ESTADO DEL ARTE EN EL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DE CONCRETO ARMADO

Transcripción

1 ESTADO DEL ARTE EN EL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DE CONCRETO ARMADO Ing. Eliud Hernández, M.Sc, M.Eng Director de INESA Consultoría y Formación Técnica Profesor de la Universidad Politécnica de Cataluña Profesor de la Universidad Panamericana de Guadalajara

2 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES

3 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DEFINICIÓN DE LA ACCIÓN SÍSMICA La acción sísmica se representa a través de un espectro respuesta elástico, tomando en cuenta principalmente la máxima aceleración esperada del terreno según el tipo de falla. Para fines del diseño sismorresistente, se establece el Espectro de Diseño Inelástico, el cual considera un factor de reducción de respuesta conocido como R que depende del sistema estructural y un factor asociado a la importancia de la edificación. Al aplicar el factor R se asume que la estructura superará su rango elástico y disipará energía de forma estable, para lo cual debe ser suficientemente dúctil. La ductilidad precisamente va a depender del sistema estructural que se defina, ya que estará sujeta a la capacidad de deformación, del control que se establezca de los posibles mecanismos frágiles que pudieran presentarse y también de las irregularidades presentes de tipo horizontal o vertical.

4 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES Es de destacar que los códigos vigentes no atienden con suficiente claridad el verdadero valor del factor R que debe ser asignado a una estructura en particular, sino que generaliza los valores correspondientes por el tipo de sistema estructural aplicado, sin cuantificar aspectos como la sobre-resistencia y la redundancia (hiperestaticidad) de la edificación correspondiente. Los valores que se sugieren provienen principalmente de la experiencia y poseen muy poco rigor cuantitativo, pudiendo llevar a sobre-estimar o reducir excesivamente las cargas sísmicas de diseño. El factor R depende de 3 parámetros: ductilidad, sobreresistencia y redundancia. De manera general se tiene que la ductilidad incide en más del 70% del valor de R. ASCE 7-10

5 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES Tomando como referencia el trabajo presentado por Newmark & Hall (1982), se tiene que el factor de ductilidad (R µ ) se establece en función al periodo natural de la estructura y de su ductilidad direccional. a) Para períodos iguales o menores a 0.03 segundos b) Para períodos entre 0.12 y 0.5 segundos c) Para períodos iguales o mayores a 1 segundo

6 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES La ductilidad direccional µ se obtiene de la relación entre el desplazamiento último y el desplazamiento cedente de la estructura, obtenido de la curva de capacidad de la misma. Dicha curva se obtiene a través deun análisis estático nolineal (pushover). El factor de sobre-resistencia (R Ω ) se calcula como el cociente entre el corte basal máximo entre el corte basal de diseño, obtenidos igualmente de la curva de capacidad El factor de redundancia (R ρ ) depende de la cantidad de miembros estructurales que forman parte del sistema resistente a sismos. El ATC-19 (1995) propone valores tentativos para el factor de redundancia de la siguiente forma:

7 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES Ejemplo: Considerando la curva de capacidad obtenida en una estructura con pórticos resistentes a momento, cuyo período fundamentales 0.5 segundos y contiene 4 líneas resistentes en cada dirección ortogonal, el factor R que se obtiene sería el siguiente:

8 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DISEÑO POR CAPACIDAD A inicio de los años 60, se establece en Nueva Zelanda una estrategia de diseño de edificios denominada Diseño por Capacidad la cual se extendió posteriormente a EEUU y el resto de países con acción sísmica. Está estrategia ha estado dirigida a prevenir el colapso de edificaciones ante sismos severos a través de controlar las posibles fallas frágiles que pudieran presentarse y propiciar mecanismos dúctiles, en un rango de desplazamientos que superen la condición elástica. Las estructuras deben ser capaces de incursionar en el rango inelástico de forma estable, y disipar energía controlando el daño ocasionado por un evento sísmico. Un sistema se puede considerar dúctil cuando es capaz de experimentar deformaciones importantes bajo carga constante, sin sufrir daños excesivos o pérdida de resistencia bajo ciclos repetidos de carga y descarga. Por esta razón, la ductilidad es la propiedad singular más importante en el diseño sismorresistente de edificaciones ubicadas en regiones de significativa actividad sísmica, y debido a ello, es necesario estudiar que condiciones y parámetros la afectan.

