, aún cuando los esfuerzos de corte sean pequeños, buscando tener al concreto confinado. Se busca combinar pórticos de columnas y vigas, con muros de corte (placas) en las 2 direcciones de la planta, para lograr rigidez lateral y controlar el nivel de desplazamientos relativos entre piso y piso. Se limita el desplazamiento máximo relativo de entrepiso, pues se reconoce que de esta manera se disminuyen los daños en los elementos estructurales y no estructurales de las edificaciones.
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CAPÍTULO II COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE C °A°
2.1 INTRODUCCIÓN El comportamiento sísmico de las estructuras de concreto armado ha sido analizado e investigado más que cualquier otro tipo de material. No hay duda, que esto es debido por una parte, a su uso extendido y por otra parte a la dificultad de dotarle de una cierta ductilidad, que le permita un comportamiento adecuado durante un movimiento sísmico severo. No obstante, las últimas catástrofes sísmicas han puesto al descubierto, las deficiencias en los criterios de diseño y en las prácticas constructivas empleadas, incluso en países desarrollados y con una tecnología sísmica avanzada. Así por ejemplo, muchas estructuras antiguas de mampostería no reforzada, se han desempeñado mucho mejor que las estructuras de hormigón armado, durante movimientos sísmicos de diferente intensidad.
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CAPÍTULO II COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE C °A°
2.1 INTRODUCCIÓN Las estructuras de hormigón armado, son generalmente preferidas por los proyectistas y constructores, debido a su versatilidad y economía. Su rigidez puede ser utilizada para minimizar las deformaciones sísmicas y, por lo tanto, reducir el daño en los elementos estructurales y no estructurales. No obstante, en la actualidad existen sistemas mucho más rígidos, como por ejemplo, los muros estructurales, los cuales han sido adoptados ampliamente en zonas de sismicidad elevada, como es el caso de Chile, donde este sistema constructivo ha dado excelentes resultados.
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CAPÍTULO II COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE C °A°
2.1 INTRODUCCIÓN Para que las estructuras de concreto armado presenten un buen desempeño sísmico ante acciones sísmicas, es necesario que posean cierta ductilidad. Este concepto fue incorporado a las primeras normativas de diseño en la década de los años 70 y, por lo tanto, es de esperar que las estructuras diseñadas y construidas antes de esta época, sean muy vulnerables ante la acción sísmica, conclusión que se ha podido comprobar en repetidas ocasiones después de la ocurrencia de sismos destructores, tales como por ejemplo Northridge (1994), Kobe (1995), China (1996), Turquía (1999) y Taiwan (1999), entre otros. Por lo tanto, es fundamental analizar y evaluar el desempeño y la vulnerabilidad sísmica de esta tipología estructural.
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CAPÍTULO II COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE C °A°
2.2 SISTEMAS ESTRUCTURALES La selección apropiada del sistema resistente de cargas, es esencial para un buen desempeño de la estructura sometida a cualquier tipo de acción dinámica. Para ello, es necesario hacer un seguimiento cuidadoso en los procesos de análisis, diseño, detallado y construcción. No obstante, se ha podido comprobar, que si un sistema estructural está mal concebido desde sus inicios, la atención extra en el análisis y detallado no mejora significativamente su desempeño sísmico. Esta observación, es particularmente apropiada para el diseño sismorresistente, donde la intensidad y la orientación de las cargas, son altamente inciertas. Las estructuras que tienen una distribución simple, regular, continua y con un sistema resistente a cargas laterales redundante, presentan un buen desempeño durante los movimientos sísmicos. Por el contrario, sistemas estructurales complejos que introducen incertidumbres en el análisis y en el detallado, o que cuentan con un sistema de transmisión de cargas no redundante, pueden conducir a
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2.2.1 PÓRTICOS DE CONCRETO ARMADO Son empleados en edificios donde no se conoce la distribución de los espacios durante el cálculo y se desea dar amplia libertad de uso. Desarrollan una buena ductilidad bajo la acción sísmica. Su elevada hiperestaticidad y el comportamiento más allá del límite elástico, permiten la redistribución de efectos sísmicos y los hace adecuados para resistir fuerzas laterales en edificios altos. Sin embargo su comportamiento se ve afectado por elementos
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2.2.2 MUROS DE CONCRETO ARMADO Son bastante eficientes para resistir fuerzas elevadas en su plano si se toman precauciones especiales para evitar problemas de falla frágil. La ductilidad que pueden alcanzar es menor que otros sistemas. En ocasiones se usan grupos de muros unidos entre sí para formar tubos verticales, que pueden comportarse de manera muy eficiente para resistir los efectos sísmicos con ductilidad adecuada. Si no se consideran en el cálculo
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2.2.3 SISTEMA DUAL Es bastante frecuente en nuestros días la combinación de sistemas a base de muros y pórticos. El problema fundamental de esta combinación es la determinación de la compatibilidad de deformaciones de ambos sistemas al estar sometidos a fuerzas horizontales, ya que su comportamiento aislado es completamente diferente. Puede ser muy eficiente esta combinación en edificios de gran altura.
