Guia Ingenieria Antisismica-unsch

Texto Guía

de

Ingeniería Antisísmica

Facultad: Ciencias y Tecnología

Carrera: Ingeniería Civil

Autores: Ivan Richard Goytia Torrez Rolando Villanueva Inca

Tutor: Ingeniero Felipe Ramiro Saavedra A.

Agradecimientos

A Dios.

A nuestras familias por su cariño y respaldo incondicional. Al ingeniero Ramiro Saavedra por su apoyo durante la elaboración y culminación del proyecto.

FICHA TECNICA

TÍTULO FECHA

“Modernización de la Enseñanza Aprendizaje en la Asignatura de

Ingeniería Antisísmica”

Agosto, 2001

AUTORES CARRERA

Ivan Richard Goytia Torrez

Rolando Villanueva Inca

Ingeniería Civil

COMPENDIO

Se cubren los conceptos generales de sismología, dinámica estructural y diseño. Se

desarrollan métodos de cálculo sobre algunos casos prácticos. Se desarrolla el cálculo

dinámico lineal y el análisis modal para estudiar su aplicación dentro del contexto de

la Norma sísmica, haciendo hincapié en su aplicación práctica. Plasmando la

información necesaria para diseño de estructuras sismorresistentes, que engloba los

aspectos más prácticos y didácticos. Se tiene también una serie de ejercicios al final de

cada capítulo los cuales ayudan una mejor comprensión de cada unidad.