9 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DISEÑO POR DESEMPEÑO La metodología de diseño aplicada en la mayoría de las normas considera un único nivel de sismo de diseño, que puede ser el mayor esperado en el lapso previsto de vida útil de la estructura, con una única intensidad o nivel de aceleración, sin considerar que la misma adicionalmente debe atender a condiciones de servicio y de prevención de colapso. Debido a esto se propone lo que se denomina Diseño por Desempeño Sísmico, donde se plantea la revisión de diferentes estados límite (Servicio, Diseño y Máximo), tal como se describe a continuación: Servicio Diseño Máximo Niveles de movimiento sísmico (SEAOC, 1995)

10 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES DISEÑO POR DESEMPEÑO Para la aplicación del diseño por desempeño sísmico se puede aplicar el método del espectro capacidad-demanda, y/o el método de los coeficientes. Esto se propone en las normas FEMA 440 y ASCE

11 FILOSOFIA DEL DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICACIONES Espectro de Demanda Espectro de Capacidad

12 SISTEMAS ESTRUCTURALES EN EDIFICACIONES DE CONCRETO ARMADO

13 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTO Elpórtico resistentea momento es aquel en elcualla resistencia a las cargas laterales es suministrada primeramente por la flexión de sus vigas y columnas. La losa utilizada proporciona rigidez en el plano y en función a la misma se puede obtener un diafragma rígido. Al aplicar un sistema de carga lateral, el pórtico se desplaza obteniendo deformaciones, destacando que como concepto se esperan cambios de curvatura en vigas y columnas que derivan en momentos de igual sentido.

14 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON MUROS O PANTALLAS Son edificaciones capaces de resistir la totalidad de las acciones laterales mediante un sistema de muros estructurales de concreto armado, proporcionando suficiente rigidez y resistencia al corte, flexión y fuerza axial. Son ideal para edificaciones de gran dimensiones tanto en planta como en elevación. Al aplicar un sistema de carga lateral, el muro se desplaza obteniendo deformaciones, destacando una única curvatura, similar alde una viga en voladizo pero de forma vertical.

15 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON SISTEMA DUAL Son edificaciones capaces de resistir la totalidad de las acciones laterales mediante un sistema combinado de muros estructurales y pórticos resistentes a momento de concreto armado, permitiendo lograr el balance adecuado de rigidez y resistencia. En la estructuración, el objetivo es disponer los muros en aquellas zonas donde porporcionen más rigidez al conjunto minimizando los problemas de torsión que pudieran presentarse, respetando las condiciones arquitectónicas y el funcionamiento de la edificación. Este sistema es muy utilizado ya que permite desarrollar estructuras de grandes dimensiones en planta. Los pórticos proporcionan ductilidad mientras que los muros un gran rigidez y resistencia al cortante.

16 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON SISTEMA COMBINADO Y VIGAS DE TRANSFERENCIA DE GRAN PERALTE Son edificaciones de gran altura, cuyo sistema resistente a cargas laterales se basa en la incorporación de muros de grandes dimensiones que se conectan en determinados niveles sísmicos, a vigas de transferencia de gran peralte. La estrategia es establecer vigas con una rigidez significativa a los muros, forzando el cambio de curvatura de los mismos, tal como se presenta en los sistemas de pórticos resistentes a momento, pero en este caso entre varios niveles. Es importante destacar que para resistir las cargas gravitacionales se incorporan columnas y en los pisos intermedios se pueden utilizar losas macizas o postensadas, incluso sin vigas. Un ejemplo de este sistema podemos encontrarlo en la estructura de las torres del Parque central construidas en Caracas a principio de los años 70, tal como se aprecia en las figuras que se presentan.