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2.3 ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES Cuando un tabique no ha sido aislado, ante las acciones sísmicas se producirá la interacción de ambos sistemas. Este efecto incrementa sustancialmente la rigidez lateral del pórtico y puede generar los siguientes problemas: -
Torsión en el edificio. Concentración de esfuerzos en las esquinas del pórtico. Fractura del tabique. "Piso blando", que se presenta cuando un determinado piso está libre de tabiques, mientras que los pisos superiores se encuentran rigidizados por los tabiques. - "Columnas cortas", donde el parapeto ó alféizar alto (ventanas de poca altura) restringe el desplazamiento lateral de las columnas. Incremento de las fuerzas sísmicas en el edificio.
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2.3 ELEMENTOS NO ESTRUCTURALES
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2.4
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FACTORES QUE INFLUYEN EN EL COMPORTAMIENTO SÍSMICO
Debido a que el costo de reparación es la primera medida del buen desempeño de una estructura que ha sobrevivido a un sismo, el control del daño es esencial. En los últimos años, se ha detectado que los daños producidos en los elementos no estructurales representan un gran porcentaje de las pérdidas económicas producidas por los sismos. Adicionalmente, el fallo de estos elementos, en muchas ocasiones ha producido una gran cantidad de heridos y víctimas mortales. Existen varios casos, en los que la mayoría de los daños se han concentrado en elementos arquitectónicos y en los contenidos. Por lo tanto, es indispensable mejorar los procedimientos de diseño para poder garantizar el buen desempeño de estos elementos. A continuación, se presentan algunos de los factores más relavantes que influyen en el comportamiento sísmico de los edificios de hormigón armado, y que
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2.4.1 CONTINUIDAD Cualquier sistema resistente de cargas laterales debe garantizar que las cargas se distribuyan de forma continua hasta la fundación. Las cargas de inercia que se desarrollan debidas a las aceleraciones de los elementos individuales, deben ser transferidas a los diafragmas de piso, a los elementos verticales del sistema resistente, a la fundación y, eventualmente, al terreno. El fallo de un elemento o una unión debido a una mala transmisión de esfuerzos, puede producir el colapso parcial o total de una estructura. Por lo tanto, es indispensable garantizar la conexión adecuada de todos los elementos, incluyendo los no estructurales, al sistema resistente de cargas laterales.
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2.4.2 REGULARIDAD Cambios repentinos en la rigidez, resistencia o en la masa tanto en elevación como en planta, pueden producir una distribución de las cargas laterales y las deformaciones, diferente de las que se consideran para las estructuras uniformes durante el diseño. A pesar de que estos efectos pueden y deben ser contemplados durante el diseño, las incertidumbres involucradas con los efectos que producen sobre el comportamiento de la estructura, hacen que sea preferible evitar estas irregularidades. Por ”desgracia”, este tipo de cambios son bastante comunes entre niveles adyacentes y están asociados con modificaciones del sistema estructural, tales como: 1) cambios en la altura de los niveles, 2) cambios en los materiales y 3) disposiciones arquitectónicas, entre otros.
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2.4.3 RIGIDEZ La rigidez de una estructura está estrechamente ligada a la magnitud de las derivas de entre piso, las cuales disminuyen a medida que aumenta la rigidez de la estructura. Los excesos de deriva pueden conducir a una distorsión excesiva que produce daños en los elementos estructurales y no estructurales
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2.4.4 PROXIMIDAD A LAS ESTRUCTURAS EXISTENTES La interacción entre las estructuras adyacentes, que tienen una separación inadecuada, es decir, que están muy cerca unas de otras y, que adicionalmente difieren en la distribución en altura de los niveles de los forjados, puede producir una respuesta irregular debido a los efectos de impacto (”pounding”), llamado también efecto ”aplauso” entre ellas mismas. Un ejemplo claro de este problema, es el impacto que puede producir el diafragma de piso de una estructura pequeña contra la columna de una estructura más alta, lo cual, en muchos casos, puede desencadenar el fallo completo del edificio.
