Diese Präsentation wurde erfolgreich gemeldet.
Wir verwenden Ihre LinkedIn Profilangaben und Informationen zu Ihren Aktivitäten, um Anzeigen zu personalisieren und Ihnen relevantere Inhalte anzuzeigen. Sie können Ihre Anzeigeneinstellungen jederzeit ändern.
DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICIOS DE HORMIGÓN ARMADO
Pasado y Futuro
Shunsuke Otani
Recibido 09 de septiembre 2003, rev...
truenos y relámpagos, y subterránea eventos, y
explicó que los vapores secos y ahumados causados
terremotos debajo de la t...
cuando se produjo la ruptura...." Reid hizo no explicar
lo que hace que las fuerzas externas que actúan a lo
largo de las ...
investigaciones de los sismólogos japoneses han
demostrado abundantemente que la destrucción de
edificios, etc., es propor...
3.3 Métodos de análisis estructurales
Estructuras de los edificios son muy estáticamente
indeterminadas. Acciones y tensio...
bajo, aunque no hay normativa de diseño sísmico se
aplicaron antes del terremoto. Se observó el daño en
edificios de hormi...
Beach, California, terremoto, pero la amplitud excede
la capacidad del instrumento.
Registros de aceleración de fuertes mo...
solo grado de libertad elástica de plástico del sistema
(SDF) que tiene la capacidad de ductilidad μ
(deformación final di...
completo sistema de arriostramiento horizontal capaz
de resistir todas las fuerzas laterales. Este último
sistema incluía ...
evaluaciones de fuerza, consecuencia del fracaso
miembro se consideraron en el factor de carga y
formato factor de reducci...
del hospital. Se reconoció que el potencial de los
principales daños aumenta terremotos con el
aumento de la población y l...
la base de las columnas primera pisos y paredes
estructurales para formar mecanismo de colapso (Fig.
3). La energía de ent...
para la resistencia a la flexión de una viga de
rendimiento se vuelve más amplia, con un
ensanchamiento de las grietas de ...
gravedad y las fuerzas sísmicas convencionales no
debe exceder la tensión admisible de los materiales.
El ángulo de la his...
expuesta, y T: período de un edificio expresado en
segundos en el estado dañado. El factor sísmico de
zona Z evalúa la dif...
donde {φ}1: primer modo de forma vectorial, [m]:
piso agrupado matriz de masa (matriz diagonal), y
{1}: vector con element...
demanda utilizando el coeficiente de
amortiguamiento equivalente.
8. Lecciones aprendidas de terremotos
Ingeniería sísmica...
Derrumbe de un edificio en una historia se produce
por rotura frágil progresiva de elementos verticales.
El fracaso de los...
movimiento de tierra inmediatamente encima de la
ruptura de la falla. Aunque los fallos de cimentación
normalmente no supo...
grave, en el terremoto de 1985 en la Ciudad de
México.
(4) la falta de división de Bonos
Las tensiones de adherencia que a...
armado, (d) a corto regazo longitud de empalme, ( e)
las conexiones viga-columna pobres, (f) pobre
construcción, o diseñad...
Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO
Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO
Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO
Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO
Nächste SlideShare
Wird geladen in …5
×

Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO

1.535 Aufrufe

Veröffentlicht am

ARTICULO

Veröffentlicht in: Ingenieurwesen

Diseño Sismorresistente de Edificios de Hormigón Armado (Otani) -TRADUCIDO

  1. 1. DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICIOS DE HORMIGÓN ARMADO Pasado y Futuro Shunsuke Otani Recibido 09 de septiembre 2003, revisada 26 de noviembre 2003 Abstracto Este artículo revisa brevemente el desarrollo del diseño sismorresistente de edificios. La medición de la aceleración del suelo se inició en la década de 1930, y el cálculo de la respuesta fue posible en la década de 1940. Espectros de respuesta fueron Diseño formulado a finales de 1950 a 1960. La respuesta no lineal se introdujo en el diseño sísmico en la década de 1960 y la capacidad concepto de diseño se introduce generalmente en la década de 1970 para la seguridad de colapso. Las estadísticas de averías de con- reforzado edificios de concreto en el desastre de Kobe 1995 demostraron la mejora del rendimiento de los edificios con el desarrollo de metodología de diseño. Edificios diseñados y construidos utilizando metodología fuera de fecha debe ser actualizado. La ingeniería basada en rendimiento debe enfatizar, especialmente para la protección de las funciones del edificio siguiente frecuencia de los terremotos. 1. Introducción Un terremoto, causada por un movimiento de la falla en la tierra superficie, los resultados en planta severa agitación que conduce a la daños y colapso de edificios y civil-infraestructuras, deslizamientos de tierra en el caso de pistas sueltas, y licuefacción de suelo arenoso. Si se produce un terremoto bajo el mar, el movimiento del agua asociada causa maremotos altos llamados tsunamis. Desastres terremoto no se limitan a estructural daños y lesiones / muerte de personas bajo colapsado estructuras. Fuego se sabe que aumenta el alcance de la desastres inmediatamente después de un terremoto. La rotura de las líneas de agua reduce la capacidad de lucha contra el fuego en las zonas urbanas áreas. Las personas afectadas necesitan apoyo, tales como Medi-tratamiento cal, alimentos, agua potable, alojamiento y la ropa. Servicio continúo de los sistemas de línea de vida, tales como electricidad, gas ciudad, agua potable, líneas de comunicación y transporte,es esencial para la vida de las personas afectadas. El daño a los viaductos de ferrocarril o carretera, como se ve en la 1995 Kobe desastre del terremoto, puede retrasar la evacuación y las operaciones de rescate. Es la responsabilidad de los derechos civiles y ingenieros de construcción den a la sociedad con la tecnología para construir entornos seguros. El hormigón armado se ha utilizado para la construcción de edificios desde mediados del siglo 19, primero para algunas partes de los edificios y, a continuación, para todo el edificio estructura. El hormigón armado es una importante construcción material para la infraestructura civil en la sociedad actual. Construcción siempre ha precedido al desarrollo de la metodología de diseño estructural. Colapso dramático de los edificios se ha observado después de cada desastroso terremoto, lo que resulta en la pérdida de la vida. Varios tipos de daños han sido identificados a través de la investigación de daños y perjuicios. Cada caso de daños ha proporcionado importante información con respecto a la mejora del diseño y prácticas de construcción y la atención se ha dirigido a la prevención de colapso estructural, para proteger la ocurrencia ocupantes del mismo de la construcción en el siglo pasado. Gracias a los esfuerzos de muchos investigadores pioneros e ingenieros, el estado de la técnica en resistentes a los terremotos diseño y construcción pueden reducir la amenaza la vida en edificios de hormigón armado. La atención debe ser rígido a la protección de las estructuras existentes construido utilizando la vieja tecnología. La vulnerabilidad de estos estructuras existentes deben ser examinados y sísmicamente estructuras deficientes deben ser adaptados. Uno de los objetivos de investigación importantes en la actualidad es el desarrollo de la metodología de diseño de mantener las funciones del edificio después de los terremotos poco frecuentes, por ejemplo, mediante la aplicación de con- estructural tecnología de control. Este artículo revisa el desarrollo del terremoto en ingeniería en relación con la resistencia del terremoto del edificio y discute los problemas actuales de terremoto la ingeniería relacionada con la construcción de concreto reforzado. 2. El desarrollo de la sismología y geofísica Fenómenos Terremoto deben haber atraído la curiosidad de los científicos en el pasado. Sofistas griegos antiguos propusieron diferentes hipótesis de las causas de los terremotos. Aristóteles (383-322 aC), por ejemplo, relacionados con acontecimientos atmosféricos tales como el viento,
  2. 2. truenos y relámpagos, y subterránea eventos, y explicó que los vapores secos y ahumados causados terremotos debajo de la tierra, y el viento, trueno, relámpagos en la atmósfera. La teoría de Aristóteles se creía a través de la Edad Media en Europa. El año 1755 El Terremoto de Lisboa (M8.7), que mató a 70.000, debido en parte a una ola de tsunami, y una serie de terremotos en Londres en 1749 y 1750 atrajo el interés de científicos. La primera investigación científica sobre el terremoto se cree que los fenómenos que se haya llevado a cabo por Robert Mallet, quien inició la físico-mecánica investigación de propagación de la onda terremoto. Él investigó los fenómenos del terremoto del 1857, el Terremoto de Nápoles, y utiliza esos términos técnicos como "Sismología", "hipocentro", "isosistas," y " camino de onda "en su informe (Mallet, 1862). La medición de las vibraciones del suelo terremoto debe haber sido un reto para los científicos. Chan Heng, en 132 dC en China, desarrolló un instrumento para detectar terremotos y señalan la dirección del epicentro. Mallet también inventóun instrumento para registrar la intensidad de movimiento del suelo midiendo la dirección y distancia de una partícula movido por el movimiento. Se hicieron muchos intentos para desarrollar sismómetros (sismógrafos) que podrían registrar el movimiento del suelo durante un terremoto. Luigi Palmieri desarrolló un sismógrafo electromagnético en 1855.Unofue instalada cerca del Monte Vesubio, y otro en la Universidad de Nápoles. El Ministerio del Interior de Japón adoptó Sismómetros de tipo Palmieri en 1875. La primera sociedad sismológica en el mundo, la Sociedad Sismológica de Japón, fue fundada en 1880, cuando los profesores de ingeniería de Europa y EE.UU., invitados a la Facultad de Ingeniería de Tokio, estaban interesados en el terremoto de 1880 en Yokohama (M5.5), que causó daños menores en edificios, pero se derrumbóuna chimenea.John Milne, profesor de Geología y Minas en la Escuela Superior de Ingeniería, fue el líder en la investigación científica y de ingeniería. Milne, junto con JA Ewing y T. Gray, desarrolló un sismómetro de tres direccional moderna en 1881. Importantes hallazgos de investigación fueron publicados en las transacciones. Por ejemplo, Milne presentó la obra de Mallet sobre sismología y Ewing señalo la diferencia entre ondas primarias y secundarias en el movimiento del suelo registrado. La Universidad de Tokio fue rebautizada como la Universidad Imperial en 1886. Kiyokage Sekiya, que trabajó estrechamente con Ewing y Milne, se convirtió en el primer profesor de la silla de sismología en la Facultad de Ciencias. Fusakichi Omori que le sucedió en 1897, participó activamente en la investigación experimental, así como teórica para la mitigación del desastre del terremoto. La relación entre los movimientos de fallas y terremotos fue señalado por Grove K. Gilbert, un geólogo de Estados Unidos, que informó en 1872 que los terremotos suelen centran alrededor de una línea de falla. Movimiento relativo Claro se observó a través de la Falla de San Andrés después del 1906 terremoto de San Francisco (Ms 8.3). Este terremoto causó 700 a 800 muertes y destruyó 28.188 edificios. La principal fuente de desastre era fuego. Harry F. Reid, profesor de la Universidad Johns Hopkins, presentó la "Teoría del rebote elástico" en 