17 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON SISTEMA TUBO DENTRO DE TUBO Estas edificaciones poseen un sistema que consiste en establecer un núcleo central de muros que interactúa conun sistema perimetral de pórticos resistentes a momento. Entre sus ventajas están la excelente capacidad de controlar el volcamiento, aunado a la gran capacidad de los muros para resistir las acciones laterales, siendo aplicable a edificios muy altos y/o esbeltos. Es ideal para edificaciones de gran altura. Este sistema se puede emplear a través de columnas pero es mucho más eficaz el uso de muros de concreto armado

18 SISTEMAS ESTRUCTURALES EDIFICACIONES CON SISTEMA DE FACHADA RESISTENTE Este sistema consiste de un tubo alrededor del perímetro del edificio que, en vez de ser monolítico y sólido, está compuesto en elevación, por una malla de vigas, columnas e incluso diagonales, que se intersectan entre sí. Los elementos arquitectónicos de tipo vertical se vuelven estructurales, creando un sistema que actúa como un tubo perforado, o una caja rígida que se proyecta en voladizo desde el suelo. Bajo la acción de las fuerzas laterales, las miembros trabajaran básicamente a tensión y/o compresión, suministrando una gran capacidad de controlar el volcamiento de la estructura. Es posible mejorar este sistema incorporando líneas internas de vigas y columnas con losas macizas, generando un diafragma de interconexión de granrigidez. Esto le brinda al sistema mas resistencia y ductilidad.

19 SISTEMAS ESTRUCTURALES

20 IRREGULARIDADES HORIZONTALES Y VERTICALES

21 IRREGULARIDADES Las irregularidades horizontales o verticales condicionan el buen desempeño estructural de una edificación ya que propician torsiones excesivas, problemas de cambios bruscos de rigidez y resistencia, mala distribución de fuerzas entre las líneas resistentes, entre otros. Todo esto reduce la ductilidad que puede desarrollar el sistema y por ende implica limitar el uso de factores de reducción de respuesta. De forma general, muchas normas consideran reducir un 25% los valores máximos de R ante la presencia de irregularidades. En cualquier proyecto es fundamental proponer sistemas estructurales que reduzcan la influencia de las irregularidades en función a diseñar edificaciones con un alto nivel de seguridad. Esto requiere la exploración de diferentes opciones en conjunto con el diseño arquitectónico.

22 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES HORIZONTALES Irregularidad Torsional: Se presenta típicamente en plantas esbeltas o en formas geométricas irregulares

23 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES HORIZONTALES Irregularidad del Diafragma: Distribución inadecuada de las cargas laterales a sus líneas resistentes como consecuencia de un comportamiento flexible, producto de aberturas que superen el 50% del área en planta. Esto se presenta en configuraciones estructurales con formas en L, H, T, cruciformes.

24 IRREGULARIDADES Diafragma Rígido Diafragma Flexible

25 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES HORIZONTALES Desplazamiento de los planos de acción Sistemas No Paralelos

26 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES VERTICALES Presencia de Piso Blando (Rigidez) Presencia de Piso Débil (Resistencia)

27 IRREGULARIDADES IRREGULARIDAD VERTICAL (PISO BLANDO & PISO DÉBIL)

28 IRREGULARIDADES IRREGULARIDAD VERTICAL (PISO BLANDO & PISO DÉBIL)

29 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES VERTICALES Geométrica Desplazamiento de Columnas Aumento de masas con la altura

30 IRREGULARIDADES IRREGULARIDADES VERTICALES Efecto de Columna Corta Una situación muy particular se presenta cuando las paredes de mampostería ubicadas entre columnas de un mismo nivel no cubren toda su altura, por ejemplo para permitir la colocación de ventanas en la parte superior. Bajo estas condiciones las columnas no pueden deformarse en la zona confinada por la presencia de la tabiquería que se lo impide, y por ende, se generaunafallapor cortante eneltramo libre.