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2.4.5 MASA La masa excesiva puede conducir a un incremento innecesario en las fuerzas de inercia laterales, reduciendo la ductilidad de los elementos del sistema resistente de cargas verticales e incrementando la probabilidad del colapso, debido a los efectos P-delta. Por esta razón, debe procurarse que el sistema estructural sea tan ligero como sea posible. Esto no significa que los agregados del hormigón deban ser ligeros, ya que se ha podido comprobar, a partir de ensayos de laboratorio, que el desempeño de los concretos con un peso normal es mucho mejor que los concretos ligeros.
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2.4.6 REDUNDANCIA Generalmente, se ha observado que los sistemas estructurales que combinan varios elementos resistentes a cargas laterales o subsistemas, se han desempeñado correctamente durante los sismos. La redundancia en el sistema estructural, permite la redistribución de las fuerzas internas en el caso de fallo de elementos claves. Si no se cuenta con una capacidad para la redistribución, puede producirse el colapso global de la estructura, por causa del fallo de elementos individuales o de las conexiones. La redundancia se puede proporcionar de varias formas, como por ejemplo; un sistema dual, un sistema de pórticos interconectados y sistemas de muros de cortante. La combinación de la redundancia con una resistencia, rigidez y continuidad adecuadas, pueden simplificar los detallados.
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2.4.7 DAÑOS PRODUCIDOS POR SISMOS ANTERIORES Las estructuras que se han visto afectadas por sismos, requieren de una evaluación detallada del estado de daño y de una implementación de procedimientos de reparación apropiados, que eviten que durante sismos posteriores, se puedan incrementar los daños en la estructura e incluso producir el colapso de la misma. Durante varios sismos, se ha podido observar que el deterioro de la resistencia y la rigidez de una estructura, puede ser bastante grande, si ésta conserva los daños de sismos anteriores.
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2.4.8 DETALLADO Distintos profesionales en Europa, EE.UU. y Japón han realizado estadísticas acerca de las causas de las fallas en las construcciones. De ello, se tiene que la gran mayoría de las fallas se deben a errores en el proceso de diseño, el detallaje de los planos y el proceso constructivo. - Concreto armado: Fallas por Aplastamiento debido al detallaje inadecuado en juntas de expansión. - Concreto Presforzado y Prefabricado: Falta de detallaje en los procedimientos adecuados de tensado.
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CAPÍTULO III DISEÑO POR CAPACIDAD DE ESTRUCTURAS DE C °A°
3.1 CONCEPTO BÁSICO - El Diseño por Capacidad es una metodología de diseño por flexión de los elementos de concreto armado. - Los elementos estructurales que resistirán las fuerzas de gravedad y sismo son apropiadamente diseñados y detallados para ser capaces de disipar energía por deformaciones inelásticas en zonas preestablecidas. Todos los elementos no pensados para disipar energía deben poseer suficiente resistencia para asegurar su comportamiento elástico mientras las fuentes de disipación de energía desarrollan toda su capacidad. - Se basa sobre un COMPORTAMIENTO HIPOTETICO de la estructura en respuesta a las acciones sísmicas
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CAPÍTULO III DISEÑO POR CAPACIDAD DE ESTRUCTURAS DE C °A°
3.1 CONCEPTO BÁSICO - Por tanto, el objetivo principal del “diseño por Capacidad” es conseguir una estructura dúctil o extremadamente tolerante a los desplazamientos impuestos por el sismo severo; evitando el colapso, incluso si ha excedido su resistencia, garantizando que la estructura llegue a formar el mecanismo de colapso escogido durante la etapa de diseño.
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CAPÍTULO III DISEÑO POR CAPACIDAD DE ESTRUCTURAS DE C °A°
3.2 SITUACIÓN ACTUAL - Con el propósito de evitar el colapso de las edificaciones ante un sismo severo, las normas sismorresistentes, en nuestro caso E 30 limitan el uso de los sistemas aporticados.
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- Para limitar los daños, se establecen límites máximos para la distorsión de entrepiso que rigen el diseño. - Sin embargo, sismos recientes muestran demandas de resistencia mucho mayores que las mínimas especificadas por las normas. Así en (Kobe 1995) se ha demostrado el mejoramiento del desempeño de las edificaciones con el desarrollo de metodologías de diseño (Otani).