CONTENIDO

Capítulo 1 CARACTERÍSTICAS DE LOS SISMOS 1

1.1 Conceptos Básicos de Sismología 1

1.2 Causas de los Sismos 2

1.2.1 Tectónica de Placas 2

1.2.2 Sismos de Origen Tectónico 5

1.3 Fallas Geológicas 6

1.3.1 Definición 6

1.3.2 Tipos de Falla 7

1.4 Ondas Sísmicas 8

1.4.1 Ondas de Cuerpo 8

1.4.2 Ondas Superficiales 9

1.5 Instrumentos de Medición y Registros Sísmicos 10

1.5.1 Sismómetro 11

1.5.2 Acelerómetro 11

1.6 Medidas de los Sismos 12

1.6.1 Magnitud 12

1.6.2 Intensidad 12

1.6.3 Relación entre Escala de Intensidad y Medida 12

Capítulo 2 SISMICIDAD Y AMENAZA REGIONAL 14

2.1 Actividad Sísmica de una Región 14

2.1.1 Geología Regional 14

2.1.2 Mapas de Eventos Sísmicos 14

2.1.3 Estudios de Liberación de Energía 15

2.1.4 Estudios de Probabilidad Sísmica 16

2.2 Efectos de los Sismos 16

2.3 Respuesta del Sitio a Sismos 16

2.4 Historia de los Sismos 17

2.5 Consecuencias de los Sismos 17

2.6 Estudios de Riesgo Sísmico Local y Nacional 19

2.7 Sismo de Diseño 23

Capítulo 3 CONCEPTOS GENERALES EN EL ANÁLISIS DINÁMICO 24

3.1 Estructura Simple 24

3.2 Grados de Libertad 24

3.3 Sistema Linealmente Elástico 25

3.4 Amortiguamiento 26

3.4.1 Mecanismos de Disipación 26

3.4.2 Fuerza de Amortiguamiento 26

3.5 Ecuación de Movimiento 26

3.5.1 Segunda ley de Newton 27

3.5.2 Equilibrio Dinámico 27

3.5.3 Componentes de Masa, Amortiguamiento y Rigidez 27

3.6 Ecuación de Movimiento: Excitación Sísmica 28

Capítulo 4 VIBRACIÓN LIBRE 30

4.1 Teoría General de Vibraciones 30

4.2 Definición 31

4.3 Vibración Libre no Amortiguada 31

4.4 Vibración Libre con Amortiguamiento Viscoso 33

4.4.1 Tipos de Movimiento 33

4.4.2 Sistema Subamortiguado 34

4.5 Ejemplos 36

Capítulo 5 VIBRACIÓN FORZADA CARGA ARMÓNICA 41

5.1 Justificación 41

5.2 Sistema no Amortiguado con Carga Armónica 41

5.2.1 Ecuación de Movimiento 41

5.2.2 Resonancia 43

5.3 Sistema Amortiguado con Carga Armónica 45

5.3.1 Ecuación de Movimiento 45

5.3.2 Resonancia 46

5.3.3 Deformación Máxima 47

5.3.4 Factores de Respuesta Dinámica 48

5.3.5 Frecuencia Resonante y Respuesta Resonante 49

5.4 Ejemplos 51

Capítulo 6 MOVIMIENTO FORZADO CARGA IMPULSIVA 56

6.1 Introducción 56

6.2 Carga Impulsiva Rectangular 56

6.3 Carga Impulsiva Triangular 58

6.4 Carga Impulsiva Tipo Sinoidal 59

6.5 Respuesta al Movimiento del Suelo. 61

6.6 Análisis Aproximado de Respuesta para Carga Impulsiva. 62

6.7 Ejemplos 64

Capítulo 7 RESPUESTA A CARGA DINÁMICA GENERAL 71

7.1 Integral de Duhamel. 71

7.2 Integral de Duhamel para un Sistema no Amortiguado. 72

7.3 Integral de Duhamel para un Sistema Amortiguado. 73

7.4 Evaluación Numérica de la Respuesta Dinámica 73

7.5 Ejemplos 76

Capítulo 8 RESPUESTA SÍSMICA A SISTEMAS LINEALES 82

8.1 Movimiento del Suelo. 82

8.2 Respuesta Dinámica de la Estructura 82


8.4 Espectro de Respuesta 83

8.4.1 Cantidades de Respuesta 83

8.4.2 Histograma de Respuesta 83

8.4.3 Concepto del Espectro de Respuesta 86

8.4.4 Espectro de Respuesta de Deformación 86

8.4.5 Espectro de Respuesta de Seudo Velocidad 86

8.4.6 Espectro de Respuesta de Seudo Aceleración 87

8.4.7 Espectro de Respuesta Combinado D-V-A 87

8.4.8 Construcción del Espectro de Respuesta 88

8.5 Características del Espectro de Respuesta 88

8.6 Espectro Elástico de Diseño 90

8.6.1 Construcción del Espectro de Diseño 92

Capítulo 9 RESPUESTA SÍSMICA A SISTEMAS NO LINEALES 94

9.1 Introduccion. 94

9.2 Relación Fuerza-Deformación 95

9.2.1 Idealización Elastoplástica 95

9.2.2 Sistema Lineal Correspondiente 96

9.3 Esfuerzo de Fluencia Normalizado, Factor de Reducción de Fluencia y Factor de Ductilidad. 97

9.4 Ecuación de Movimiento y Parámetros de Control 97

9.5 Efectos de Fluencia 99

9.6 Espectro de Respuesta para Deformación de Fluencia y Esfuerzo de Fluencia 103

9.6.1 Definiciones 103

9.6.2 Esfuerzo de Fluencia para una Ductilidad Especifica 103

9.6.3 Construcción del Espectro de Respuesta con Ductilidad Constante 103

9.7 Esfuerzo de Diseño y Deformación a partir del Espectro de Respuesta 105

9.8 Esfuerzo de Fluencia de Diseño 105

Capítulo 10 SISTEMAS DE VARIOS GRADOS DE LIBERTAD 107



10.3 Respuesta Dinámica: Análisis Modal 109

10.4 Método Matricial 109

10.4.1 Matriz Modal y Espectral 111

10.4.2 Ortogonalidad de los Modos 112

10.4.3 Normalización de los Modos 113

10.4.4 Factor de Participación 113

10.5 Método Numérico 114

10.6 Método Iterativo 115

10.7 Ejemplos 117

Capítulo 11 CRITERIOS DE ESTRUCTURACIÓN SISMO RESISTENTE EN EDIFICIOS 135


11.2 Requisitos de Configuración 135

11.2.1 Configuración en Elevación 136

11.2.2 Configuración en Planta 137

11.2.3 Poco Peso 139

11.2.4 Hiperestaticidad 139