1908 para describir el proceso de un mecanismo terremoto; "... Las fuerzas externas deben haber producido una deformación elástica en la región acerca de John Milne, profesor de Geología y Minas en la Escuela Superior de Ingeniería,fue el líder en la investigación científica y de ingeniería. Milne, junto con JA Ewing y T.Gray, desarrolló un sismómetro de tres direccional moderna en 1881. Importantes hallazgos de investigación fueron publicados en las transacciones. Por ejemplo, Milne presentó la obra de Mallet sobre sismología y Ewing señalar la diferencia entre ondas primarias y secundarias en el movimiento del suelo registrado. La Universidad de Tokio fue rebautizada como la Universidad Imperial en 1886. Kiyokage Sekiya, que trabajó estrechamente con Ewing y Milne, se convirtió en el primer profesor de la silla de sismología en la Facultad de Ciencias. Fusakichi Omori que le sucedió en 1897, participó activamente en la investigación experimental, así como teórica para la mitigación del desastre del terremoto. La relación entre los movimientos de fallas y terremotos fue señalado por Grove K. Gilbert, un geólogo de Estados Unidos, que informó en 1872 que los terremotos suelen centran alrededor de una línea de falla. Movimiento relativo Claro se observó a través de la Falla de San Andrés después del 1906 terremoto de San Francisco (Ms 8.3). Este terremoto causó 700 a 800 muertes y destruyó 28.188 edificios. La principal fuente de desastre era fuego. Harry F. Reid, profesor de la Universidad Johns Hopkins, presentó la "Teoría del rebote elástico" en 1908 para describir el proceso de un mecanismo terremoto; "... Las fuerzas externas deben haber producido una deformación elástica en la región acerca de la línea de fractura, y las tensiones inducidas por tanto, eran las fuerzas que causaron los desplazamientos repentinos, o rebotes elásticos,
  3. 3. cuando se produjo la ruptura...." Reid hizo no explicar lo que hace que las fuerzas externas que actúan a lo largo de las líneas de falla. La evolución reciente de la geofísica son fascinantes; especialmente la investigación sobre la relación entre la tectónica de placas y los terremotos. Alfred Wegener presentó la teoría de la deriva continental (Wegener, 1915). Él proporcionó amplia evidencia de apoyo para su teoría, como las formaciones geológicas, fósiles, animales y climatología. Afirmó que una masa única, llamada Pangea, se desvió y se dividió para formar los continentes actuales. Wegener, sin embargo, no tenía un mecanismo convincente para explicar la deriva continental. Exploración de datos con respecto a la corteza terrestre, especialmente el fondo del océano, el aumento en la década de 1950; por ejemplo, los físicos estadounidenses M. Ewing y B. Heezen descubrió la gran brecha global (la mitad de Ocean Ridge en el Océano Atlántico). Sobre la base de estos datos de exploración, H. Hess, profesor de Geología en la Universidad de Princeton, propuso la teoría de la expansión del fondo marino en 1960, que proporcionó un mecanismo de apoyo a la deriva continental de Wegener. La tectónica de placas puede describir la acumulación de tensiones en los límites de las placas adyacentes o dentrode una placa debido a movimientos de las placas en la superficie de la tierra, que causan terremotos. Principales terremotos ocurren a lo largo de los límites de las placas tectónicas en movimiento cuando la energía de deformación, acumulada por la resistencia contra el movimiento entre placas, se libera de repente. Este tipo de terremotos inter-placa se produce repetidamente en un relativamente corto intervalo de 50 a 200 años. Sísmicamente regiones en blanco, donde la actividad sísmica es tranquila durante algún tiempo a lo largo del límite de placa tectónica, se identifican como la ubicación de futuras ocurrencias de terremotos. Sin embargo, no es posible en este momento predecir con precisión el tiempo, la ubicación y magnitud de los sucesos del terremoto. Otro tipo de terremotos se produce dentro de una placa tectónica cuando el estrés acumulado dentro de una placa por la presión de movimientos de las placas periféricas, excede la capacidad de resistencia de las capas de roca en el fallo. El epicentro es relativamente poco profundo dentro de los 30 km de la superficie terrestre. El fallo en una placa permanece como un punto débil después de un terremoto, y los terremotos ocurren repetidamente en el mismo lugar si el estrés se acumula hasta el nivel de fracaso. La ubicación de muchas fallas activas ha sido identificada por los geólogos, y se toma en cuenta en la elaboración de un mapa de sismicidad para el diseño estructural. Si un terremoto dentro de la placa se produce cerca de una ciudad, el desastre en las zonas densamente pobladas puede ser significativo. Cabe señalar que este tipo de terremotos intra-placa se produce en un largo intervalo de 1.000 a 3.000 años. Por lo tanto, es más difícil de predecir con precisión el tiempo, la ubicación y magnitud de los terremotos intra-placa. Debemos hacer hincapié en la necesidad de medidas de mitigación de desastres en la sociedad se centra en la utilización óptima de los datos y geofísica. 3. El origen de la ingeniería sísmica Cabe señalar que Sir Isaac Newton, en 1687 propuso la ley de movimiento en "Philosophia Naturalis Principia Mathematica"; es decir, cuando una fuerza actúa sobre una partícula, la aceleración resultante de la partícula es directamente proporcional a la fuerza. La ecuación se introdujo para calcular el movimiento de las estrellas en el universo. La ley de la moción fue presentada en ingeniería por JR d'Alembert que propuso el llamado principio de D'Alembert en su "Traité de Dynamique" en 1743; es decir, el equilibrio de fuerzas puede ser discutido en un problema dinámico mediante la introducción de una fuerza de inercia ficticio, proporcional a la aceleración y la masa de una partícula, pero que actúa en la dirección opuesta a la aceleración. John William Strut, también conocido como Lord Rayleigh, en su "Teoría del Sonido", publicado en 1877,se refirió a la vibración de un sistema de un solo grado de libertad con amortiguamiento viscoso bajo excitación armónica, longitudinal, torsión y vibración lateral de bares, y la vibración de membranas, placas y láminas. Tal conocimiento no podría ser utilizada en ingeniería sísmica durante muchos años debido a que la señal de aceleración en tierra de un terremoto no se midió y porque la ecuación de movimiento no se podía resolver para una función de excitación arbitraria. 3.1 La intensidad de movimiento de tierra Los ingenieros de terremotos primeros y sismólogos no podían ignorar la importancia de la aceleración del suelo para estimar las fuerzas de inercia que actúan sobre las estructuras durante un terremoto. El sismógrafo, sin embargo, no era capaz de medir la aceleración del suelo, lo que era más importante para propósitos de ingeniería. ES Holden (1888), director del Observatorio Lick en California, informó que "Las
  4. 4. investigaciones de los sismólogos japoneses han demostrado abundantemente que la destrucción de edificios, etc., es proporcional a la aceleración producida por el terremoto de choque en sí en una masa conectada con la superficie de la tierra”. De hecho, en Japón, se hicieron esfuerzos para estimar la aceleración máxima del suelo durante un terremoto. John Milne y su alumno, Kiyokage Sekiya, estimadas amplitudes máximas de aceleración del suelo desde el sismógrafo medido (desplazamiento) registros asumiendo movimientos armónicos en 1884.Debido a que las frecuencias dominantes en las señales de desplazamiento y aceleración eran diferentes, este método tiende a subestimar la aceleración máxima. Milne (1885) introdujo la ecuación de Occidente, que se utilizó para estimar α la aceleración máxima del suelo necesario para anular un cuerpo rígido de la anchura y la altura h b adjunta en el suelo utilizando simplemente equilibrio dinámico (Fig. 1); ……….fig.1 donde la aceleración α se expresa como la relación a la aceleración gravitacional. Este método se utiliza ampliamente en Japón para estimar la intensidad de los movimientos de tierra de las dimensiones de piedras de la tumba volcados después de un terremoto. El 1891 Nohbi Terremoto (M 8,0) causó un daño significativo a continuación modernas estructuras de ladrillo y mampostería en la Ciudad de Nagoya. Se trata de un terremoto de campo cercano más grande de la clase que se han producido en Japón. 7273 fueron asesinados en zonas poco pobladas, y 142.177 casas fueron destruidas. Milne y Burton (1891) registraron el desastre. Milne, después de observar el efecto de la geología de superficie sobre la tasa de daños, señaló que "hay que construir, no sólo para resistir tensiones aplicadas verticalmente, pero considerar cuidadosamente los efectos debidos a los movimientos aplicados más o menos en dirección horizontal." No podía definir la intensidad de las fuerzas laterales que se utilizará en el diseño. El Gobierno japonés estableció el Consejo de Investigación de Desastres Prevención Sísmica en 1892 para la promoción de la investigación en ingeniería sísmica y sismología, y para la aplicación hallazgos de la investigación en la práctica. La Sociedad Sismológica de Japón fue combinado en este ayuntamiento. 3,2 fuerzas sísmicas de diseño Se hicieron las primeras cuantitativas recomendaciones de diseño sísmico después del1908 Messina Terremoto en Italia, en el que murieron más de 83.000 personas. Housner (1984), declaró que "El Gobierno de Italia respondió al terremoto de Messina mediante el nombramiento de un comité especial integrado por nueve ingenieros en ejercicio y cinco profesores de ingeniería... M. Panetti, profesor de Mecánica Aplicada en Turín... recomienda que el primera historia ser diseñado para una fuerza horizontal igual a 1/12 de peso y las segunda y tercera historias para ser diseñados para 1/8 del peso edificio por encima”. La altura de los edificios se limitaba a tres historias. El fondo técnica para esta cuantificación no está claro, pero es interesante observar que el diseño de las fuerzas sísmicas se definieron inicialmente en términos de un coeficiente de cizallamiento historia, una proporción de cizalladura historia a peso por encima, en lugar de un coeficiente sísmico, una relación de la fuerza horizontal de un piso al peso de la planta. Riki (Toshikata) Sano (1916) propuso el uso de coeficientes sísmicos en el diseño de edificios resistentes a los terremotos. Él asumió un edificio para ser rígido y conectado directamente a la superficie del suelo, y sugirió un coeficiente sísmico igual a la aceleración máxima del terreno normalizado a aceleración de la gravedad G. Aunque observó que la respuesta de aceleración lateral podría amplificarse a partir de la aceleración del suelo con una deformación lateral de la estructura, ignoró el efecto en la determinación del coeficiente sísmico. Estimó la aceleración máxima del suelo en las áreas Honjo y Fukagawa en suelo blando aluvial en Tokio para ser 0,30 G y encima, sobre la base de los daños a casas en el 1855 Ansei-Edo (Tokio) Terremoto, y que en el área de Yamanote en suelo duro diluvial sea 0,15 G. Sano daños del terremoto también discutió con mampostería de ladrillo, acero, hormigón armado y las casas de madera y los edificios y los métodos propuestos para mejorar la resistencia a los terremotos de este tipo de estructuras.