31 IRREGULARIDADES

32 CLASIFICACIÓN DE LOS PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTO

33 CLASIFICACIÓN DE LOS PÓRTICOS RESISTENTES A MOMENTO Pórticos Especiales Resistentes a Momento: Se diseñan para que sean capaces de incursionar en el rango inelástico con una ductilidad y disipación de energía elevada, para lo cual se requiere un estricto control de fallas frágiles presentando el detallado sismorresistente más exigente conforme a la Norma. Se utilizan en zonas de alta sismicidad. Pórticos Intermedios Resistentes a Momento: Se diseñan para que sean capaces de incursionar en el rango inelástico con una ductilidad y disipación de energía moderada, para lo cual se requiere limitar la generación de fallas frágiles, presentando un detallado sismorresistente considerable conforme a la Norma. Se utilizan en zonas de moderada sismicidad. Pórticos Ordinarios Resistentes a Momento: Se diseñan para que tengan principalmente un comportamiento elástico, con una capacidad limitada de incursionar en el rango inelástico y disipar energía. El detallado se presenta de forma convencional sin mayores exigencias sísmicas. Se utilizan en zonas de baja sismicidad.

34 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO ACI

35 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO a) Demanda de acero de refuerzo por flexión en vigas La resistencia a momento positivo en la cara del nudo no debe ser menor que la mitad (1/2) de la resistencia a momento negativo proporcionada en esa misma cara. La resistencia a momento negativo o positivo, en cualquier sección a lo largo de la longitud del miembro, debe ser al menos igual a un cuarto (1/4) de la resistencia máxima a momento proporcionada en la cara de cualquiera de los nudos As max (-) As1 (-) As (-) > 4 As2 (-) As1 (+) > As1 (-) 2 As max (-) As (+) > 4 Ln > 4d h As2 (+) > As2 (-) 2 d 2h SOLAPES S < d/4 10 cms. Al incorporar acero de refuerzo en compresión la sección aumenta su ductilidad lo que se refleja en el diagrama momentocurvatura de la misma.

36 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO a) Demanda de acero de refuerzo por flexión en vigas El acero de refuerzo a compresión permite que el acero de refuerzo a tracción desarrolle una mayor deformación antes de que el concreto alcance su agotamiento, al obtener una menor profundidad del eje neutro c producto del equilibrio de fuerzas de tracción y compresión (T = C). De esta forma, la sección se hace más dúctil sin incrementar de forma considerable su resistencia a flexión. Por otra parte, de forma general, es importante controlar la cuantía del acero de refuerzo a tracción para propiciar una sección sub-reforzada de falla a tensión y comportamiento dúctil. Condición de agotamiento de la sección

37 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO M pr Izq b) Demanda de acero de refuerzo por corte en vigas W u = (1.2 CP + γ CV ) - + sup inf As a As b M pr der - M pr Izq + M pr Der V e = φ (V s + V c ) V e As a sup As b inf L n Los Momentos Máximos Probables en Vigas se determinan con los aceros a tracción reales, en la cara de la columna. V s = (V e / φ) V c φ = 0.60 V e = V p + V e = V g M pr Izq M pr Der L n V e γ: factor de participación de la carga variable. + W u L n 2 Si V p es mayor que V g y La fuerza axial de compresión mayorada P u incluyendo los efectos sísmicos es menor que A g f c /20 V c = 0 V s = (V e / φ) S = A v f y d V s A v : Area del estribo por el número de ramas d: Altura útil de la sección f y : Tensión cedente del acero

38 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO b) Demanda de acero de refuerzo por corte en vigas W u = (1.2 CP + γ CV ) + M pr Izq As a inf As b sup - M pr der + M pr Izq - M pr Der V e = φ (V s + V c ) V e As a inf As b sup L n Los Momentos Máximos Probables en Vigas se determinan con los aceros a tracción reales, en la cara de la columna. V s = (V e / φ) V c φ = 0.60 V e = V p + V e = V g M pr Izq V e M pr Der L n γ: factor de participación de la carga variable. + W u L n 2 Si V p es mayor que V g y La fuerza axial de compresión mayorada P u incluyendo los efectos sísmicos es menor que A g f c /20 V c = 0 V s = (V e / φ) S = A v f y d V s A v : Area del estribo por el número de ramas d: Altura útil de la sección f y : Tensión cedente del acero