11.2.5 Columna Fuerte, Viga Débil 140

11.3 Sistemas Estructurales 140

11.3.1 Sistema de Muros Portantes 140

11.3.2 Sistemas de Estructuras de Edificación 141

11.3.3 Sistema de Pórtico Resistente a Momentos 141

11.3.4 Sistema Doble (Dual) 141

11.4 Selección del Método de Análisis 141

Capítulo 12 MÉTODO DE LA FUERZA HORIZONTAL EQUIVALENTE 143

12.1 Determinación de las Fuerzas Laterales 143

12.1.1 Factor de Zona Sísmica 143

12.1.2 Coeficiente de Respuesta del Terreno 144

12.1.3 Tipo de Perfil del Suelo 144

12.1.4 Tipo de Lugar de Origen del Sismo 144

12.1.5 Factor de Cercanía a la Fuente de Origen 144

12.1.6 Periodo Fundamental 144

12.1.7 Amortiguamiento y Ductilidad 146

12.1.8 Factor de Modificación de Respuesta 147

12.1.9 Factor de Importancia 147

12.1.10 Coeficiente de Respuesta Sísmica 147

12.1.11 Carga Muerta Sísmica 148

12.1.12 Procedimiento de la Fuerza Lateral Equivalente 148

12.2 Estructuras de Varios Niveles 149

12.2.1 Distribución Vertical de la Fuerza Sísmica 149

12.2.2 Volcamiento 150

12.2.3 Efecto P-Delta 151

12.2.4 Desplazamientos de Piso 152

12.2.5 Cargas en los Diafragmas 153

12.3 Fuerza Cortante Basal para el Diseño Simplificado 154

12.3.1 Fuerza Cortante Basal 154

12.3.2 Distribución Vertical 154

12.3.3 Calculo de los Desplazamientos de Piso 154

12.3.4 Determinación de la Carga Sobre los Diafragmas 155

12.4 Combinaciones de Carga 155

12.4.1 Combinaciones de Carga Utilizando el Diseño por Resistencia 155

12.4.2 Combinaciones de Carga Utilizando el Diseño de Esfuerzo Admisible 158

12.5 Torsión 159

12.5.1 Momento Torsor 159

12.5.2 Centro de Masas y Centro de Rigideces 160

12.5.3 Efectos de la Torsión 161

12.6 Tablas 162

12.7 Ejemplos 168

Capítulo 13 MÉTODO DINÁMICO SUPERPOSICIÓN MODAL 175


13.2 Ventajas del Análisis Modal 175

13.3 Procedimiento del Análisis Modal 175

13.4 Análisis Espectral 177

13.4.1 Numero de Modos 177

13.4.2 Combinación de Modos 178

13.4.3 Efectos de Dirección 178

13.4.4 Torsión 178

13.4.5 Sistemas Dobles 178

13.5 El Análisis por Historia del Tiempo (Cronológico) 178

13.6 Simulador Estructural. 179

13.6.1 Análisis de Eigenvectores 179

13.6.2 Análisis del Vector de Ritz 181

13.6.3 Resultados del Análisis Modal 181

13.6.4 Análisis del Espectro de Respuesta 182

13.6.5 Resultados del Análisis del Espectro de Respuesta 184

13.7 Ejemplos 186

Capítulo 14 DISEÑO SÍSMICO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO 198


14.2 Cargas de Diseño 198

14.3 Pórticos Especiales Resistentes a Momentos 199

14.3.1 Diseño por el Método de la Resistencia 199

14.3.2 Resistencia y Ductilidad de Secciones a Flexión 204

14.3.3 Detalles Sismorresistentes para Vigas 208

14.3.4 Detalles Sismorresistentes para Columnas 210

14.3.5 Unión Viga-Columna 212

14.4 Muros de Corte 213

14.4.1 Resistencia al Corte 213

14.4.2 Muros de Corte para Cargas a Flexión y Axiales 213

14.5 Ejemplos 216

Referencias 229

Direcciones de Internet 231

Direcciones de Universidades en Internet 232

Apéndice 233

NOTACIÓN

Capítulo 3

c Coeficiente de amortiguamiento, [fuerza · tiempo

/longitud].

DOF Grado de libertad, definido como el número de enlaces de un nudo que se puede mover dentro

de una estructura espacial.

fD Fuerza de amortiguamiento.

fI Fuerza de inercia.

fS Fuerza elástica.

k Factor de rigidez, [fuerza

/longitud].

m Masa, [fuerza

/aceleración]

p(t) Fuerza externa.

peff(t) Fuerza sísmica efectiva.

u Desplazamiento.

ú Velocidad.

ü Aceleración.

u’(t) Desplazamiento total de la masa.

ug(t) Desplazamiento del suelo.

üg(t) Aceleración del suelo.

Capítulo 4

ccr Coeficiente de amortiguamiento critico.

fn Frecuencia cíclica natural, expresada en ciclos por segundo, [Hertz].

j Número de ciclos.

TD Período natural de vibración amortiguada, [seg.].

Tn Período natural de vibración.

u(0) Desplazamiento en tiempo cero.

ú(0) Velocidad en tiempo cero.

u0 Amplitud de movimiento.

Decremento logarítmico de desplazamiento.

D Frecuencia natural de vibración amortiguada, [rad

/seg].

n Frecuencia circular natural, [rad

/seg].

Razón o relación de amortiguamiento.

Ángulo de fase

Capítulo 5

p0 Amplitud de fuerza.

Rd Factor de respuesta de deformación.

Rv Factor de respuesta de velocidad.

Ra Factor de respuesta de aceleración.

ust(t) Deformación estática en cada instante de tiempo.

(ust)0 Máximo valor de la deformación estática, deformación estática debido a la amplitud de fuerza.

uj Desplazamiento pico después de j ciclos de vibración del sistema.

Frecuencia de excitación, [rad

/seg].

Capítulo 6

I Magnitud del impulso


t1 Tiempo de duración de la fase de excitación, [seg]

ú Variación de la velocidad


/seg].