  5. 5. 3.3 Métodos de análisis estructurales Estructuras de los edificios son muy estáticamente indeterminadas. Acciones y tensiones en un edificio deben ser calculados antes de fuerzas sísmicas se pueden utilizar en el diseño. Estudios fundamentales de estructuras se desarrollaron en el medio del siglo XIX. JC Maxwell en 1864 y O. Mohr en 1874 desarrollaron por separado el método de carga de la unidad para determinar la desviación de cerchas elásticas y el método de flexibilidad para determinar las fuerzas redundantes en armaduras estáticamente indeterminadas. LMH Navier fue el primero en utilizar el método de la rigidez de análisis en el problema de los dos grados de indeterminación cinemática en 1826. El conocido Teorema de Castigliano se presentaba en 1879. La aplicación del método de la rigidez y el método de desviación pendiente de pórticos planos originado con A. Bendixen en 1914, y también fue utilizado por W. Wilson y GA Maney en 1915. Un conjunto de ecuaciones lineales tuvo que ser resuelto antes de la distribución de momentos podía determinar. El método práctico de análisis estructural se introdujo más tarde; el método de distribución de momento fue presentado por Hardy Cross (1930). Tachu (Tanaka) Naito en la Universidad de Waseda introdujo el método de la pendiente-deflexión en Japón en 1922.Él estaba interesado en desarrollar un procedimiento simple para su uso práctico. Naito (1924) analizó una serie de marcos rectangulares bajo fuerzas horizontales para estudiar la rigidez lateral de las columnas y la altura de los puntos de inflexión. Propuso proporciones de distribución de fuerza lateral (D-valor) de (0.5) columnas interiores (1.0) y exteriores, y para los marcos flexibles (1.0) y muros de corte (8 a 20) y la altura de los puntos de inflexión en las columnas para determinar la flexión momento de la cizalladura conocido. Otra contribución importante de Naito fue la introducción de muros de corte en el Banco Industrial de Japón Building (un acero de 8 pisos edificio de hormigón armado completado en 1923) como elementos del terremoto resistir. La eficacia de los muros estructurales se demostró en el 1923 Terremoto de Kanto. Método D-valor de Naito de cálculo estructural para edificios con estructura de se amplió por K. Muto en la Universidad Imperial de Tokio (Instituto de Arquitectura de Japón, 1933). La rigidez lateral de las columnas se evaluó teóricamente teniendo en cuenta (a) rigidez a la flexión de la columna, (b) la rigidez de las vigas adyacentes inmediatamente por encima y por debajo de la columna, y (c) las condiciones de apoyo en la base de la columna. Historia de cizallamiento se distribuyó a cada columna de acuerdo con su rigidez lateral. La distribución de momentos de la columna se determinó por el cizallamiento de la columna y la altura del punto de inflexión, que fue evaluada teniendo en cuenta (a) la ubicación relativa de la historia, (b) la rigidez de las vigas adyacentes inmediatamente por encima y por debajo de la columna, ( c) cambios en la rigidez de las vigas adyacentes, y (d) la diferencia de altura entre pisos inmediatamente por encima y por debajo de la columna. La suma de momentos en los extremos de columna en una articulación se distribuyó a los extremos de la viga en proporción a la rigidez de la viga. Hay varios factores que se prepararon en forma de tabla para el uso práctico. El uso de las computadoras digitales para el análisis de estructuras estáticamente indeterminadas comenzó a mediados de la década de 1960. La memoria mejorada, el aumento de la velocidad de los cálculos y los procesos de entrada-salida, y el uso eficiente de los gráficos hacen posible el uso de los ordenadores digitales en las prácticas de diseño estructural de rutina. El método de elementos finitos para el análisis de estructuras continuo era hecho posible a principios de 1960. 3.4 El diseño sísmico en Derecho Urbanístico Edificio de Japón El primer código de construcción japonesa, la Ley Edificios Urbanos, fue promulgada en 1919 para regular los edificios y planificación de la ciudad en seis grandes ciudades. El diseño estructural se especifica en la ley de construcción Reglamento de aplicación; es decir, la calidad de los materiales, las tensiones admisibles de materiales, conexiones, de refuerzo, que detalla las cargas muertas y vivas, y el método de cálculo se especificaron las tensiones, pero el terremoto y viento fuerzas no lo eran. (De trabajo) Permitidos diseño de estrés, por lo que el factor de seguridad para las incertidumbres fue considerado en la relación de la fuerza a la tensión admisible del material, era de uso común en este momento en el mundo. El terremoto de 1923 Kanto (Tokio) (M 7,9) causó daños significativos en las áreas de Tokio y Yokohama, matando a más de 140.000, dañando más de 250.000 casas, y la quema de más de 450.000 viviendas. Más del 90 por ciento de la pérdida de vidas y los edificios fue causado por el fuego. El daño a los edificios de hormigón armado fue relativamente
  6. 6. bajo, aunque no hay normativa de diseño sísmico se aplicaron antes del terremoto. Se observó el daño en edificios de hormigón armadoproporcionadas con (a) tabiques de ladrillo, (b) los pequeños muros de corte, o construido con (c) pobre al armado, (d) la vuelta corta longitud de empalme, (e) las conexiones viga- columna pobres , (f) pobre construcción, o diseñado con (g) de configuración irregular, y (h) pobre fundación. La Ley de Reglamento de Aplicación de construcción fueron revisadas en 1924 para exigir el diseño sísmico utilizando coeficientes sísmicos de 0,10 por primera vez en el mundo. De la medición incompleta de desplazamiento del suelo en la Universidad de Tokio, la aceleración máxima del terreno se estimó en 0,3 G. El esfuerzoadmisible en diseño era de un tercio a la mitad de la resistencia del material en las normas de diseño. Por lo tanto, el diseño coeficiente sísmico 0,1 se determinó dividiendo la aceleración del suelo máximo estimado de 0,3 G por thesafety factor de 3 de tensiones admisibles. 3.5 El diseño sísmico in Uniform Building Code EE.UU. La primera edición del Código Uniforme de Construcción en 1927, un código de modelo en los Estados Unidos publicado por la Conferencia de Funcionarios Edificio Costa del Pacífico, adoptó el método de coeficiente sísmico para el diseño estructural de las regiones sísmicas basadas en la experiencia del 1925 en Santa Barbara, California, terremoto. El coeficiente sísmico se varió para las condiciones delsuelo entre 0,075 y 0,10; aunque eran conocidos edificios en suelo blando a sufrir daño más grande, esta era la primera vez para un código de construcción para reconocer la amplificación del movimiento del suelo por suelo blando. Después del 1933 Long Beach, California, terremoto, diseño sísmico utilizando un coeficiente sísmico de 0,02 se hizo obligatoria en California por la Ley de Riley, y una mayor seguridad sísmica, utilizando un coeficiente sísmico de 0,10, se convirtió en obligatorio para los edificios de las escuelas por la Ley de campo. En 1935 el Código Uniforme de Construcción aprobó variaciones en el diseño las fuerzas sísmicas en tres zonas sísmicas, reconociendo los diferentes niveles de riesgo sísmico de una región a otra. 3.6 El diseño sísmico en el Edificio Ley Uniforme de Japón La Ley de Normas de Construcción, aplicable a todos los edificios a través de Japón, fue proclamada en 1950. Las cuestiones técnicas se indican en la Norma Ley de Título Ejecutivo Edificio (Orden de Gabinete). Horizontal fuerza terremoto Fi a nivel del suelo i se calculó como …………..(2) donde Z: factor de zona sísmica (0,8 a 1,0), G: el factor de la estructura del suelo (0,6 a 1,0), K: coeficiente sísmico (0.20 a la altura de 16 m y por debajo, incrementado en 0,01 por cada 4,0 m más arriba), y i W: peso de la historia i incluyendo carga viva por parte inercia terremoto. Factor de suelo-estructura G se varió para las condiciones del suelo y de los materiales de construcción; por ejemplo, para la construcción de concreto reforzado, el coeficiente fue de 0,8 en la roca o el suelo rígido, 0,9 en suelo intermedio y 1,0 en suelo blando. El factor de zona sísmica se basó en el mapa de amenaza sísmica preparado por H. Kawasumi del Instituto de Investigación Sísmica de la Universidad de Tokio y publicado en 1946. En esta etapa, los investigadores e ingenieros discuten el diseño de edificios resistentes a los terremotos sin conocer la intensidad y características de los movimientos sísmicos de diseño probable. 4. Acelerógrafo y espectro de respuesta El Instituto de Investigaciones Sismológicas se estableció en la Universidad de Tokio en 1925, haciéndose cargo de las funciones del Consejo de Investigación de Desastres Prevención Sísmica. Se hicieron muchos nuevos esfuerzos para comprender los fenómenos del terremoto y también para desarrollar la tecnología para reducir los desastres del terremoto. M. Ishimoto desarrolló un acelerógrafo en 1931; registros acelerógrafo se utilizaron para estudiar el período dominante de movimiento del suelo en diferentes sitios, pero no para el cálculo de estructura de respuesta. K. Suyehiro, primer director del Instituto de Investigaciones Sismológicas, fue invitado por la Sociedad Americana de Ingenieros Civiles para dar una serie de conferencias sobre la sismología ingeniería en universidades de Estados Unidos en 1931 (Suyehiro 1932). Señaló la falta de información acerca de la aceleración del suelo terremoto y destacó la importancia del desarrollo de acelerógrafos para propósitos de ingeniería. En la Encuesta Sismológico de Estados Unidos Field (más tarde conocido como el US Coast and Geodetic Survey), establecida en 1932, F. Wenner y HE McComb trabajaron en el desarrollo de la primera fuerte acelerógrafo movimiento (modelo Montana) en el mismo año. Un acelerógrafos en el monte Estación de Vernon mide el movimiento durante el 1933 Long
  7. 7. Beach, California, terremoto, pero la amplitud excede la capacidad del instrumento. Registros de aceleración de fuertes movimientos sísmicos se registraron durante el 1935 Helena, Montana, el terremoto y el 1938 Ferndale, California, terremoto con amplitudes máximas de 0,16 hasta 0,18 G, respectivamente. Los conocidos registros de El Centro se obtuvieron durante el terremoto Valle Imperial 1940. Los registros de El Centro han sido ampliamente estudiados y considerados como registros de aceleración estándar durante mucho tiempo. Una señal de aceleración terremoto no es armónica, pero es bastante al azar en la naturaleza, que contiene componentes de alta frecuencia. Por lo tanto las señales de aceleración son muy diferentes de las señales de desplazamiento en términos de contenido de frecuencia. MA Biot (1933) del Instituto de Tecnología de California sugirió en 1933 que la amplitud de la respuesta al terremoto de sistemas simples a impulsos transitorios debe variar con sus periodos naturales, e introdujo el concepto de un espectro de respuesta. Sugirió el uso de un analizador eléctrico. Biot (1941), que más tarde pasó a la Universidad de Colombia, desarrolló un analizador mecánico (péndulo de torsión) para calcular la respuesta de los sistemas linealmente elásticas a una función emocionante arbitraria; el 1935 Helena, Montana, terremoto y los 1.938 registros de terremotos Ferndale, California fueron utilizados para desarrollar la primera espectros de respuesta al terremoto. No amortiguación se utilizó en el cálculo. Propuso que el espectro de respuesta amortiguada alcanzó un máximo de 0,2 s con una amplitud máxima de 1,0 G, y decayó inversamente proporcional al periodo de sistemas. Señaló que las amplitudes de respuesta podrían reducirse por el efecto de la histéresis de una estructura en un rango inelástico o amortiguación asociados con la radiación de energía cinética a la fundación (K. Sezawa y K. Kanai, 1938). Hallazgo de Biot que la fuerza del terremoto disminuyó con el periodo fundamentalfue reconocido por primera vez en la ciudad de Los Ángeles Código de Construcción en 1943; es decir, el Ci diseño coeficiente sísmico en el piso i se definió como: …………………….. (3) Donde N: el número de plantas por encima de la historia en cuestión. El número máximo de historias se limita a 13. El requisito también indica el aumento de los coeficientes sísmicos con la altura desde el suelo que refleja la forma desviada bajo excitación dinámica. La edición 1949 de la UBC especifica diseño similar fuerzas sísmicas de la siguiente manera: ………………….(4) Donde, N: número de pisos por encima, Z: sísmica factor de zona, y wi: cargas muertas y vivas a nivel i. El comité conjunto de la sección de San Francisco de la Sociedad Americana de Ingenieros Civiles y la Asociación de Ingenieros Estructurales de California del Norte recomendó un código modelo en el que los coeficientes sísmicos de diseño se determinaron inversamente proporcional al periodo fundamental estimado de la estructura (Comité Mixto de 1951 ) y la fuerza lateral se distribuye linealmente desde la base hasta la parte superior. El cortante en la base V se define por la siguiente ecuación: ….(5) donde C: coeficiente cortante basal, W: suma de la carga muerta y viva, y T: periodo natural de un edificio evaluadas por una simple expresión. El efecto del período de la amplitud de las fuerzas sísmicas de diseño no se consideró en Japón hasta 1981. 5. Sistema de ductilidad Con el desarrollo de las computadoras digitales en la década de 1950 y con la acumulación de registros de movimientos fuertes, se hizo posible calcular linealmente elástica así como la respuesta no lineal de sistemas estructurales simples bajo fuertes movimientos sísmicos. NM Newmark hizo una contribución significativa a la ingeniería sísmica y la mecánica estructural, desarrollando en 1959 un procedimiento numérico para resolver la ecuación de movimiento en las computadoras digitales (Newmark, 1959). Este método se utiliza ampliamente en los programas actuales de análisis de respuesta. 5.1 Criterios de diseño de Newmark Veletsos y Newmark (1960) informaron de la relación entre la respuesta máxima de los sistemas simples linealmente elásticas y elasto-plástico bajo movimientos sísmicos; es decir, para los sistemas linealmente elásticas y elasto-plástico que tiene el mismo período inicial, la energía de deformación almacenada en la respuesta máxima fue comparable en un período corto alcance y las amplitudes de desplazamiento máximo de respuesta fueron comparables en un largo período de gama. Sobre la base de sus observaciones, Newmark propuso que un