39 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO h b) Demanda de acero de refuerzo por corte en vigas ε c = ε cu f c = 0.85 f c a C = 0.85 f c a b d c E.N A s b ε s > ε y T = α F y A s M pr Viga = α F y A s d (a/2) α F y A s a = α = f c b ε cu : (Def. última del concreto) A s : Area de acero real a tracción ε ubicada en la cara de la columna y : (Def. cedente del acero) Debido a que la resistencia de fluencia real del refuerzo longitudinal puede exceder la resistencia de fluencia especificada y debido a que es probable que ocurra endurecimiento por deformación del refuerzo en un nudo sometido a rotaciones grandes, la resistencia a cortante requerida se determina usando una tensión cedente de al menos 1.25 f y para el refuerzo longitudinal. C T 1.25 f y f y. T C

40 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO c) Disposición del acero de refuerzo transversal por corte y confinamiento en vigas

41 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO d) Detalle típico de una viga con su acero de refuerzo longitudinal y transversal

42 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO e) Resistencia mínima a flexión de columnas Se debe garantizar que se cumpla la condición de Para las columnas, se utiliza la fuerza axial columna fuerte-viga débil, a través de la sumatoria última P u, proveniente de las combinaciones de los momentos máximos probables que ocurren en las caras del nudo. M nc Col Sup P C p de carga que incluyen la acción sísmica, que conduzca a la menor resistencia a flexión en las mismas. Para las vigas, se considera que el refuerzo longitudinal alcanza su tensión A s sup cedente f y sin aplicar reducción de su resistencia (φ=1.00) M nb Vig Izq M nb Vig Der P u P b inf A s M M nc Col M nc Col Inf T p

43 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO f) Equilibrio de fuerzas externas en nudos P u col sup C 3 T 3 M pr col sup V col sup V col sup V vig Der V viga Der M pr vig Izq M pr vig Der C 1 = T 1 T 1 = 1.25 f y A s1 T 2 = 1.25 f y A s2 C 2 = T 2 V vig Izq V viga Izq M pr col Inf V col Inf T 4 C 4 V col inf P u col inf

44 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO g) Demanda y resistencia por corte en nudos V col Sup C 1 = T 1 V j T 2 = 1.25 f y A s2 V j = V j1 = C 1 + T 2 V col sup = 1.25 (A s1 + A s2 ) f y V col sup V j2 = C 2 + T 1 V col inf = 1.25 (A s1 + A s2 ) f y V col inf T 1 = 1.25 f y A s1 V col Inf C 2 = T 2 Para Nudos Confinados en las 4 caras Para Nudos Confinados en 3 caras o en 2 caras opuestas A j : Area horizontal efectiva de la sección transversal en un plano paralelo al acero de refuerzo que genera el corte en el nudo. φ V c V j max (φ = 0.85) Para Nudos No Confinados

45 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO g) Demanda y resistencia por corte en nudos Planta b viga 4 b viga 1 h y b viga 2 5cms. So L o h x So b viga 3 Nodo So L o Se considera un nodo confinado cuando las vigas cubren al menos el 75% del ancho de la columna b viga 1 y b viga h y b viga 3 y b viga h x Cuando existan elementos que llegan en los cuatro lados del nudo y el ancho de cada elemento mida por lo menos tres cuartas partes del ancho de la columna, se permite que el refuerzo transversal dentro del nudo sea al menos igual a la mitad de la cantidad requerida por criterios de confinamiento

46 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO g) Demanda y resistencia por corte en nudos En vigas de menor ancho que la columna, el ancho efectivo del nudo es igual al menor valor entre: ( b j ) El ancho menor de la viga mas la profundidad del nudo. El menor ancho de la viga más dos veces la menor distancia perpendicular al eje de la viga, desde el borde de la misma al borde la columna, sin exceder el ancho de la columna. ( h j )