Capítulo 7

I Magnitud del impulso


t1 Tiempo de duración de la fase de excitación, [seg]

ú Variación de la velocidad


/seg].

Capítulo 8

A Aceleración espectral

D Deformación máxima, similar a u0

Mb Momento volcador

ug0 Desplazamiento pico del suelo durante un sismo

úg0 Velocidad pico del suelo durante un sismo

üg0 Aceleración pico del suelo durante un sismo

V Velocidad espectral o seudo velocidad pico

Vb Cortante basal

A, V,D Factores de amplificación

Capítulo 9

ay Aceleración de la masa para producir la fuerza de fluencia fy.

Dy Deformación de fluencia, (uy), de un sistema elastoplástico distinto a um.

f0 Fuerza resistente del sistema lineal correspondiente, similar a fs0.

fS Fuerza elástica.

fy Fuerza de fluencia.

fy Esfuerzo de fluencia normalizado.

Ry Factor de reducción de fluencia.

u0 Deformación pico del sistema lineal correspondiente.

um Desplazamiento máximo del sistema elastoplástico.

up Deformación permanente.

uy Deformación de fluencia

Factor de ductilidad.

Capítulo 10

[C] Matriz de amortiguamiento.

{FD} Vector de fuerzas de amortiguamiento.

{FI} Vector de fuerzas de inercia.

{FS} Vector de fuerzas elásticas.

[K] Matriz de rigidez.

[M] Matriz de masas.

MDF Sistema de varios grados de libertad.

ME Masa efectiva.

Mi Masa correspondiente al nivel i.

P Factor de participación.

{U} Vector de desplazamiento.

{Ú} Vector de velocidad.

{Ü} Vector de aceleración.

V Cortante basal.

WE Peso efectivo.

[] Matriz modal.

[2] Matriz espectral.

n Forma modal o eigenvector correspondiente al modo n.

Capítulo 12

Ca, Cv Coeficientes de respuesta del suelo.

Cs Coeficiente de respuesta sísmica.

fi Fuerza lateral en el nivel i.

Ft Fuerza en la parte superior de la estructura que considera el efecto de los modos altos.

Fx Fuerza lateral que actúa sobre un nudo en particular.

hn Altura en metros, medida desde la base, del piso más alto del edificio.

I Factor de importancia.

Mpi Momento primario del nivel en consideración.

Msi Momento secundario del nivel en consideración.

Na, Nv Factor de cercanía a la fuente de origen.

R Factor de modificación de respuesta.

ri Relación del esfuerzo cortante del elemento - piso.

SA, SB, SC,

SD, SE, y SF Tipos de perfil de suelo.

V Cortante basal.

V’ Cortante basal modal.

VE Cortante basal desarrollada en una estructura ideal completamente elástica.

VS Cortante basal de diseño.

W Carga muerta sísmica.

wi Carga muerta del nivel i.

Z Factor de zona sísmica.

i Desplazamiento horizontal en el nivel i debido a la fuerza fi.

i Componente de la forma modal en el nivel i para un modo dado.

i Índice de estabilidad.

Factor de confiabilidad o redundancia.

Capítulo 13

Sa Aceleración espectral

Sv Velocidad espectral

Capítulo 14

Ach Área transversal de un elemento estructural, medida de extremo a extremo del acero de refuerzo

transversal, [cm2].

Ag Área total de la sección, [cm2].

Aj Área efectiva de la sección transversal dentro de la unión, en un plano paralelo al plano de

refuerzo que genera cortante en la unión.

Ash Área total transversal del acero de refuerzo transversal (incluyendo horquillas) dentro del

espaciamiento, s, y perpendicular a la dimensión hc.

b Ancho efectivo del patín de compresión de un elemento estructural, [cm]

bw Ancho del alma o diámetro de la sección circular, [cm]

D Carga muerta.

d Peralte efectivo de la sección.

db Diámetro del refuerzo longitudinal.

E Carga sísmica.

f’c Resistencia especificada a la compresión del concreto, [kg/cm2].

fy Resistencia especificada a la fluencia del acero de refuerzo, [kg/cm2].

hc Dimensión transversal del núcleo de la columna medida centro a centro del refuerzo confinante.

hw Altura del muro considerado.

L Carga viva.

ld Longitud de desarrollo de una varilla recta.

ldh Longitud de desarrollo de un varilla con gancho estándar.

lo Longitud mínima, medida desde la cara de la unión a lo largo del eje del elemento estructural,

sobre la que debe proporcionarse refuerzo transversal, [cm].

lw Longitud de todo el muro considerado en dirección de la fuerza cortante.

Mpr Momento probable resistente del elemento, con o sin carga axial determinada usando las

propiedades de los elementos en las caras de las uniones, suponiendo una resistencia a la

tensión en el refuerzo longitudinal de al menos 1.25 fy, y un factor de reducción de resistencia

de 1.0

s Espaciamiento del refuerzo transversal medido a lo largo del eje longitudinal del elemento

estructural, [cm].