  8. 8. solo grado de libertad elástica de plástico del sistema (SDF) que tiene la capacidad de ductilidad μ (deformación final dividido por la deformación de rendimiento) debe ser proporcionado con coeficiente mínimo cortante en la base Cy para resistir una movimiento de tierra que produjo elástica respuesta cortante basal coeficiente Ce; Sistemas de corto período….(6) Sistemas de período largo… (7) El coeficiente de cortante en la base elástica se puede encontrar a partir de los espectros de respuesta lineal elástica de un movimiento sísmico; la trama de respuesta máxima amplitudes con respecto al período elástica de sistemas para diferentes factores de amortiguación. Una estructura podría ser diseñado para la resistencia más pequeña si la estructura podría deformar mucho más allá del punto de rendimiento. "Ductilidad" se convirtió en una palabra importante en el diseño sísmico y un gran énfasis fue puesto en el desarrollo de los detalles estructurales para mejorar la capacidad de deformación. Reglas de diseño de Newmark abrieron una nueva dirección en el diseño sísmico, proporcionando un medio para definir la resistencia lateral necesaria para la supervivencia de una estructura. Para la aplicación de normas precisas de Newmark, plastichinges en un edificio de varios pisos deben ceder el paso simultáneo para formar un mecanismo de plástico. El debido cuidado debe ejercerse para la concentración de la deformación plástica en localidades limitadas en las que se desarrolla temprano rendimiento durante los terremotos. Blume, Newmark y Corning (1961) escribieron un manualde "clásico" diseñopara edificios de hormigón armado de varios pisos, publicado por la Asociación de Cemento Portland. El manual fue el estado de la técnica en ingeniería sísmica y resistencia sísmica de edificios de hormigón armado. Eldiseño se basa en las recomendaciones 1959 SEAOC en términos de las fuerzas sísmicas de diseño, pero el diseño de hormigón armado se basa en el procedimiento de tensión admisible del American Concrete Institute Building Code 1956; el procedimiento de diseño resistencia última fue tratado como método alternativo en el código. Cabe señalar que el manual discute la ventaja de los sistemas de fuerte columna débil de haz. Se discutió la evaluación de resistencia, ductilidad y la absorción de energía de elementos de hormigón armado, elaborando en cuestiones como la relación momento-curvatura de las secciones a fracaso, el efecto de la armadura longitudinal de compresión y confinando el refuerzo de la capacidad de deformación, la interacción de último momento y axial la fuerza, y el efecto de carga invertida. Los buenos datos de refuerzo fueron sugeridas para mejorar la ductilidad y la absorción de energía. Los estudios sobre la respuesta al terremoto de sistemas estructurales se desaceleraron en Japón durante y después de la Segunda Guerra Mundial. Como las condiciones económicas estabilizaron y mejoraron durante y después de la Guerra de Corea (1950-1953), fueron puestos a disposición de las comunidades de investigación de algunos fondos de investigación. El Comité Fuerte Acelerógrafo Motion (SMAC) se formó en 1951 y desarrolló una serie de sismómetros de tipo SMAC que se instalaron en todo el país. El fuerte terremoto Respuesta Análisis Computer (SERAC) fue construido en la Universidad de Tokio (Fuerte Terremoto Comité de Análisis de Respuesta, 1962) bajo la dirección de K. Muto. Este fue un ordenador analógico eléctrico capaz de calcular la respuesta elasto-plástico de hasta un sistema de resorte de cinco masa. Esta computadora analógica fue sustituida como el resultado del desarrollo de las computadoras digitales aproximadamente cinco años más tarde,pero produjo información útil sobre la respuesta al terremoto no lineal de sistemas de varios grados de libertad, los datos que sean de interés para la construcción de edificios de gran altura en un país propenso terremoto como Japón. La reducción de las fuerzas sísmicas de diseño que dependen de la ductilidad no fue considerada en Japón hasta 1981. 5.2 efecto no lineal en el Código SEAOC El Comité Sismológico de la Asociación de Ingenieros Estructurales de California (SEAOC) publicó un código modelo de diseño sísmico en 1957, que fue aprobado formalmente en 1959 (Comité de Sismología, 1959). El código representado el estado de la técnica en la ingeniería sísmica en el momento. El mínimo base de cálculo a cortante V para edificios se expresa como: ….(8) Donde el factor fuerza horizontal K: el tipo de sistemas estructurales, y W: el peso de un edificio. Coeficiente sísmico C es inversamente proporcional a la raíz cúbica del período fundamental T de estructuras, pero está limitado a 0,10; ….(9) El código reconocido diferente rendimiento de los sistemas estructurales durante un terremoto. Factor de fuerza Horizontal K fue de 1,33 para los edificios con un sistema de caja, and0.80 para edificios con un
  9. 9. completo sistema de arriostramiento horizontal capaz de resistir todas las fuerzas laterales. Este último sistema incluía un momento resistente marco de espacio que, cuando se supone que actuar de forma independiente, era capaz de resistir un mínimo de 25% de la fuerza lateraltotal requerida.K fue de 0,67 para los edificios con un momento resistente estructura espacial que cuando se supone que actúan independientemente de cualquier otro elemento más rígidos era capaz de resistir 100% del total de las fuerzas laterales requeridos en el marco solo, y 1,0 para el resto de sistemas de estructuras de construcción. El comentario del código SEAOC 1967 declaró explícitamente que "... las estructuras diseñadas de conformidad con las disposiciones y principios enunciados en ella, deberían ser capaces de: 1. Resistir sismos menores sin daños; 2. Resistir sismos moderados sin daño estructural, pero con algunos daños no estructurales; 3. Resistir grandes terremotos, de la intensidad de la gravedad de los más fuertes con experiencia en California, sin colapso, pero "con algunos estructurales, así como daños no estructurales. Este concepto ha sido generalmente aceptado por los investigadores y los ingenieros en el mundo. La Figura 2 muestra esquemáticamente el rendimiento esperado de un edificio en movimientos sísmicos. El nivel de resistencia lateral mínima debe ser determinado (a) para controlar el mantenimiento de los edificios de movimientos sísmicos de menor importancia, peromás frecuentes y (b) para proteger la vida de los ocupantes mediante la limitación de la deformación no lineal de muy raras pero máximos movimientos sísmicos probables. Los elementos arquitectónicos, tales como muros cortina no estructural, particiones e instalaciones mecánicas, deben ser protegidos por el uso continuado de un edificio después de los terremotos más frecuentes. Cabe señalar que la estructura de mayor resistencia no sufre daños de los terremotos poco frecuentes, mientras que la estructura de baja resistencia sufre algún daño estructural y daño no estructural asociado, que debe ser reparado antes de que se reanude el uso. El código 1966 SEAOC asigna implícitamente ductilidad esperada de un edificio de acuerdo con su sistema de encuadre, y la variación mucho mayor fue adoptada en factor de fuerza horizontal K. Más estrictos requisitos que detallan estructurales fueron especificados para los sistemas de montaje siguiendo un pequeño factor de fuerza horizontal. 5.3 diseño por tensiones admisibles de resistencia final Fig. 2 Los objetivos de desempeño de la construcción. Diseño La limitación del procedimiento de diseño por tensiones admisibles en función del factor de seguridad de materiales solo se observó poco a poco; por ejemplo, (a) la consecución de la resistencia del material en una localidad no condujo a la falta del elemento estructural, (b) el margen de seguridad en el fracaso después de tensiones en la sección llegaron a la tensión admisible varió con la cantidad de refuerzo, (c ), incluso después de la consecución de la fuerza miembro, algunos miembros podrían seguir apoyando a la carga aplicada con deformación plástica, (d) los niveles de daño aceptables puedan variar con la importancia de los miembros y con los diferentes incertidumbres de las condiciones de carga; por ejemplo, cargas muertas y vivas. El Architectural Estándar Japón, que se publicó en 1947, propone dos niveles de tensiones admisibles para el cálculo estructural; es decir, uno para la carga permanente y el otro para la carga extraordinaria. Muchas tensiones admisibles más grandes se han especificado para la carga extraordinaria con el correspondiente aumento de la amplitud de las fuerzas de diseño. Se hicieron esfuerzos similares en Europa durante la Segunda Guerra Mundial. La resistencia a la rotura de elementos de hormigón armado se ha estudiado ampliamente en los años 1950 y 1960. Resistencia a la flexión de los elementos de hormigón armado con y sin cargas axiales se pudo estimar con razonable certeza. Se identificaron algunos modos de fallo y frágiles tales modos debían evitarse en el diseño, ya sea mediante el uso de altas fuerzas de diseño o mediante el uso de bajo factor de reducción de la capacidad. Variación estadística de resistencias de los materiales en la práctica y amplitudes de las cargas, la fiabilidad de las