47 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO h) Detalle típico del refuerzo transversal por corte y confinamiento en nudos Nota: La dimension de las barras indicadas sirven solo de referencia

48 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO i) Demanda de acero de refuerzo por corte en columnas + M pr Sup Los momentos máximos probables Mpr se obtienen P C p V e considerando el menor valor entre: P u La capacidad a flexión de las columnas provenientes del diagrama de interacción. Se utiliza la fuerza axial última P u, proveniente de las combinaciones de carga que incluyen la acción sísmica, que conduzca a la mayor resistencia a flexión en la misma. P u P b Punto de Inflexión L v Los máximos momentos probables que pueden transferir las vigas a las columnas a través de los nudos, tomando en cuenta su incursion inelástica, en función a su acero real longitudinal. T p V e = V p = M pr Inf M nc Col - + M + pr Sup L v M V e - M pr Inf

49 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO j) Demanda de acero de refuerzo por confinamiento en columnas

50 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO j) Demanda de acero de refuerzo por confinamiento en columnas A g : Area gruesa de la sección. A ch : Area confinada. Se determina multiplicando b c por h c b c : Dimensión centro a centro de las barras extremas del refuerzo de confinamiento perpendicular a la dirección de análisis. Los factores de resistencia del concreto K f y de efectividad del confinamiento K n, deben calcularse de acuerdo a las siguientes ecuaciones. El valor de f c se debe colocar en MPa h c : Dimensión centro a centro de las barras extremas del refuerzo de confinamiento en dirección de análisis. A sh : Area Total del refuerzo Horizontal en la dirección del análisis. s : Espaciamiento del Refuerzo Transversal. Bx bc Bx hc n l es el número de barras longitudinales, o paquetes de barras, Av As hc By Vx bc By alrededor del perímetro del núcleo de la columna con estribos cerrados de confinamiento que están soportadas lateralmente por una esquina del estribo cerrado de confinamiento o con ganchos Vy Av As sísmicos.

51 DISEÑO DE PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTO k) Disposición del refuerzo transversal por corte y confinamiento en columnas So L o 1/4 de B min So < 6 db L (Barra Longitudinal) L n S S S Sx = 10 + (35-hx)/3 5cms. So L o Lo > B max Ln/6 So L o 45 cms. Ln 2 So Empalme en Zona Central S < 6 db (Barra Longitudinal) L 15 cms

52 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES

53 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES a) Generalidades Son sistemas capaces de incursionar y disipar energía en el rango inelástico de manera estable, ante un evento sísmico. El nivel de detallado proporciona la resistencia y ductilidad requerida para la condición sismorresistente mas exigente, de conformidad a los lineamientos normativos. Falla a Flexión Falla a Corte Falla por Deslizamiento Y Flexión Falla por Deslizamiento

54 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES b) Comportamiento según su esbeltez Muros a Flexión: h w / L w > 2 En estos muros se suele incluir Miembros de Borde en los extremos, a fin de cumplir la relación Demanda /Capacidad a tracción y a compresión. Concentración de Fuerzas de Tracción y Compresión en los Extremos generadas por la acción sísmica.

55 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES b) Comportamiento según su esbeltez Muros a Corte: h w / L w 2 En estos muros debe disponerse de una cuantia de refuerzo horizontal igual a la cuantia refuerzo vertical para controlar la tensión diagonal.

56 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES c) Comportamiento histerético Diagrama de histéresis-falla por corte Diagrama de histéresis-falla por flexión En un muro con comportamiento a flexión se presenta una respuesta histerética más estable que en un muro con comportamiento a corte

57 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES d) Refuerzo en muros estructurales especiales Ø Ø Ø La Cuantía Mínima de Acero de Refuerzo, dispuesta en ambas direcciones del Muro, debe ser mayor o igual a El espaciamiento del acero de Refuerzo, dispuesto en ambas direcciones del muro no debe exceder de 45 cm. En un muro deben emplearse cuando menos dos capas de refuerzo cuando se cumpla alguna de las siguientes relaciones: V U > 0. 17A CV f c h W l W 2. 0 (Sistema SI) Ø El refuerzo que contribuye a la Resistencia por Corte Vn debe ser continuo y distribuido enel planocortante. Ø La longitud de desarrollo del acero de refuerzo en empalmes, deben ser conforme a lo establecido para barrasen tracción. Si el empalme se desarrolla donde es probable alcanzar la cedencia del refuerzo longitudinal, la longitud de desarrollo se debe multiplicar por 1.25.