Vc Resistencia nominal al cortante, proporcionada por el concreto.

Ve Fuerza cortante de diseño.

Vn Resistencia nominal al cortante.

Vu Fuerza cortante factorizada en la sección.

W Carga de viento.

Cuantía de refuerzo de tensión = As / bd.

Factor de reducción de resistencia.

Capítulo 1

CARACTERÍSTICAS DE LOS SISMOS

1.1 CONCEPTOS BÁSICOS DE SISMOLOGÍA

Las definiciones siguientes corresponden a algunos de los términos más utilizados en sismología:

Sismo, temblor o terremoto: Vibraciones de la corteza terrestre inducidas por el paso de las ondas sísmicas

provenientes de un lugar o zona donde han ocurrido movimientos súbitos de la corteza terrestre (disparo sísmico

o liberación de energía).

Sismología: Es la ciencia y estudio de los sismos, sus causas, efectos y fenómenos asociados.

Sismicidad: Es la frecuencia de ocurrencia de sismos por unidad de área en una región dada. A menudo esta

definición es empleada inadecuadamente, por lo que se define en forma más general como “la actividad sísmica

de una región dada”, esta última definición implica que la sismicidad se refiere a la cantidad de energía liberada

en un área en particular.

Amenaza Sísmica: Es el valor esperado de futuras acciones sísmicas en el sitio de interés y se cuantifica en

términos de una aceleración horizontal del terreno esperada, que tiene una probabilidad de excedencia dada en un

lapso de tiempo predeterminado.

Microzonificación sísmica: División de una región o de un área urbana en zonas más pequeñas, que presentan un

cierto grado de similitud en la forma como se ven afectadas por los movimientos sísmicos, dadas las

características de los estratos de suelo subyacente.

Fallas geológicas: Ruptura, o zona de ruptura, en la roca de la corteza terrestre cuyos lados han tenido

movimientos paralelos al plano de ruptura.

Ondas sísmicas: Son vibraciones que se propagan a través de la corteza terrestre causadas por la repentina

liberación de energía en el foco.

Acelerograma: Descripción en el tiempo de las aceleraciones a que estuvo sometido el terreno durante la

ocurrencia de un sismo real.

Sismograma: Es un registro del movimiento sísmico y mide la magnitud de los sismos.

Aceleración pico del suelo: Es la aceleración máxima de un punto en la superficie alcanzada durante un sismo,

expresada como fracción de la gravedad (g).

Características de los sismos 2

Licuación: Respuesta de los suelos sometidos a vibraciones, en la cual estos se comportan como un fluido denso

y no como una masa de suelo húmeda.

Epicentro: Punto que se encuentra en la superficie de la tierra inmediatamente por encima del foco.

Hipocentro: Foco sísmico o fuente, es el punto o grupo de puntos subterráneos desde donde se origina el sismo.

Distancia epicentral (D): Es la distancia horizontal desde un punto en la superficie al epicentro, ver la Figura

1.1.

Distancia focal (R): Es la distancia desde un punto en la superficie al foco, hipocentro o fuente, ver la Figura 1.1.

Profundidad focal (H): Es la distancia entre el foco y el epicentro.

Sismo de diseño: Es la caracterización de los movimientos sísmicos en un sitio dado que deben utilizarse en la

realización del diseño sismo resistente.

Relación geométrica entre foco y sitio [ref. 8]

1.2 CAUSAS DE LOS SISMOS

Varios fenómenos son los causantes de que la tierra tiemble, dependiendo de éstos actualmente se reconocen tres

clases de sismos: los sismos de origen tectónico, los de origen volcánico y los artificialmente producidos por el

hombre. Siendo más devastadores los sismos de origen tectónico, y por ende los de mayor interés dentro la

ingeniería.

1.2.1 Tectónica de Placas

El origen de la mayoría de los sismos es explicado satisfactoriamente por la teoría de la tectónica de placas. La

idea básica es que la corteza terrestre, la litosfera, está compuesta por un mosaico de doce o más bloques grandes

y rígidos llamados placas, que se mueven uno respecto de otro. La corteza terrestre se encuentra dividida en seis

placas continentales (África, América, Antártida, Australia, Europa y la placa del Pacífico), y cerca de catorce

placas subcontinentales (placa de Nazca, del Caribe, etc.)1 como se puede apreciar en la Figura 1.2.

La validez de la teoría de la tectónica de placas recibió un fuerte apoyo de los datos sísmicos reunidos a través de

los años mediante la red sísmica mundial, que fue establecida hacia el final de la década de 1950. Los datos

demostraron que las zonas en donde ocurren la mayor parte de los terremotos del mundo son muy estrechas y

muy bien definidas, sugiriendo que la mayoría de los sismos registrados resultan de los movimientos de las placas

en las zonas donde chocan unas contra otras.