  10. 10. evaluaciones de fuerza, consecuencia del fracaso miembro se consideraron en el factor de carga y formato factor de reducción de la capacidad. El American Concrete Institute (1956 y 1963) adoptó el procedimiento de diseño de resistencia a la rotura como procedimiento alternativo al actual diseño por tensiones admisibles en 1956, y luego cambió a partir del diseño por tensiones admisibles para el diseño resistencia última en 1963. El Euro-Internacional Comité de hormigón (1964),fundada en 1953, trató a los problemas de diseño de manera probabilística más riguroso y recomendó diseño estados límites sobre la base de la resistencia a la rotura de los miembros. 6. análisis de la respuesta no lineal de edificios Con el conocimiento para estimar la resistencia final de elementos de hormigón armado, se investigó el comportamiento en inversiones de carga. La respuesta de las secciones de hormigón armado bajo momento alterna fue calculada por Aoyama (1964); el efecto de refuerzo longitudinal en el comportamiento de histéresis se demostró. El análisis de la respuesta de hormigón armado bajo inversiones de carga es difícil porque la relación fuerza-deformación varía con la historia de carga y porque eldañose extiende a lo largo del miembro. 6.1 análisis de la respuesta no lineal terremoto de edificios Con una acumulación de datos experimentales en el laboratorio, las relaciones resistencia-deformación más realista, comúnmente conocidos como modelos de histéresis, se formularon para los miembros estructurales; por ejemplo, el modelo de Clough (Clough y Johnston, 1966) y el modelo de Takeda (Takeda et al. 1970). Se estudiaron los modelos matemáticos para representar la distribución de los daños de un miembro. Métodos para calcular la respuesta al terremoto nolineal de estructuras fueron desarrollados por Clough et al. (1965) y Giberson (1967). Modelo de un componente de Giberson, en el que se asumió toda deformación inelástica a concentrarse en los extremos miembros, es de uso común en el análisis de respuesta al terremoto. Software de computadora de propósito general fue desarrollado por muchos investigadores; por ejemplo DRENAJE programa 2D por Powell en 1973. La primera tabla sacudida estadounidense se instaló en 1967 en la Universidad de Illinois en Urbana- Champaign, y más tarde en la Universidad de California en Berkeley. Takeda et al. (1970) probaron columnas de hormigón armadoen el simulador de terremotos Illinois y demostraron que la respuesta no lineal de las columnas de hormigón armado bajo excitación terremoto podría ser simulada de forma fiable si se utilizó una relación fuerza-deformación realista en el análisis. Otani y Sozen (1973) probaron tres pisos de un bastidor reforzado marcos de hormigón y demostró que la respuesta de tales marcos podría ser simulada con el uso de modelos de histéresis miembro y distribución daños fiables. Es técnicamente difícil de probar miembros estructurales bajo condiciones dinámicas en un laboratorio. La velocidad de carga es conocida por influir en la rigidez y la resistencia de diversos materiales. Mahin y Bertero (1972) informaron de los resultados de prueba dinámica de los miembros de hormigón armado como sigue: (a) altas velocidades de deformación aumentaron la resistencia inicial de rendimiento, pero causaron pequeñas diferencias en cualquiera de rigidez o resistencia en los ciclos posteriores en las mismas amplitudes de desplazamiento; (B) Sin efecto tipo tensión en la resistencia disminuyó con el aumento de la deformación en un rango de endurecimiento por deformación; y (c) no se observaron cambios sustanciales en la ductilidad y la capacidad total de absorción de energía. Por lo tanto, el efecto de la velocidad de deformación fue juzgado para ser pequeño en el caso de la respuesta terremoto. A gran escala de siete pisos edificio de hormigón armado con una pared estructural fue probada usando el método computarizado en línea pseudo- dinámico de pruebas en el Instituto de Investigaciones sobre la Construcción del Ministerio de la Construcción en 1980, como parte de la investigación cooperativa entre Estados Unidos y Japón utilizando la prueba grande instalaciones. Especímenes miembros y sub-ensamblaje fueron probados antes de la muestra a gran escala. Cuando toda la información relativa a los miembros y los resultados de pruebas a escala real se examinó detenidamente en la formulación de un modelo matemático, la respuesta estructural, así como miembro total calculado se mostró de acuerdo bien con la respuesta observada con el estado de la técnica en el momento (Otani, et al. 1985). 6.2 El diseño sísmico en el ATC-03 Cuando el trabajo de revisión de la SEOC 1959 se inició en el año 1970, el 1971 San Fernando, California, terremoto golpeó áreas suburbanas de Los Ángeles, causando importantes daños a los edificios
  11. 11. del hospital. Se reconoció que el potencial de los principales daños aumenta terremotos con el aumento de la población y la densidad urbana. El Consejo de Tecnología Aplicada (ATC) inició un proyecto para elaborar disposiciones de diseño sísmico tentativos pero integrales en 1974 en virtud de contratos de investigación con la Fundación Nacional de la Ciencia y la Oficina Nacional de Normas en los EE.UU. El primer documento exhaustivo diseño sísmico se redactó en 1976 sobre la base de terremoto moderna principios de ingeniería (Applied Technology Council, 1978). Muchos se introdujeron nuevos conceptos; por ejemplo, (a) la intensidad del movimiento sísmico más realistas, (b) el efecto de los terremotos distantes en largo período edificios, los factores (c) reducción de respuesta de acuerdo con la dureza y amortiguación en el rango inelástico, (d) la introducción de grupos de exposición de riesgos sísmicos, y (e) las categorías de desempeño sísmico. Intensidades de tierra e índices sísmicos fueron definidas por la aceleración máxima del terreno y la aceleración pico efectiva velocidad relacionada en el sitio de construcción. Se definieron tres grupos de exposición de riesgos sísmicos. Grupo III edificios que dispongan de instalaciones esenciales que son necesarios para la recuperación post-terremoto, deben tener la capacidad de funcionar durante e inmediatamente después de un terremoto. Edificios del Grupo II tienen un gran número de ocupantes o ocupantes de movilidad restringida. Grupo I edificios son todos los demás edificios que nopertenecen algrupo III o del Grupo II. Deriva de piso admisible se ha especificado para el grupo de exposición de riesgo sísmico para controlar el nivel de daño (relación deriva permitida es de 0,01 para el grupo III, y 0,015 para los grupos II y I). Una categoría de comportamiento sísmico se asigna a cada edificio. El procedimiento de análisis, se especifica el diseño y los requisitos que detallan para la categoría de desempeño sísmico. Procedimiento de fuerza lateral equivalente y procedimiento de análisis modal se esbozaron en eldocumento. El cortante en la base de diseño V de un edificio en el procedimiento de fuerza lateral equivalente se define como: …….(10) donde W: carga de gravedad total del edificio, Av: aceleración pico efectiva velocidad relacionada, S: Coeficiente de perfil del suelo (1.0 para suelo duro, 1,2 para el suelo intermedio y 1,5 para el suelo blando), R: coeficiente de disipación de (4.5 para reforzado sistema de muro de hormigón, 5,5 para la construcción de sistema de estructura con muros de corte, 7,0 de momento hormigón armado resistir el cuadro y el 8.0 para el sistema dual con muros de corte), y T: período fundamental del edificio. La deflexión de un edificio se calcula primero como deformación elástica bajo las fuerzas sísmicas de diseño, y luego se multiplicó por el factor de amplificación, que era ligeramente menor que el factor de modificación de la respuesta. Interacción suelo-estructura debe ser considerada en la determinación de las fuerzas sísmicas de diseño y el desplazamiento del edificio correspondiente. El concepto de ATC03 se amplió y adoptado en el Código Uniforme de Construcción. 7. Nuevos conceptos de diseño sísmico Diseño por resistencia última se refiere a la resistencia a la rotura de los elementos estructurales, pero no representa la resistencia a la rotura de un sistema estructural. El logro de la resistencia final en unos pocos miembros no conducirá al colapso de la estructura. Concepto de diseño, basado en la formación de más explícito de un mecanismo de colapso como la fuerza de un sistema estructural, surgió a mediados de la década de 1970. Aunque se supone que la respuesta inelástica de los elementos estructurales en el diseño, la deformación elástica de los miembros no se estima de forma realista en el análisis estructural. Procedimientos de diseño recientes en el mundoconsideran respuesta inelástica de los elementos estructurales de manera explícita. 7.1 Capacidad de diseño Un procedimiento de diseño integrado llamado capacidad de diseño fue desarrollado para edificios de hormigón armado en Nueva Zelanda bajo el liderazgo de T. Paulay (Paulay, 1970). La filosofía de diseño de la capacidad es un concepto de diseño general, para darse cuenta de la formación de un mecanismo de rendimiento previsto. (1) la resistencia requerida El nivel requerido de resistencia de fuerza horizontal se determinará tomando en consideración, (a) las características del movimiento del suelo intensidad máxima prevista en la obra, y (b) la deformación aceptable en regiones bisagra rendimiento esperados de una estructura. (2) Mecanismo de rendimiento deseado El mecanismo fuerte columna débil viga ha sido preferido por muchos ingenieros estructurales; es decir, un marco de momento resistente desarrolla rendimiento bisagras en el extremo de las vigas y en
  12. 12. la base de las columnas primera pisos y paredes estructurales para formar mecanismo de colapso (Fig. 3). La energía de entrada terremoto puede disiparse rápidamente por la grasa y la histéresis estable de vigas rendimiento de flexión. Para un desplazamiento dado de una estructura, la demanda de ductilidad en rendimiento bisagras en la estructura fuerte columna débil de haz es mínima debido a deformaciones plásticas se distribuyen uniformemente por toda la estructura. También es cierto que la capacidad de deformación es razonablemente grande en elementos de viga donde no actúa ninguna fuerza axial; Por otra parte, la formación de una bisagra de plástico en la base de la columna de la primera historia no es deseable debido a gran capacidad de deformación es difícil de desarrollar en la localidad debido a la existencia de alta carga axial. Algún momento resistente adicional debe ser proporcionada en la base de las primeras columnas de la historia para retrasar la formación de rendimiento de la bisagra. Mecanismo de historia local, como se muestra en la Fig. 3 Se debe evitar, pero menor rendimiento de algunas columnas en una historia debe tolerar, siempre y cuando la columna puede soportar la carga de la gravedad. Mecanismo de fuerte columna débil viga Mecanismo de historia local Fig. 3 mecanismos de débil -viga sólida-columna. (3) Resistencia al rendimiento bisagras Un análisis no lineal (comúnmente conocido como análisis de sobre impulso) bajo monótonamente crecientes fuerzas laterales se lleva a cabo hasta que el mecanismo de rendimiento previsto (normalmente la fuerte columna mecanismo de rendimiento débil de haz) desarrolla el daño aceptable a regiones críticas. La distribución de la fuerza lateral se toma similar a la primera forma del modo. La contribución de los modos más altos se debe considerar, especialmente en la respuesta de desplazamiento de edificios de gran altura, en la selección del patrón de distribución de fuerzas laterales para edificios de gran altura. La resistencia en el mecanismo de formación de rendimiento debe ser mayor que la resistencia requerida. (4) La garantía de mecanismo rendimiento previsto A fin de asegurar el mecanismo de rendimiento planeado durante un terremoto, resistencia adicional debe ser proporcionado en la región donde no se desea rendimiento y contra los modos frágiles no deseados de fallo, como la insuficiencia de cizallamiento y el fracaso división de enlace a lo largo del refuerzo longitudinal. Los miembros y las regiones que no forman parte del mecanismo de rendimiento planeado deben ser protegidos de la acción calculada en el análisis paso a paso por las siguientes razones: (A) distribución de la fuerza horizontal durante un terremoto puede ser significativamente diferente de la asumida en el análisis paso a paso debido a la contribución modo superior; (B) la resistencia del material real en el rendimiento esperado de la bisagra pueden ser mayores que la resistencia del material utilizado en el diseño nominal; por lo tanto, las acciones en países no miembros de rendimiento se pueden aumentar en la formación de un mecanismo de rendimiento con una mayor resistencia en cada bisagra rendimiento; (C) la contribución adicional de refuerzo de la losa a la resistencia a la flexión de una viga con una deformación; es decir, la anchura de losas eficaz