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CAPÍTULO III DISEÑO POR CAPACIDAD DE ESTRUCTURAS DE C °A°
3.2 SITUACIÓN ACTUAL - Este hecho, ha obligado a muchos investigadores a pensar en una estrategia de diseño, que dentro de ciertos límites, se independice de la demanda, y centre la atención en la capacidad que tienen las estructuras de disipar la energía sísmica mediante fuertes incursiones en el rango inelástico. - Además, en la práctica , p profesional, se estima el comportamiento de una estructura en el rango inelástico, mediante métodos de análisis elástico; lo cual, es inexacto. Esto no significa que no pueden diseñarse estructuras que se comporten satisfactoriamente ante un sismo severo, sino que el análisis elástico, aunque necesario, tiene una menor importancia, debiéndose poner más énfasis en los procedimientos de diseño y detallado de las estructuras.
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3.3 ANTECEDENTES - Esta filosofía se inicia en los años 60 en Nueva Zelanda, por J. P. Hollings, para asegurar que la fluencia ocurra sólo en zonas dúctiles escogidas. - Se incorpora a la norma de Nueva Zelanda NZS 3101:1982, basada en los aportes de Paulay, en 1975, 1977, 1980. - Actualmente, muchos códigos de diseño sísmico alrededor del mundo han adoptado esta filosofía, con algunas modificaciones, como un requerimiento de normativa, como es el reglamento argentino para construcciones sismorresistentes INPRES – CIRSOC 103 Parte II 2005.
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3.4
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FILOSOFÍA DEL DISEÑO POR CAPACIDAD
- Definir claramente las zonas de formación de rótulas plásticas, las que se diseñan para que tengan una resistencia nominal mayor a la resistencia requerida. Estas zonas se detallan cuidadosamente con el fin de asegurar que las demandas de ductilidad sean las esperadas.
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El mecanismo de colapso en estructuras de concreto armado debe basarse en la flexión como fuente de disipación de energía :
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3.4
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FILOSOFÍA DEL DISEÑO POR CAPACIDAD
- Evitar en los elementos que tienen rótulas plásticas, la deformación inelástica originada por corte o fallas de anclaje e inestabilidad, asegurando que la resistencia de estas formas exceda la capacidad de las rótulas plásticas a causa de la sobrerresistencia flexional. - Proteger los elementos que no puedan estar aptos para disipar energía o zonas potencialmente frágiles, asegurando que su resistencia sea mayor que las demandas que se originan por la sobrerresistencia flexional (capacidad o resistencia real) de las rótulas plásticas. Por lo tanto, estas zonas se diseñan para que permanezcan elásticas independientemente de la intensidad del sismo.
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS - Resistencia requerida, Su: Surge de la aplicación de cargas factoradas debidamente combinadas, de acuerdo a lo que establece la norma. También denominada resistencia de diseño o resistencia confiable, para satisfacer esta demanda o resistencia última . - Resistencia nominal o ideal, Sn: La resistencia nominal o ideal de la sección de un elemento, Sn, es la resistencia teórica de una sección de concreto armado, calculada en función de las dimensiones, contenido de refuerzo, y de las propiedades de la resistencia nominal especificada por la norma de los materiales. Esta relacionada con la resistencia requerida o última:
∅
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS - Sobrerresistencia, So: Toma en cuenta todos los posibles factores que pueden provocar aumentos de la resistencia ideal o nominal. Estos factores son: • La resistencia del acero mayor que la resistencia de fluencia especificada • Aumento adicional de la resistencia del acero debido al endurecimiento por deformación bajo grandes deformaciones • Resistencia del concreto en una edad de la estructura siendo más alta que la especificada. • Aumento de la resistencia incalculable por compresión del concreto debido a su confinamiento. • Área de acero mayor que la requerida durante el diseño.
λ
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS - Valores típicos de λo para el acero:
λ ≥ λ λ +
λ1: relación de la resistencia actual y
la resistencia fluencia. λ2:
especificada
incremento potencial de resistencia resultante de
de la la
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS
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El ACI (318S 05) para aceros Grado 40 y 60: - λ1 no puede ser mayor a 1.30 - λ2 no puede ser menor a 0.25 De esta forma, el factor de sobrerresistencia, se puede considerar como mínimo 1.25 y comomáximo 1.55. Si se considera un incremento promedio de la resistencia de fluencia especificada, λ1 = 1.15.