1 F. Achabal, pp 12 [ref. 1]

Sitio EpicentroD

RH

Fuente

HipocentroFoco


Una explicación plausible2 para la causa del movimiento de las placas se basa en el equilibrio térmico de los

materiales que componen la Tierra. Nuestro planeta se formó por la unión de meteoritos. El incremento en la

masa ha aumentado la radioactividad. Consecuentemente, el planeta se ha calentado y su núcleo crece a costa de

la fusión del manto. La parte superior del manto, que está en contacto con la corteza, se encuentra a una

temperatura relativamente baja, mientras que la parte inferior que está en contacto con el núcleo a una

temperatura mucho más alta. Es evidente que el material caliente (en las profundidades) posee una densidad

menor al material frío (cerca de la corteza), lo que hace que tienda a subir, mientras que el material de la

superficie una vez frío tiende a bajar por la acción de la gravedad. Este proceso cíclico se denomina convección.

Las corrientes convectivas generan esfuerzos de corte en la base de las placas, provocando su movimiento en

distintas direcciones.

Principales zonas tectónicas, lomos oceánicos y zonas de subducción [ref. 5]

Estas corrientes también hacen que la lava ascienda continuamente en los llamados lomos oceánicos. La roca

formada se mueve lentamente por ambos lados del lomo como nuevo piso o base oceánica, desplazando las

placas a velocidad constante. Estas zonas son denominadas zonas de expansión.

Las placas se mueven libremente con respecto a la Astenósfera subyacente, y también pueden moverse una con

respecto de la otra de tres formas: a) una placa se desliza pasando frente a la otra a lo largo de su margen, b) dos

placas se mueven alejándose mutuamente, c) dos placas se mueven de tal forma que una se desliza por debajo de

la otra.

El primero de estos movimientos tiene su expresión en la superficie de la tierra, como sucede en la falla de San

Andrés. El segundo tipo de movimiento da origen a los lomos oceánicos. El tercero tiene su acción en las

profundas trincheras oceánicas donde el borde de una placa se mueve por debajo de la otra, este proceso se

conoce como subducción. La Figura 1.3 ilustra los conceptos expuestos en los párrafos anteriores. [ref 3]

2 E. Rosenblueth, pp 15-16 [ref. 2]

Placa

Euro - asiática

PlacaAfricana

Placa

Norteamericana

PlacaSudamericana

Placa

de Nazca

Placa

del Caribe

Placa AntárticaPlaca Antártica

Placa

de Cocos

Placa

Juan de la

fuca

Placa

del Pacífico

Placa Australiana

PlacaEuro - asiática

Pla

ca d

e

Fili

pina

s

Lom

ooc

eáni

co

Lomo oceán

ico

Lomo oceánico

Zona de subducción

Fallas por desgarradura

Borde de placa probable

Lomo oceánico


Movimiento de las placas, (a) zona de expansión, (b) subducción [ref. 3]

La formación de nuevo piso oceánico en los lomos de expansión implica la separación de los continentes

aumentando de esta manera el área del piso oceánico. Este aumento es equilibrado por la destrucción de la placa

por medio de la subducción cuando la corteza oceánica es transportada al manto, en donde se consume.

Teoría de placas

Continente Litósfera Océano

Astenósfera

Manto

Astenósfera

Litósfera

Corteza

Lomo oceánico

Corteza

Litósfera

Astenósfera

( a )

( b )


1.2.2 Sismos de origen tectónico

Se producen por el desplazamiento súbito de las placas tectónicas a lo largo de las fracturas llamadas fallas. Estos

movimientos bruscos liberan el esfuerzo al que están sometidas las rocas corticales. El esfuerzo se acumula

localmente por varias causas hasta que supera la resistencia de las rocas, que es cuando ocurre la ruptura y

deslizamiento a lo largo de las fracturas. El choque o disparo sísmico se traduce en una gran liberación de

energía, seguido algunas veces de un rebote elástico, hasta que las placas involucradas alcanzan nuevas

posiciones de equilibrio.

Muchos de los centros activos de terremotos actuales se localizan a lo largo de dos fajas situadas en la superficie

terrestre: la circumpacífica y la alpìna o alpinohimalaya. También ocurren numerosos choques más pequeños en

las zonas de fallas marinas asociadas con los lomos oceánicos. Bolivia se encuentra en el área de influencia de la

banda circumpacífica.

Localización del sismo de Loma Prieta [ref 4]

El sismo de Loma Prieta de Octubre de 1989 ocurrido en la falla de San Andrés es un ejemplo ilustrativo de esta

clase de sismo como se muestra en la Figura 1.4, y la dirección del movimiento de las placas es ilustrada en la

Figura 1.5.