  13. 13. para la resistencia a la flexión de una viga de rendimiento se vuelve más amplia, con un ensanchamiento de las grietas de flexión en la sección crítica; (D) Bidireccional movimiento sísmico se desarrolla mayores acciones en elementos verticales que movimiento sísmico unidireccional normalmente asumido en un diseño estructural; y (E) La cantidad real de refuerzo puede aumentarse de la cantidad necesaria por razones de construcción. El nivel de resistencia adicional se debe determinar en el desarrollo de los requisitos de diseño utilizando una serie de respuesta no lineal análisis de los edificios típicos bajo movimientos sísmicos creíbles. (5) Limitación Cuandola supervivencia de una estructura en virtud de un movimiento sísmico severo es el objetivo de diseño, el diseño fuerte columna débil de haz es probablemente la más deseable. Sin embargo, cabe señalar que el mecanismo de fuerte columna débil de haz requiere un número significativo de localidades para ser reparado después de un terremoto. Este es el problema después de un sismo de mediana intensidad poco frecuente; es decir, la reparación del daño y rendimiento asociado a muchas localidades resulta en un costo significativo para un uso continuado. 7.2 Para 1981 Aplicación de la ley de construcción estándar El Ministerio de Construcción de Japón organizó un proyecto de desarrollo técnico integral titulado "Desarrollo de Nuevo Diseño Sismorresistente (1972-1977)." El orden de aplicación de la Ley de Normas de Construcción fue revisado en julio de 1980, siguiendo las recomendaciones del proyecto de desarrollo y se hizo cumplir a partir de junio de 1981. A continuación se enumeran los principales puntos de revisión. (1) El diseño y construcción de un edificio se hace posible de hasta 60 m de altura; el diseño y construcción de edificios más altos de 60 m deben ser aprobados por el Ministro de la Construcción, (2) Requisitos adicionales se introdujeron en el cálculo estructural; (A) historia de deriva, el factor de rigidez y el factor de excentricidad bajo diseño fuerzas sísmicas, (b) examen de cizalladura historia de la capacidad a resistir la formación de un mecanismo de colapso bajo fuerzas laterales, (c) procedimientos sencillos alternativos para edificios con abundante cizallamiento lateral resistir la capacidad, (3) Se especificaron las fuerzas sísmicas de diseño (a) por cizallamiento historia en lugar de fuerzas horizontales, (b) la capacidad como una función del período fundamental de la estructura, (c) en dos niveles (diseño tensión admisible y el examen de cizalladura historia resistir), y (d) también para las estructuras subterráneas, y (4) Resistencia de materiales se introdujo para el cálculo de la resistencia de elementos último en la estimación de cizalla historia resistir capacidad. (1) Diseño de cizalla historia elástica La sísmica (respuesta elástica) coeficiente de cizallamiento historia Ci se calcula: ……(11) Cuando, Z: Factor de zona sísmica (0,7 a 1,0 en Japón), Rt: vibración factor característico, Ai: factor que representa la distribución vertical del coeficiente sísmico historia de cizallamiento, Co: coeficiente básico cortante basal (0,2 para el diseño por tensiones admisibles convencional y 1.0 para el examen de la capacidad de resistencia a la cizalladura historia). La vibración factor característico Rt representa la forma de diseño espectro de respuesta de aceleración: ……(12) donde, Tc: tiempo dominante del subsuelo (0,4 s para la arena dura oel suelo de grava, 0.6 s para otra tierra y 0,8 s para aluvión que consiste principalmente en suelos blandos orgánicos u otros); T: período natural del edificio. El periodo naturalde un edificio de hormigón armado se puede estimar mediante la siguiente expresión simple: …(13) donde, H: altura total en m. El coeficiente de Ai define la distribución del esfuerzo cortante historia del diseño a lo largo de la altura de un edificio: …(14) donde yai = ΣWi / ΣW1, ΣWi: total de cargas muertas y vivas anteriores historia i, y ΣW1: Total de cargas muertas y vivas del edificio. (2) Requisitos de Facilidad de servicio Fuerzas sísmicas convencionales son la fuerza cortante elástico historia del diseño utilizando el estándar cortante basal coeficiente C0 de 0.20. El estrés en los miembros estructurales bajo cargas de
  14. 14. gravedad y las fuerzas sísmicas convencionales no debe exceder la tensión admisible de los materiales. El ángulo de la historia deriva bajo las fuerzas sísmicas convencionales debe ser no más de 1/200 de la altura de la historia y el límite deriva de piso se puede aumentar a 1/120 si el daño de la estructura y los elementos no estructurales se puede controlar. (3) Requisitos de resistencia Cada historia de un edificio debe conservar una cizalla historia resistir capacidad superior a la cizalla historia requerida resistir capacidad Qun se define a continuación: …(15) donde, Ds: factor característico estructural, lo que representa la ductilidad de articulación miembros de la historia, de Fez: factor de configuración estructural, que representa la distribución de la rigidez y la masa en una historia, Ci: coeficiente de cizallamiento historia, y ΣWi: total cargas muertas y vivas por encima de historia i. Factor característico estructural Ds, un factor de reducción de la resistencia requerida de corte de diseño elástico, se puede definir para cada historia, teniendo en cuenta el grado de deformación de la articulación miembros en la formación de un mecanismo de rendimiento. El rango de deformación se define por (a) relación de la tensión de cizallamiento a la resistencia del hormigón, (b) relación de refuerzo a la tracción, (c) proporción de tensión axial a la resistencia del hormigón, y (d) lapso de cizallamiento para relación de profundidad. Factores característicos estructurales de edificios de hormigón armado varían de 0,30 para las estructuras dúctiles a 0,55 para las estructuras no dúctiles. Factor de configuración estructural Fes considera la distribución de la rigidez a lo largo de la altura de la estructura y también la excentricidad del centro de masa con respecto al centro de rigidez en un piso. El factor de configuración estructural se calcula como el producto de factores Fs y Fe que representan la irregularidad de la distribución de la rigidez en la altura y la excentricidad en planta, respectivamente, como se indica a continuación: …(16) 7.3 Método del espectro de capacidad El nuevo procedimiento de diseño estructural se introdujo en el Edificio Norma Ley de título ejecutivo existente en 2000 para la evaluación y verificación del rendimiento (respuesta) en un determinado conjunto de estados límite bajo (a) cargas de gravedad,(b) las cargas de nieve, (c) viento y (d) las fuerzas del terremoto. Además, las especificaciones estructurales fueron prescritas para el método de cálculo estructural, el control de calidad de construcción y materiales, la durabilidad de los edificios, y el rendimiento de los elementos no estructurales. (1) los estados límite de Diseño El rendimiento de un edificio se examina en los dos estados límite bajo dos niveles de movimientos sísmicos de diseño; es decir, (a) estado límite de daño a la iniciación y (b) estado límite de seguridad humana. Las propiedades deben ser protegidos bajo la carga de gravedad normal y en eventos que pueden ocurrir más de una vez en la vida útil del edificio; es decir, el daño se debe evitar en marcos estructurales, miembros, materiales de acabado interior y exterior en eventos con periodos de retorno de 30 a 50 años. Se alcanza el estado límite de daño a la iniciación cuando se alcanza la tensión admisible de los materiales en cualquier miembro o cuando la deriva de piso llega a 0,5 por ciento de la altura de piso en cualquier historia. El período elástica inicial se utiliza para una estructura. Las tensiones admisibles de hormigón y el refuerzo de dos tercios nominal resistencia a la compresión y producen estrés, respectivamente. Para la protección de la vida humana,no hay historia del edificio se derrumbase, incluso bajo condiciones de carga extraordinarios, como un evento con un período de retorno de varios cientos de años. Se alcanza el estado límite de seguridad de la vida cuandola estructura no puede sostener las cargas de gravedad del diseño en una historia bajo deformación horizontal adicional; es decir, cuando un miembro estructural ha alcanzado su máxima capacidad de deformación. La deformación máxima de un miembro debe ser calculado como la suma de flexión y cortante deformaciones del miembro y la deformación resultante de la deformación en la conexión con los elementos adyacentes. (2) las fuerzas sísmicas de diseño El espectro de aceleración de respuesta sísmica de diseño SA (T) de la superficie libre movimiento del suelo en un factor de amortiguación 5% se representa como sigue; … (17) donde Z: factor de zona sísmica, Gs (T): factor de amplificación por la geología de superficie, (T) S0: respuesta espectral de ordenadas aceleración del movimiento del suelo en lecho de roca de ingeniería
  15. 15. expuesta, y T: período de un edificio expresado en segundos en el estado dañado. El factor sísmico de zona Z evalúa la diferencia relativa en las intensidades previstas de movimiento de tierra. Dos niveles de movimiento del suelo se definen; es decir, (a) terremoto grande: el movimiento más grande en 500 años, y (b) terremoto Intermedio: 10a movimiento más grande en 500 años. El espectro de respuesta de aceleración se especifica en el lecho de roca de ingeniería expuesto.El espectro de diseño S0 (T) en el lecho de roca de ingeniería expuesta está dada por la figura. 4 para el estado límite de seguridad de la vida: El espectro de diseño para el estado límite de daño a la iniciación es que ser reducido a una quinta parte del espectro para el estado límite de seguridad humana. El movimiento sísmico de un terremoto se ve afectado significativamente por la geología de superficie. La amplificación no lineal del movimiento del suelo por la geología de superficie se evalúa utilizando los datos geológicos en el lugar y un modelo de cizalla-resorte multi-masa lineal equivalente. Los factores de reducción del módulo de corte y los factores de amortiguación se especifican para suelos cohesivos y arena en los distintos niveles de tensión de cizalla. Fig. 4 Diseño espectro de respuesta de aceleración terremoto del lecho de roca expuesta ingeniería para el estado límite de seguridad humana. (3) Espectro de demanda El espectro de diseño se transforma en " Espectro de demanda " por el trazado de un diagrama con la aceleración diseño espectral (T,h) en el eje vertical y espectral SD de desplazamiento (T, h) en el eje horizontal (Fig. 5). Cuando un amortiguamiento viscoso de un sistema lineal es pequeña, el desplazamiento espectral de respuesta es aproximada por la siguiente expresión: … (18) Espectro de demanda de un coeficiente de amortiguamiento heq equivalente puede obtenerse mediante la reducción de las ordenadas de aceleración y desplazamiento espectrales en 0,05 factor de amortiguamiento por el siguiente factor Fh; Fig. 5 Formulación del espectro de la demanda de movimiento de diseño sísmico. …… (19) El factor de amortiguación varía en función de la cantidad de daño en los miembros constitutivos de una estructura. (4) Espectro de Capacidad Una estructura de edificio de varios pisos se reduce a un sistema equivalente de un solo grado de libertad (SDF) con los resultados de un análisis estático no lineal bajo cargas de gravedad de amplitud constante y monotónicamente fuerzas horizontales crecientes (a menudo llamado un "análisis paso a paso") . La forma desviada del análisis paso a paso se supone que representa la forma de primer modo de oscilación. Si una estructura responde en el primer modo al movimiento del suelo que tiene aceleración espectral SA (T1, h1) y el desplazamiento SD (T1, h1) en el periodo de primer modo de T1 y el factor de amortiguamiento h1. Para el vector forma del modo normalizado para el desplazamiento de nivel de techo, el techo de desplazamiento máximo R1max D y el máximo cortante en la base primero en modo VB1max se calculan como sigue: ………………. (20) ………………. (21) donde M1: masa modal efectiva, y Γ1: factor de participación primer modo. …………….. (22) ………………. (23)
  16. 16. donde {φ}1: primer modo de forma vectorial, [m]: piso agrupado matriz de masa (matriz diagonal), y {1}: vector con elementos de la unidad. La aceleración espectral SA (T1, h1) y el desplazamiento SD (T1, h1) requerido para desarrollar cizallamiento base máxima VBmax, y el desplazamiento del techo DRMAX de una estructura pueden ser definidos como sigue: …………………… (24) ……………………. (25) Una estructura se supone para responder elásticamente al movimiento del suelo usando la rigidez secante y factor de amortiguamiento equivalente definido en el desplazamiento máximo cortante en la base y el techo. Para cada punto en el desplazamiento relación base de cizallamiento-techo de una estructura bajo monótonamente crecientes fuerzas horizontales, la aceleración y desplazamiento correspondiente ordenadas espectrales SA (T1, h1) y SD (T1, h1) se pueden representar como se muestra en la Fig. 6. La relación se llama el "espectro de la capacidad" de la estructura. Fig. 6. Capacidad espectro usando aceleración espectral SA (T) y desplazamiento SD (T). (5) coeficiente de amortiguamiento equivalente Un coeficiente de amortiguamiento viscoso eq h equivalente a un estado de daño se define igualando la energía disipada por histéresis de un sistema no lineal y la energía disipada por un amortiguador viscoso de un sistema linealmente elástica bajo resonante de vibración de estado estacionario: …………………….(26) Donde ΔW: la energía de histéresis disipada por un sistema no lineal durante un ciclo de oscilación, y W: energía de deformación elástica almacenada por un sistema linealmente elástico en la deformación máxima (Fig. 7). Para el estado límite de daño de iniciación, un coeficiente de amortiguamiento constante de 0,05 se prescribe porque el estado de una estructura sigue siendo linealmente elástico en esta etapa. El coeficiente de amortiguamiento equivalente debe reducirse eficazmente para correlacionar la respuesta máxima de un sistema lineal equivalente y un sistema no lineal bajo terremoto de excitación aleatorio. Fig. 7 relación viscoso equivalente de amortiguación para la disipación de la energía de histéresis. FIG. 8 espectros de demanda y el espectro de capacidades a la iniciación de daños y estados límite de seguridad de vida. (6) El juicio Rendimiento El rendimiento de una estructura bajo un movimiento sísmico de diseño dado se examinó comparando el espectro de la capacidad de la estructura y los espectros de la demanda de movimientos sísmicos de diseño evaluado para factores de amortiguación equivalentes a los dos estados límite. Aceleración espectral de una estructura en un estado límite debe ser mayor que la aceleración correspondiente del espectro de