58 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES e) Miembros de borde de un muro a flexión Los miembros de borde son zonas de un muro en donde se genera un detallado especial de refuerzo, para evitar fallas frágilesocasionadas por grandescompresiones o tracciones. Método 1: El miembro de borde es requerido cuando: C l 5 600(1.5( ; h 5 ) Donde: ( ; h C representa la mayor profundidad del eje neutro calculada para la fuerza axial mayorada y resistencia nominal a momento congruente con el desplazamiento de diseño δudefinido por la acción sísmica.

59 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES e) Miembros de borde de un muro a flexión Método 2: El miembro de borde es requerido cuando: El esfuerzo de compresión máximo de la fibra extrema, correspondiente a las fuerzas mayoradas incluyendo los efectos sísmicos, sobrepase 0.2 f c. σ= P / A cv ± M / ω Nota: Los elementos de Borde pueden ser descontinuados cuando los esfuerzos sean inferiores 0.15 f c.

60 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES e) Miembros de borde de un muro a flexión En donde se requieran miembros especiales de borde, se deberá cumplir con lo siguiente: El miembro especial de borde se debe extender horizontalmente desde la fibra extrema en compresión hasta una distancia Lmb no menor que el mayor valor entre: C 0.1L 5 = Mayor valor entre: C/2 El ancho del miembro de borde, incluyendo el ala si existe, debe ser al menos: h ; G 16 Donde h ; : Representa la longitud no soportada del miembro de borde

61 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES f) Vigas de acople en muros Al considerarse la respuesta de dos muros ante fuerzas laterales, acoplados por vigas de gran altura, la deformación por flexión en los muros origina un gran desplazamiento relativo entre los extremos de las vigas. Mientras más altas sean las vigas, generarán mayor rigidez en todo el conjunto, si por el contrario, las vigas tienen poca altura estas terminanproduciendo un comportamiento delmuro como elcaso cuando esaislado. Se generan las rótulas plásticas en las vigas de acople sustituyendo la rótula que se generaríaen la parte inferior delmuro

62 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES f) Vigas de acople en muros Ø Vigas con relación de aspecto l n h 4 Tienen una relación de luz vs altura suficientemente alta para poder tener un comportamiento dominado por flexión, el detalle de refuerzo que lleva es similar al de las vigas en los pórticos especiales a momento. Ø Vigas con relación de aspecto l n h < 2 Tienen una relación luz vs altura suficientemente baja para poder ser dominado por un comportamiento a corte. Las vigas con estas relaciones geométricas y que cumplan con V ; 0.33 f N A NP generalmente se suelen reforzar con barras de acero diagonales confinadas para resistir los grandescortantes generados. Ø Vigas con relación de aspecto l n h < 4 y l n h 2 Tienen un comportamiento intermedio entre los dos casos anteriores, y se suelen reforzar con cualquiera de las dos opciones.

63 DISEÑO DE MUROS ESTRUCTURALES f) Vigas de acople en muros La capacidad a cortante se debe determinar por medio de la siguiente ecuación: V Q = 2A RS f T sen 0.83 f N A NP Si despejamos el área de la ecuación anterior y agregamos un factor de minoración por corte obtenemos la siguiente ecuación: Donde: A RS = A \] : Área gruesa de la viga. A^_ : Área total de refuerzo en cada grupo de barras diagonales. f \ : Resistencia del concreto utilizado. V ; 2øf T sen α: Es el ángulo entre las barras diagonales y el eje longitudinal de la viga de acople.