De las dos clases de sismos no tectónicos, los del origen volcánico son raramente muy grandes o destructivos.

Ellos son de interés principalmente porque anuncian las erupciones volcánicas inminentes. Los temblores se

originan a causa de la subida del magma, llenando las cámaras internas del volcán.

Movimiento de la falla de San Andrés durante el sismo de Loma Prieta [ref 4]

El hombre puede inducir sismos mediante una variedad de actividades, tal como el relleno de nuevos depósitos,

la detonación subterránea de explosivos atómicos, o el bombeo profundo de fluidos en la tierra mediante pozos.

1.3 FALLAS GEOLÓGICAS3

1.3.1 Definición

Las fallas son fracturas en las cuales ha tenido lugar el

desplazamiento relativo de los dos lados de la ruptura. La

longitud de las fallas puede alcanzar desde varios metros

hasta cientos de kilómetros y extenderse desde la superficie a

varias decenas de kilómetros de profundidad.

La presencia de fallas en la superficie no necesariamente

implica que el área tiene actividad sísmica, así como la

inexistencia de las mismas no implica que el área sea

asísmica, ya que muchas veces las fracturas no alcanzan a

aflorar en la superficie.

Si bien la superficie en una falla puede ser irregular, esta

puede ser representada aproximadamente como un plano, el

cual está descrito por su rumbo y buzamiento. El rumbo es la

línea de intersección del plano de falla con un plano horizontal; el azimut del rumbo es utilizado para describir su

orientación respecto al Norte y el buzamiento es el ángulo de inclinación desde el plano horizontal hasta el plano

de falla.

3 D. Verástegui, 17-18 [ref. 6]


1.3.2 Tipos de falla

Según su movimiento, existen tres tipos de falla: normal, inversa y de desgarradura. Las fallas normales son

propias de las zonas en tracción; se produce un desplazamiento hacia abajo de la porción inferior. Las fallas

inversas corresponden a zonas de compresión, se produce un desplazamiento hacia arriba de la porción inferior.

Las fallas por desgarramiento implican grandes desplazamientos laterales entre dos placas en contacto, la falla de

San Andrés es un ejemplo ilustrativo de este tipo (Figura 1.7). Y la Figura 1.6 muestra claramente la naturaleza

del desplazamiento en cada caso.

Tipos de falla geológica según su desplazamiento [ref. 3]

Falla de San Andrés (falla por desgarramiento ) [ref. 3]


1.4 ONDAS SÍSMICAS

La repentina liberación de energía en el foco o hipocentro del sismo, cuando éste ocurre, se propaga en forma de

vibraciones elásticas u ondas elásticas de deformación. Se asume que las deformaciones generadas por el paso de

una onda son elásticas, de esta manera, las velocidades de propagación son determinadas sobre la base del

módulo elástico y la densidad de los materiales a través de los cuales viaja la onda. Las ondas sísmicas se

clasifican según su naturaleza en ondas de cuerpo y ondas de superficie.

1.4.1 Ondas de cuerpo

Deformaciones producidas por las ondas de cuerpo (a) onda P, (b) onda S [ref. 5]

Reciben el nombre de ondas de cuerpo porque pueden viajar a través del cuerpo del material. Un cuerpo elástico

puede estar sujeto a dos tipos de deformación: compresión - dilatación y cortante, por lo tanto las ondas que se

generan son de compresión o de corte, respectivamente.

Las ondas P, llamadas también primarias, longitudinales,

compresionales o dilatacionales; producen un movimiento

de partículas en la misma dirección de la propagación,

alternando compresión y dilatación del medio.

Las ondas S, llamadas también ondas secundarias,

transversales o de cortante; producen un movimiento de

partículas en sentido perpendicular a la dirección de

propagación, como se puede observar en la Figura 1.8.

Por lo general cuando ocurre un sismo, las ondas P se registran

primero, segundos más tarde llegan las ondas S, con su

movimiento de arriba hacia abajo y lado a lado, causando

graves daños en las estructuras, como se puede observar en la Figura 1.9. Las ondas P pueden propagarse a través

de medios sólidos y líquidos, en cambio las ondas S se propagan únicamente a través de medios sólidos debido a

que los líquidos no presentan rigidez al corte.


Tipos de Ondas (Ondas P y Ondas S) [ref. 3]

1.4.2 Ondas superficiales

Deformaciones producidas por las ondas superficiales: (a) onda Rayleigh, (b) onda Love [ref. 5]

Este grupo se denomina de esta manera debido a que su movimiento se restringe a las cercanías de la superficie

terrestre. Las ondas superficiales pueden subdividirse en

dos tipos: las ondas Love (ondas L) y las ondas Rayleigh

(ondas R).