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS - Valores de λo para el concreto: La sobrerresistencia debido al concreto confinado es igual a:
λ = 2.35 ′ − 0.1 - Relaciones entre resistencias:
≥ ∅ = λ ≥ λ ∅
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3.5 NIVELES DE RESISTENCIAS DE LOS ELEMENTOS - Factor de sobrerresistencia, Øo: La sobrerresistencia de un miembro en flexión en una sección especificada, So = Mo, en un nudo, se expresa en términos de la resistencia requerida por flexión S E = ME debido a las fuerzas de sismo solamente.
Ø = =
λ λ ∅ λ Ø = = = = ∅
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3.6 ANALOGÍA DE LA CADENA DÚCTIL El comportamiento de un sistema estructural puede representarse mediante una cadena. Toda cadena se rompe por el eslabón más débil. Pero si ese eslabón más débil es diseñado expresamente para que antes de romperse se comporte como si fuera dúctil, entonces toda la cadena se comportará como dúctil.
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3.6 ANALOGÍA DE LA CADENA DÚCTIL En la cadena, los eslabones frágiles están representando a la resistencia al corte en los distintos elementos de la estructura y también a los elementos que deben permanecer en el rango elástico (columnas), mientras que el eslabón dúctil representa la resistencia a la flexión.
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3.6 ANALOGÍA DE LA CADENA DÚCTIL La cadena es diseñada para resistir la fuerza de tensión, P u = PE inducida por el sismo. Por tanto, la resistencia ideal del eslabón débil necesita ser P i ≥ PE/Ø. Habiendo escogido un apropiado eslabón dúctil, su sobrerresistencia puede ser calculada como:
≥ = Ø = Ø
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3.6 ANALOGÍA DE LA CADENA DÚCTIL Para prevenir una falla frágil, la resistencia ideal de los eslabones fuertes P is ≥Ø0PE. En ciertos componentes del sistema estructural, la transmisión de carga puede también estar afectada por efectos dinámicos, para lo cual, se introduce un factor adicional, ω>1.0. Por lo tanto, la resistencia ideal o nominal del eslabón frágil necesita ser igual a:
≥ = Ø
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Para relacionar la ductilidad potencial de la cadena entera y la ductilidad correspondiente al eslabón dúctil, se tiene:
∆≈ ∆′≈ ∆′ ≈ ∆
= ∆ ∆′
= ∆ ∆′ = ∆ + ∆ ∆′ + ∆′
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3.7
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PASOS A SEGUIR PARA DISEÑAR POR CAPACIDAD
- Análisis Sísmico teniendo en cuenta la RIGIDEZ EFECTIVA de los elementos de concreto armado. - Combinaciones de cargas para el diseño de vigas - REDISTRIBUCION DE MOMENTOS de las vigas - DISEÑO POR CAPACIDAD
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3.7.1 REDISTRIBUCION DE MOMENTOS Teniendo en cuenta que es importante lograr un comportamiento dúctil de la estructura, el diseño por capacidad permite la redistribución de los momentos elásticos bajo cargas de gravedad y de sismo, reduciendo la capacidad por flexión de las secciones críticas de la viga, pero proporcionándoles ductilidad.
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3.7.1 REDISTRIBUCION DE MOMENTOS
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3.7.1 REDISTRIBUCION DE MOMENTOS Según lo que establece la norma del ACI 2005 art. 8.4: - Factor de redistribución = 1000 εt% - Máxima redistribución 20% - Se puede hacer redistribución cuando εt≥0.0075
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3.7.1 REDISTRIBUCION DE MOMENTOS En cualquiera de los casos, el equilibrio estático debe mantenerse en todos los apoyos, lo cual se consigue de la siguiente
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3.7.2 DISEÑO POR FLEXIÓN DE LAS VIGAS Se diseña por resistencia a la flexión las secciones de las potenciales rótulas plásticas de las vigas, teniendo en cuenta el acero mínimo y máximo:
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3.7.3 SOBRERRESISTENCIA DE RÓTULAS PLÁSTICAS DE LAS VIGAS Con el momento ideal o nominal real de la viga se calcula la sobrerresistencia de la viga, Mo en el eje de la columna:
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3.7.4 FACTOR DE SOBRERRESISTENCIA Medida de la sobrerresistencia por flexión de las secciones de la viga desarrollada bajo grandes demandas de ductilidad. Se calcula como la relación entre momento sobrerresistente en el eje, M o y el momento de sismo en el nudo, ME.