  17. 17. demanda utilizando el coeficiente de amortiguamiento equivalente. 8. Lecciones aprendidas de terremotos Ingeniería sísmica no es una ciencia pura, pero se ha desarrollado a través de la observación de la insuficiencia de las estructuras durante sismos. El único objetivo de la ingeniería sísmica ha sido la de no repetir los mismos errores en el caso de futuros terremotos. Esta sección revisa la observación de los daños de la construcción hecha por el hombre, con énfasis en el daño a los edificios de hormigón armado. Esos defectos encontrados en las construcciones existentes deben ser identificados mediante la evaluación de la vulnerabilidad y reequipar para la seguridad en caso de terremotos futuros. 8.1 El daño estructural asociado a fallas del sistema Patrones de fallas similares de los edificios se han observado en varias ocasiones en la investigación de los daños del terremoto pasado. Los requisitos de diseño se han modificado o agregado para la protección de nueva construcción. Sin embargo, las estructuras más antiguas, diseñadas y construidas usando tecnología obsoleta, son susceptibles a los mismos patrones de daños durante los terremotos futuros. (1) Estructuras pesadas Fuerzas de inercia en direcciones horizontal y vertical se desarrollan con la vibración de una estructura. Fuerzas de inercia verticales son desarrolladas por la vibración vertical de una estructura causada por el movimiento vertical del suelo y también por la vibración de las losas de piso. La parte dominante de daño estructural es causado por fuerzas de inercia horizontales asociados con la vibración lateral de la estructura. La amplitud de las fuerzas de inercia es proporcional a la masa de una parte estructural de la vibración y la aceleración de respuesta desarrollada en el punto. Estructuras pesadas, tales como casas de adobe y construcción de concreto reforzado, atraen a las fuerzas de inercia más grandes durante un terremoto. La resistencia mínima debe ser proporcionado para resistir las fuerzas de inercia horizontales y verticales correspondientes al peso de una estructura. (2) Período de vibración La aceleración es un índice importante en la ingeniería. Aunque la señal de aceleración de un movimiento sísmico del suelo parece ser aleatorio, la señal contiene períodos dominantes especiales de vibración, que representan las características de la geología de superficie en el sitio de construcción. La amplitud de la aceleración del movimiento del suelo es generalmente grande en un rango de período de menos de 0,5 a 1,0 s, y que decae con la duración de los períodos. Por lo tanto, la respuesta de aceleración, que corresponde a las fuerzas de inercia, es generalmente grande para cortas estructuras de época. Para una duración determinada de un movimiento sísmico, el corto período de la estructura se somete a más ciclos de oscilación; es decir, el corto período de estructura es generalmente más susceptible a los daños a menos que se proporciona la resistencia más grande. (3) la capacidad de Resistencia y deformación Una estructura no siempre fallan inmediatamente cuando la acción alcanza la fuerza (capacidad máxima resistencia) de una estructura. Una estructura colapsa cuandose alcanza la capacidad de deformación en los miembros sustentador de carga verticales, tales como columnas y paredes. La ubicación deldaño puede ser controlado mediante la selección de regiones débiles de una estructura en la planificación de diseño. Una gran capacidad de deformación después de alcanzar la fuerza, conocida comúnmente como la ductilidad, puede ser incorporada en los miembros estructurales débiles de modo que el colapso se puede retrasar incluso después de que se desarrolló daño estructural significativo. Los modos frágiles de fracaso se debe impedir que en los miembros de carga llevando verticales. Si los modos de fracaso frágiles no se pueden corregir en la construcción, a continuación, una mayor resistencia debe ser proporcionada y también la masa de la construcción debe ser reducida. Es probable que sea más pequeño en virtud de terremotos menores frecuente que la de un edificio con baja resistencia, independientemente de la capacidad de deformación El daño estructural de un edificio con alta resistencia lateral (rigidez y resistencia). Por lo tanto, una cierta resistencia mínima es necesaria para la operación continua de edificios después de terremotos frecuentes. (4) el colapso progresivo Cuando un miembro vertical, tal como una columna o una pared estructural, falla en un modo frágil, la cizalla llevado por el miembro debe ser resistido por los otros miembros verticales de la misma historia. La cizalla adicional suele provocar rotura frágil de los demás miembros ya los miembros estructurales suelen diseñados bajo la misma especificación; es decir, si un miembro no de una manera frágil, los otros miembros puede fallar en un modo similar.
  18. 18. Derrumbe de un edificio en una historia se produce por rotura frágil progresiva de elementos verticales. El fracaso de los miembros vertical no simplemente resulta en la reducción de la resistencia lateral, pero también resulta en pérdida de capacidad de carga vertical. La carga de gravedad soportada por el miembro no debe ser transferido a los miembros verticales adyacentes. El fracaso de la transferencia de carga de gravedad provoca el colapso parcial alrededor del elemento vertical que falla. (5) Concentración de daños La concentración de la deformación estructural y los daños asociados a las localidades limitadas debe ser evitada si la capacidad de deformación en ubicaciones daños esperados es limitada, especialmente en edificios de hormigón armado. Derrumbe de un edificio normalmente es causado por el fracaso de los miembros de carga llevando verticales de una historia. Con elfin de proteger a los miembros verticales en una construcción de varios pisos, que deben contar con una mayor resistencia que la conexión de elementos horizontales para que el daño debe ser dirigida a los miembros horizontales. (6) las irregularidades verticales Cuando la rigidez y la resistencia asociada se reducen bruscamente en una historia a lo largo de la altura, las deformaciones inducidas por el terremoto tienden a concentrarse en la historia flexible y / o débil. La concentración de los daños en una historia conduce a grandes deformaciones en elementos verticales. La deformación excesiva en elementos verticales a menudo conduce al fracaso de estos miembros y el colapso de la historia. Suaves/débiles primeras historias son especialmente comunes en edificios de varios pisos residenciales en áreas urbanas, donde la primera historia a menudo se utiliza para espacios abiertos, instalaciones comerciales o garajes. Por ejemplo, las paredes estructurales que separan unidades residenciales en los niveles anteriormente pueden ser descontinuados en la primera historia para satisfacer los requisitos de uso flexible. Las columnas del primer piso durante un fuerte terremoto sacude deberán resistir una cortante en la base grande, inevitablemente conduce a la deriva gran historia concentrada en esa historia. (7) irregularidades horizontales Si, por ejemplo, muros estructurales se colocan en un lado de un edificio mientras que el otro lado tiene marcos abiertos, la excentricidad entre los centros de masa y la resistencia provoca la vibración torsional durante un terremoto. Daño más grande se desarrolla en los miembros de distancia del centro de la resistencia. La pared estructural es eficaz reduciendo la deformación lateral y resistir grandes fuerzas horizontales, sobre todo cuando se distribuyen en planta. (8) La contribución de los elementos no estructurales Los elementos no estructurales, tales como mampostería o relleno de hormigón paredes y escaleras, normalmente se tomarán en cuenta para el análisis estructural a pesar de que pueden contribuir significativamente a la rigidez del sistema de armazón. La existencia de estos elementos no estructurales de alta rigidez puede causar distribuciones irregulares de rigidez en el plan o a lo largo de la altura. Los elementos no estructurales se descuidan comúnmente en modelado y análisis en los cálculos de diseño, pero se colocan con el propósito de la función de la construcción, por ejemplo, las paredes de partición. Cuando los elementos no estructurales rígidas y fuertes se ponen en contacto con los elementos estructurales, la interacción puede llevar a los daños en elementos no estructurales y estructurales. Un ejemplo típico es una columna cautivo, donde la longitud deformable se acorta por enjutas unidos directamente a la columna. (9) de la palpitación de los edificios adyacentes La palpitación de edificios adyacentes provoca daños estructurales. Distancia adecuada debe mantenerse entre los edificios adyacentes. En el caso de una serie de edificios construidos de lado a lado en algunas localidades, los edificios de borde son empujados hacia fuera y a menudo sufren daños severos mientras que los edificios interiores están protegidos de la deformación lateral excesiva. (10) El deterioro con la edad El deterioro de los materiales estructurales debido al envejecimiento y las condiciones ambientales agresivas reduce el potencial de rendimiento sísmico de un edificio. Daños del terremoto anterior, a menos que lo reparan adecuadamente y fortalecerse, tiene el mismo efecto. Es importante ya sea para mantener la estructura a intervalos regulares o siga las especificaciones de construcción rígida para una mayor durabilidad de la estructura. (11) Fundación El fracaso de las fundaciones es causada por: (a) licuefacción y la pérdida de capacidad de carga o tensión, (b) deslizamientos de tierra, (c) ruptura de la falla, (d) compactación de los suelos, y (e) el asentamiento diferencial. Normalmente es difícil diseñar y construir una base segura para resistir el