Ø = Se determina en la línea central de cada columna para cada sentido del sismo. El valor de Øo en el centro de una columna interior es igual i gual a:
Ø =
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3.7.4 FACTOR DE SOBRERRESISTENCIA Cuando en un nudo la resistencia requerida provista, ØM i, coincide exactamente con las demandas de resistencia sólo para fuerzas de sismo M E, el valor del factor de sobrerresistencia es igual:
Ø = = λ Ø = λ Ø Este valor sirve como un indicador del exceso o deficiencia de resistencia que se ha suministrado en un punto nodal en particular.
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3.7.5 CORTANTE DE DISEÑO DE LA VIGA Se determina las cortantes de diseño considerando las cargas de gravedad y desarrollo simultáneo de dos rótulas plásticas debido a las cargas laterales:
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3.7.6 ESPACIAMIENTO DEL REFUERZO TRANSVERSAL DE VIGAS Para calcular el espaciamiento del refuerzo transversal por corte, no se considera la contribución del concreto, Vc = 0. El factor de reducción de resistencia es f = 1. Por tanto, Vu= Vi, y el espaciamiento del refuerzo transversal por corte es igual a:
= = = + → =
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3.7.6 ESPACIAMIENTO DEL REFUERZO TRANSVERSAL DE VIGAS También se debe verificar el espaciamiento del refuerzo transversal para restringir el pandeo prematuro del refuerzo longitudinal en compresión.
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3.7.7 MAGNIFICACIÓN DE MOMENTOS DE COLUMNAS DEBIDO A LA SOBRERRESISTENCIA POR FLEXIÓN DE RÓTULAS PLÁSTICAS EN VIGAS El objetivo principal del “diseño por capacidad” de columnas es eliminar la probabilidad de la formación simultánea de rótulas plásticas en ambos extremos de las columnas de un piso. Por tanto, las columnas deben ser capaces de resistir elásticamente el mayor momento registrado de las vigas adyacentes:
= Ø Esta amplificación se hace para columnas encima del segundo nivel.
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3.7.7 MAGNIFICACIÓN DE MOMENTOS DE COLUMNAS DEBIDO A LA SOBRERRESISTENCIA POR FLEXIÓN DE RÓTULAS PLÁSTICAS EN VIGAS - En la base de las columnas del primer piso se espera la formación de rótulas plásticas, como parte del mecanismo de colapso escogido. Por tanto, la sobrerresistencia por flexión de la viga, Ø o, no se aplica. - Para eliminar la probabilidad de desarrollar una rótula plástica en el extremo superior de una columna en el primer piso, el momento de diseño en ese nivel es el calculado con el uso de Ø o.
= Ø
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3.7.7 MAGNIFICACIÓN DE MOMENTOS DE COLUMNAS DEBIDO A LA SOBRERRESISTENCIA POR FLEXIÓN DE RÓTULAS PLÁSTICAS EN VIGAS - Al nivel del techo, las cargas de gravedad generalmente gobiernan el diseño de las vigas. Por otra parte, en este nivel se aceptan rótulas plásticas en las columnas porque las demandas de ductilidad de las columnas no son excesivas. - Incluso la formación de rótulas plásticas en el extremo inferior de las columnas del piso superior es también aceptable.
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3.7.8 MAGNIFICACIÓN DINÁMICA DE LOS MOMENTOS DE COLUMNAS Con el fin de dar a las columnas una mayor protección contra la fluencia prematura, se hace un incremento adicional a los momentos, debido a que los momentos durante un análisis inelástico tiempo historia para un sismo severo se diferencian significativamente de los producidos por un análisis elástico.
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3.7.8 MAGNIFICACIÓN DINÁMICA DE LOS MOMENTOS DE COLUMNAS
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3.7.8 MAGNIFICACIÓN DINÁMICA DE LOS MOMENTOS DE COLUMNAS Para permitir tales efectos dinámicos, los momentos resultantes de las fuerzas laterales encima del primer nivel se deben incrementar, lo cual se lograría con el factor de amplificación dinámica, ω.
= Ø En función del periodo fundamental de vibración de la estructura T 1, se obtiene el valor del factor de magnificación dinámica, ω:
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3.7.8 MAGNIFICACIÓN DINÁMICA DE LOS MOMENTOS DE COLUMNAS - Para pórticos en una dirección y para los niveles encima de 0.3H : ω = 0.6T1 + 0.85
1.3 < ω <1.8
- Para pórticos en dos direcciones y para los niveles encima de 0.3H : ω = 0.5T1 + 1.10
1.5 < ω <1.9
En la base y en el nivel del techo, ω = 1.0 o ω = 1.1 para pórticos en una y dos direcciones, respectivamente.
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3.7.9 MOMENTO DE DISEÑO DE LAS COLUMNAS - La sección crítica de una columna para ser diseñada está en el lado superior o lado inferior de las vigas. - La gradiente del diagrama de momento es incierta, porque no es posible determinar la fuerza de corte, Vu, debido a que los momentos así obtenidos no ocurren simultáneamente.
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3.7.9 MOMENTO DE DISEÑO DE LAS COLUMNAS - Se asume que solamente el 60% de la fuerza crítica de corte Vu actúa concurrentemente con este momento.
= Ø − 0.3ℎ
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3.7.9 MOMENTO DE DISEÑO DE LAS COLUMNAS - Cuando los momentos de diseño son grandes debido a una gran magnificación dinámica, se debe aceptar mayor reducción de resistencia local de la columna. Para lograr esto, se sugiere que cuando la compresión axial de diseño, Pu de la sección de la columna es menor o igual a 0.1 f ´cAg, el momento diseño se puede reducir:
, = Ø − 0.3ℎ
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3.7.10 FUERZAS AXIALES DE DISEÑO DE COLUMNAS
= +
Pg: fuerza axial inducida por las cargas de gravedad y se obtiene considerando las siguientes combinaciones de carga que toman en cuenta el sismo:
= 1.2 + = 0.9
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3.7.10 FUERZAS AXIALES DE DISEÑO DE COLUMNAS
= +
PE0: fuerza axial inducida por el sismo y proviene de la suma de las fuerzas de corte inducida por el sismo de las vigas adyacentes de todos los pisos encima del nivel considerado, las cuales, se calculan con los momentos sobrerresistentes de la viga en el eje de la columna en el sentido apropiado del sismo.
=
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3.7.10 FUERZAS AXIALES DE DISEÑO DE COLUMNAS
= +
=
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3.7.11 CORTANTE DE DISEÑO DE LAS COLUMNAS La fuerza de corte de diseño Vu en un piso superior típico es igual a: - Pórtico en una dirección Vu = 1.3ØoVE - Pórtico en dos direcciones Vu = 1.6ØoVE Para columnas del primer piso, la cortante de diseño es igual:
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3.8 EDIFICACIÓN ESTUDIADA
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3.8.1 COMPARACIÓN DE DISEÑOS
DISEÑO DE VIGAS TRANSVERSALES
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3.8.1 COMPARACIÓN DE DISEÑOS
DISEÑO DE COLUMNAS
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3.8.2 COMPARACIÓN DE COSTOS
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3.8.3 RESULTADOS DE ANÁLISIS NO LINEALES Con el fin de verificar los objetivos del “diseño por capacidad” se ha realizado el análisis no lineal estático “Pushover ” y el análisis no lineal tiempo historia usando el programa no lineal IDARC.
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3.8.3.1 ANÁLISIS NO LINEAL ESTÁTICO PUSHOVER
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3.8.3.2 ANÁLISIS NO LINEAL DINÁMICO INCREMENTAL IDA
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3.8.4 COMPARACIÓN DE RESULTADOS EDIFICACIÓN DISEÑADA POR CAPACIDAD
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3.8.4 COMPARACIÓN DE RESULTADOS EDIFICACIÓN DISEÑADA POR RESISTENCIA
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.8.5 MECANISMOS DE COLAPSO
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3.9 CONCLUSIONES
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- A través de los análisis no lineal tiempo historia de los registros sísmicos que presentan demandas globales menores o iguales al promedio, en el nivel de peligro sísmico de diseño, se ha podido demostrar que la edificación diseñada por capacidad llega a formar el mecanismo de colapso escogido durante el diseño “viga débil columna fuerte” casi en un 100%, lo cual no se logra con la edificación diseñada por resistencia. - Los análisis no lineal tiempo historia proveen información más confiable con respecto al comportamiento estructural de una edificación, tal como lo indica Paulay y Priestley (1992). Esto se fundamenta al observar que con el análisis no lineal estático o “pushover ” se obtienen mecanismos de colapso exactamente iguales para la edificación diseñada por capacidad y para la edificación diseñada
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3.9 CONCLUSIONES - Con los mecanismos de colapso de este ejemplo, se ha podido demostrar que con el “diseño por capacidad” se puede conseguir una estructura dúctil, capaz de disipar energía sísmica, tolerante a los desplazamientos impuestos por el sismo, a pesar de haber excedido las demandas impuestas por la norma. De esta manera, el “diseño por capacidad” garantiza un buen comportamiento de la estructura; es decir, garantiza que las rótulas plásticas se formen en las vigas y no en las columnas.