  19. 19. movimiento de tierra inmediatamente encima de la ruptura de la falla. Aunque los fallos de cimentación normalmente no suponen una amenaza la vida, el costo de la investigación y el trabajo de reparación de daños es extremadamente alta. Por lo tanto, es aconsejable para reducir la posibilidad de fallo de fundación. (12) Los elementos no estructurales El daño de los elementos no estructurales o arquitectónicos, tales como tabiques, ventanas, puertas e instalaciones mecánicas, interrumpe el uso de un edificio. El coste de los trabajos de reparación en un edificio a menudo se rige por la sustitución de los elementos no estructurales dañados, en lugar de los trabajos de reparación en los elementos estructurales. El daño de los elementos no estructurales puede crear un peligro de caída para las personas en, o escapar de la construcción; Además, los elementos caídos pueden bloquear las rutas de evacuación en un edificio gravemente dañado. 8.2 Daños en los elementos estructurales Tipos de fallo de los miembros pueden ser diferentes para las columnas, vigas, muros y juntas viga- columna. Es importante tener en cuenta la consecuencia delfracaso miembro en el rendimiento estructural; por ejemplo, el fracaso de elementos verticales a menudo conduce al colapso de un edificio. Los modos de falla en la flexión y al corte de un fracaso miembro y bonos a lo largo de la armadura longitudinal se revisan. (1) Resistencia a la flexión de compresión fracaso de columnas Un miembro de hormigón armado somete a una fuerza axial y momentode flexión normalmente falla en la compresión del hormigón después de la fluencia del refuerzo longitudinal; este modo de fallo normalmente se conoce como insuficiencia compresión flexión. La capacidad de deformación de una columna está influenciada por el nivel de la fuerza axial en la columna y la cantidad de refuerzo lateral previsto en la zona de la deformación plástica. El nivel de la fuerza axial está limitado en diseño a un nivel relativamente bajo con la condición de gravedad. Durante un terremoto, sin embargo, las columnas exteriores, especialmente las esquinas, son sometidas a diversas fuerzas axiales debido al momento de vuelco de una estructura; el nivel de fuerza axial en estas columnas puede llegar a ser extremadamente alta en la compresión, lo que lleva al fracaso de compresión flexión. A menudo es difícil distinguir fallo por compresión de cizallamiento y el fracaso de compresión a la flexión, ya que ambos fallos se lleva a cabo cerca de los extremos de las columnas e implica la trituración de hormigón. El refuerzo de confinamiento lateral puede retrasar el fracaso de aplastamiento del hormigón bajo altas tensiones de compresión. (2) el fracaso del esquileo de las columnas El modo más frágil de fracaso es miembro de cizallamiento. Fuerza de corte hace que el esfuerzo de tracción en el hormigón en la dirección diagonal al eje miembro. Después de las grietas de concreto bajo el esfuerzo de tracción, la tensión debe ser transferida al refuerzo lateral. Falla de corte frágil se produce en el modo de tensión diagonal cuando no se proporciona la cantidad mínima de refuerzo lateral (tamaño,espaciado y la fuerza de refuerzo de corte) en el miembro. Cuando se proporciona la cantidad mínima de refuerzo lateral en un miembro, la falla de corte se desarrolla en forma de falta de compresión diagonal de concreto después de la fluencia del refuerzo lateral. Este modo de fallo no es tan frágil como el fallo de la tensión diagonal, pero la capacidad de deformación es limitada. Si se proporciona una cantidad excesiva de refuerzo lateral, insuficiencia de compresión diagonaldel hormigón se lleva a cabo antes de la obtención de refuerzo lateral. Por lo tanto, existe un límite superior en la cantidad de refuerzo lateral eficaz para la resistencia al cizallamiento. Tras el fracaso a la compresión del concreto, la carga vertical la capacidad de carga de la columna se pierde, lo que lleva al colapso en la historia. Debido a que el refuerzo lateral resiste la fuerza de tracción bajo cizallamiento, los extremos de refuerzo lateral rectilíneo deben ser anclados en el hormigón núcleo con curva de 135 grados, o que deben ser soldadas entre sí. Cuando se dobla una barra de refuerzo, la deformación plástica permanente se lleva a cabo en la curva y la región se vuelve menos dúctil. El acero de refuerzo capaz de desarrollar alta tenacidad y ductilidad antes de la fractura debe ser utilizado para el refuerzo lateral. (3) la falta de cizalla de construcción de placa plana Un piso de placa plana sin capiteles de columnas es popular en algunas regiones, ya que no tiene vigas debajo de un nivel de la losa. La parte crítica del sistema de losa plana es la transferencia de corte vertical entre la losa y una columna. la falla de corte en la conexión conduce a "la caída pan-cake" del edificio, sin dejar ningún espacio entre los pisos adyacentes después del colapso. Se observó falta
  20. 20. grave, en el terremoto de 1985 en la Ciudad de México. (4) la falta de división de Bonos Las tensiones de adherencia que actúan en barras corrugadas causan tensión anillo para el concreto circundante. Pueden existir altas tensiones de adherencia a flexión en miembros con momento empinada gradientes a lo largo de su longitud. Si el refuerzo longitudinal de una viga o columna no está soportado por estribos o lazos estrechamente espaciados, fisuras radiales pueden desarrollar a lo largo de la armadura longitudinal, sobre todo cuando la resistencia del hormigón es baja, cuando se utilizan barras longitudinales de gran diámetro con alta resistencia, o cuando el recubrimiento de hormigón sobre las barras corrugadas es delgada. Estas fisuras radiales resultan en la pérdida de tensión de adherencia, lo que limita la flexión y / o resistencia al corte en una pequeña deformación. (5) la falta de empalme de la armadura longitudinal Refuerzo longitudinal se empalma en varias maneras, incluyendo empalmes de vuelta, los empalmes mecánicos y empalmes soldados. Los empalmes deben estar situados en una región donde la tensión de tracción es baja. Los empalmes de los edificios más antiguos se encuentran en las regiones de mayores esfuerzos de tracción ya las implicaciones para el rendimiento terremoto fueron entendidos inadecuadamente. La insuficiencia de empalme reduce la resistencia a la flexión del miembro a menudo antes de ceder. (6) la falta de Anchorage La fuerza en el refuerzo longitudinal en vigas y columnas debe ser anclada dentro de una conexión viga-columna o fundación. Conexiones de la construcción de edificios más viejos pueden ser sin armadura transversal conjunta, en cuyo caso el refuerzo de la columna y la viga está anclado en el hormigón esencialmente llano. Si la armadura longitudinal viga noestá anclado plenamente en una junta viga-columna, la barra puede sacar de la articulación; por ejemplo, el refuerzo inferior del haz, en el diseño no sísmica, se incrusta una corta distancia en la articulación de la viga-columna. (7) de la viga-columna de fallo de la junta Cuando una trama momento resistente está diseñado para el comportamiento fuerte columna débil de haz, la articulación de la viga-columna puede ser en gran medida subrayó después de haz de rendimiento y agrietamiento diagonal puede estar formado en la conexión. Anchas grietas de flexión se pueden desarrollar en el extremo de la viga, en parte atribuible a la tira de refuerzo de la viga dentro de la conexión. Tal agrietamiento de cizallamiento puede reducir la rigidez de un edificio. Si no se observa en las juntas viga-columna con columnas estrechas y también en las juntas viga-columna sin refuerzo lateral. (8) El incumplimiento de las pilas La fuerza de inercia que actúa en un edificio debe ser resistida por la estructura de base.Momentos de alta flexión combinadas con fuerzas axiales que actúan en la parte superior de una pila pueden causar aplastamiento del hormigón. Tales daños en la estructura de base es difícil identificar después de un terremoto, a menos que se detecta aparente inclinación de un edificio como un resultado de la deformación cimientos permanentes. 8.3 Calidad de la mano de obra y materiales El rendimiento de una construcción se ve afectado por la calidad del trabajo durante la construcción. Por ejemplo, la resistencia del material especificado en los documentos de diseño no puede desarrollarse durante la construcción. La cantidad de refuerzo no se coloca como se especifica en el diseño. El final de refuerzo lateral no se dobla por 135 grados, como especifica el código de construcción. Recubrimiento de hormigón de refuerzo no es suficiente y la barra de refuerzo está oxidado con grietas en el concreto superficie. Educación de trabajadores de la construcción y la inspección de las obras que sean necesarias para mantener la calidad de mano de obra. La calidad de los materiales también se deteriora con la edad. El mantenimiento adecuado de las estructuras es esencial. Los cambios en el uso y la ocupación a menudo implican modificaciones estructurales sin la debida investigación de las consecuencias en caso de un terremoto. 9. Requisitos de diseño de hormigón armado en Japón En esta parte, vamos a revisar el diseño de elementos de hormigón armado en Japón. Los requisitos de diseño se han mejorado basados en las lecciones aprendidas de terremotos pasados. Reglamento de aplicación de la Ley Edificios Urbanos de 1919 especifican la calidad de los materiales, las tensiones admisibles de materiales, conexiones, al armado, las cargas vivas y muertas, y el método de cálculo de las tensiones. El 1923 Terremoto de Kanto (M 7,9) causó importantes daños en edificios de hormigón armado proporcionadas con (a) tabiques de ladrillo, (b) las paredes poco de corte, o construido con (c) pobre al
  21. 21. armado, (d) a corto regazo longitud de empalme, ( e) las conexiones viga-columna pobres, (f) pobre construcción, o diseñados con (g) de configuración irregular, y (h) pobre fundación. El Reglamento de ejecución requerida (a) la longitud de empalme mínimo de 25 veces el diámetro de la barra de empalme regazo, (b) el uso de refuerzo superior e inferior de las vigas, (c) dimensiones mínimas de 1/15 veces la altura libre de columnas, y (d ) relación de refuerzo longitudinal mínimo de 1/80 para las columnas. El título ejecutivo del 1950 la Ley de Normas de Construcción especifica lo siguiente para construcción en hormigón armado: (a) los extremos de las barras de refuerzo longitudinales deben ser enganchados; (B) especificada resistencia a la compresión del hormigón debe ser no menos de 90 kgf / cm2; (C) las columnas deben ser reforzados por al menos cuatro barras longitudinales firmemente sujetados por refuerzo empate a intervalos no superiores a 30 cm y 15 veces el diámetro más pequeño de refuerzo longitudinal; (D) una dimensión mínima de sección de la columna debe ser mayor que 1/15 de la altura libre; la relación de refuerzo de una columna era de no menos de 0,8 por ciento; (E) Las vigas deben ser reforzadas por el refuerzo superior e inferior; espaciamiento de los estribos debe ser no más de 3/4 de la profundidad de la viga y 30 cm; y (f) de espesor de un muroestructural deberá ser inferior a 12 cm; la separación de la armadura horizontal y vertical debe ser de 30 cm o menos; una abertura debe ser reforzada con barras de 12 mm de diámetro o más. Dos niveles de tensión admisible se especificaron para el largo plazo y corto plazo cargas. Las tensiones admisibles para la carga a largo plazo eran dos tercios de la resistencia especificada para el refuerzo de la tensión y un tercio de la resistencia a la compresión especificada del hormigón en compresión. Cálculo de estructuras para construcción en hormigón armado no se ha especificado en la Ley de Normas de Construcción y regulaciones asociadas, pero se dejó para el ingeniero individuo a resolver como un problema de ingeniería. El Instituto de Arquitectura de Japón (AIJ) estándar proporciona la base de la ingeniería. El estándar AIJ 1947 requiere que (a) si el esfuerzo cortante de diseño de hormigón por largo plazo o una carga a corto plazo excede la tensión admisible de hormigón para el corto plazo la carga, todo esfuerzo de corte de diseño tuvo que ser llevado por el refuerzo de cortante, (b) si el esfuerzo cortante diseño superó F / 12 (F: especifica la resistencia del hormigón) bajo carga a largo plazo o F / 8 bajo una carga a corto plazo, la sección de miembros tuvo que ser aumentado. Se recomienda generalmente que las dimensiones miembros deben seleccionarse lo suficientemente grande para que el concreto para llevar la mayor parte del esfuerzo de corte de diseño y que la cantidad mínima de refuerzo lateral deben colocarse para facilitar el trabajo concreto. El 1968 Terremoto de Tokachi-oki (M 7,9) causó daños significativos a las columnas de hormigón armado cortas en los edificios escolares. El daño planteó dudas sobre la resistencia a los terremotos de construcción de concreto reforzado. Las causas de los daños se resumieron como (a) pobre de hormigón y el refuerzo del trabajo, (b) la liquidación irregular de fundación, (c) la resistencia al corte y la ductilidad de las columnas, (d) columnas de ángulo bajo respuesta bidireccional, y (e) respuesta de torsión de los edificios. La AIJ recomienda que (a) el nivel de estrés de cizalla en las columnas se mantiene baja mediante el uso de paredes estructurales y el uso de secciones más grandes, (b) de la pared monolítica no estructural ser incluido en el análisis estructural, (c) la cantidad de refuerzo de corte sea usarse aumentó y se coloca de manera efectiva, y (d) de los extremos de los lazos y aros ser doblada más de 135 grados, o soldadas aros-forma cerrada y refuerzo espiral. Tenga en cuenta que el mecanismo de corte de resistencia de un miembro de hormigón armado no se entendía en el momento. Fig. 9 Cálculo de la cizalladura del diseño de la columna en 1971 AIJ RC Standard. El título ejecutivo ley fue revisada en 1971 como medidas de emergencia para evitar la rotura a cortante de columnas; es decir, (a) diámetro de aros se fijó en 6 mm o más grande, y (b) separación tenía que ser 15 cm o menos (10 cm o menos dentrode un rango de dos veces la dimensión más pequeña de la sección de la columna por encima y por debajo de la cara horizontal de miembros) y 15 veces o menos del diámetro de la barra longitudinal más pequeña. La AIJ revisó la Norma RC 05 1971 hasta su forma actual. La resistencia al esfuerzo cortante permisible de vigas y columnas se deriva sobre la base de análisis estadístico de los datos experimentales

×