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3.9 CONCLUSIONES - Comparando las demandas globales obtenidas del análisis IDA con las obtenidas del análisis lineal dinámico, considerando la rigidez efectiva y considerando la sección no agrietada de los elementos, se observa que las demandas globales son 5 15% menores que las obtenidas considerando la rigidez efectiva, pero son 53% mayores a las obtenidas considerando la sección no agrietada. Con estos resultados, se concluye que por seguridad se debe considerar el agrietamiento de los elementos estructurales para el análisis sísmico lineal de una edificación; y así poder obtener distorsiones máximas, en el rango no lineal, más próximas a la realidad, puesto que éstas se obtienen a partir de un análisis lineal elástico.
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3.9 CONCLUSIONES - Se ha demostrado que haciendo un análisis sísmico con la sección no agrietada, los momentos de diseño son mayores a los obtenidos considerando la rigidez efectiva. Por tanto, se puede tener un diseño conservador, sin embargo, las distorsiones serán mayores a las calculadas. - Efectivamente la redistribución de momentos permite una mejor distribución del refuerzo en las vigas y sobre todo permite un ahorro en el refuerzo negativo, tanto porque se requiere menos área de acero y porque la longitud de los bastones es menor.
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3.9 CONCLUSIONES - Se recomienda elegir adecuadamente el factor de sobrerresistencia del acero, si se toma el valor mínimo de 1.25 se logra diseñar columnas con menos refuerzo; sin embargo, si en la realidad la sobrerresistencia del acero es mayor se puede correr el riesgo que la resistencia de flexión de las columnas no llegue a superar la sobrerresistencia de las rótulas plásticas de las vigas. Si se toma un mayor factor como 1.40, probablemente las columnas tendrán mayor refuerzo longitudinal pero la seguridad que la resistencia de flexión de las columnas no llegue a superar la sobrerresistencia de las rótulas plásticas es mayor.
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3.9 CONCLUSIONES - Para asegurar que el “diseño por capacidad” garantice al 100% obtener el mecanismo de colapso escogido durante el diseño, se recomienda efectuar estudios para edificaciones de otras características (nº pisos, configuración); y si se sigue observando que en el extremo superior de algunas de las columnas exteriores, excepto en el último piso, aparece una rótula plástica, plantear la alternativa de aumentar el factor de amplificación dinámica para estas columnas, lo cual ya lo ha planteado Priestley (2003).
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3.9 CONCLUSIONES - Existe la tendencia que el costo de las estructuras diseñadas por capacidad sea mayor; en este edificio es del orden del 7%. Este incremento puede llegar a compensarse este incremento con la seguridad del buen desempeño de la edificación. Además, la edificación diseñada por resistencia ha tomado en cuenta también la rigidez efectiva de los elementos, lo cual significa menos refuerzo, y no es lo habitual en la práctica profesional. Es decir, si se compara con lo que es habitual, el incremento sería mucho menor. - Asimismo, desde el punto de vista de vulnerabilidad, el porcentaje de costo de reparación de la edificación es menor para la edificación diseñada por capacidad que la edificación diseñada por resistencia, debido a que presenta menores
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3.9 CONCLUSIONES - Finalmente, al observar que la distorsión de entrepiso de los análisis no lineales es mayor a la obtenida de un análisis lineal considerando la sección no agrietada y menor a la obtenida de un análisis lineal considerando el agrietamiento, se puede indicar la necesidad de considerar la rigidez efectiva de los elementos en el análisis lineal pero se sugiere revisar la forma de encontrar la máxima distorsión en el rango no lineal a partir de un análisis lineal considerando la rigidez efectiva; es decir, verificar si el desplazamiento obtenido del análisis lineal multiplicado por 0.75R es lo conveniente o no.