El movimiento de las ondas L, es similar al de las

ondas S que no tienen componente vertical ya que

mueven la superficie del suelo de lado a lado sobre un

plano horizontal y en sentido perpendicular a la

dirección de propagación, como se puede observar en

la Figura 1.10.


El movimiento de las partículas en las ondas R es elíptico y tiene lugar en planos perpendiculares a la

superficie libre.

En general, las ondas Love son más veloces que las ondas Rayleigh, pero ambas se propagan a menor velocidad

que las ondas de cuerpo. El intervalo de llegada entre las diferentes ondas puede observarse en forma práctica en

algunos acelerogramas, este es el caso del acelerograma del terremoto de Kermadec representado en la Figura

1.11 donde se ha señalado el momento de la llegada de cada tipo de onda. Sin embargo, se tiene evidencia acerca

del efecto de la topografía y las condiciones del suelo sobre las ondas sísmicas, es decir que las ondas pueden

amplificarse o reducirse a medida que viajan hacia la superficie, dependiendo del medio de propagación.

Terremoto de Kermadec de 11 de Junio de 1957 [ref. 11]

1.5 INSTRUMENTOS DE MEDICIÓN Y REGISTROS SÍSMICOS4

Las características de las ondas sísmicas y su propagación han podido estudiarse gracias a instrumentos que

registran las vibraciones sísmicas conocidos como sismógrafos. Dependiendo del tipo de instrumento utilizado se

puede obtener el desplazamiento, velocidad o aceleración del suelo; lo cual está determinado por el rango útil de

frecuencias a medir (), con respecto a la frecuencia natural del instrumento (n

Sismógrafo [ref. 3]

4 M. Moreno, pp 6-11 [ref. 7]


Los sismógrafos registran el movimiento respecto al tiempo de un péndulo que oscila libremente dentro de un

marco sujeto al suelo; este movimiento es registrado por un estilete o pluma sobre un tambor rotatorio. En la

Figura 1.12 se muestra una fotografía de un sismógrafo. En los sismógrafos modernos, el movimiento del

péndulo se convierte en señales electrónicas que se registran en la memoria de una computadora.

1.5.1 Sismómetro

[n<] Registra amplitudes de onda: Sismograma.

Los sismogramas permiten a los sismólogos localizar el epicentro de un sismo y calcular su magnitud. Midiendo

la amplitud máxima del registro y calculando la diferencia entre los tiempos de llegada de las ondas S y P, con

ayuda de fórmulas sencillas, se obtiene la magnitud del sismo y con un mínimo de tres instrumentos colocados en

diferentes lugares, por triangulaciones, se puede localizar el epicentro.

Sin embargo, la interpretación exacta de un sismograma y la distinción de los distintos tipos de ondas que se

superponen en el registro es un problema bastante delicado. Existe una desventaja adicional: los valores de

desplazamiento o velocidad no se obtienen directamente del registro, sino que están en función de la

amplificación, voltaje y frecuencia natural del instrumento.

1.5.2 Acelerómetro

Acelerogramas correspondientes a las tres componentes de un sismo [ref. 7]

[n>] Registra aceleraciones: Acelerograma.

Los acelerómetros, también conocidos como sismógrafos de movimiento fuerte, se diseñan para registrar

directamente movimientos del suelo cercanos y producen un registro conocido como acelerograma. Los

Comp(1):N-S

Comp(2):E-W

Comp(3):Vertical

t

t

t

a

a

a

0 2 4 6 8 10 12 14 16

0.6

0.4

0.2

0

-0.4

-0.6

0 2 4 6 8 10 12 14 16

0.6

0.4

0.2

0

-0.2

-0.4

-0.6

0.6

0.4

0.2

0

-0.2

-0.4

-0.60 2 4 6 8 10 12 14 16


instrumentos se orientan de tal forma que registren la aceleración del suelo en función del tiempo para tres

direcciones o componentes normales. En la Figura 1.13 se muestran los acelerogramas registrados en una

estación durante un sismo en Friuli (Italia), el 5 de mayo de 1976.

El análisis sísmico requiere de la digitalización numérica de los acelerogramas, es decir convertir el registro en

una serie de datos de aceleración - tiempo. Los acelerogramas dan una información directa del movimiento

sísmico, especialmente apta para estimar la respuesta de las estructuras y edificios. La aceleración como medida

instrumental de la intensidad se ha constituido así en el parámetro base para el análisis estructural sísmico.

1.6 MEDIDAS DE LOS SISMOS

Comúnmente existen dos sistemas para cuantificar el tamaño y la fuerza de un sismo, los cuales son la magnitud

y la intensidad. A pesar de ser parámetros ampliamente utilizados y conocidos, desde el punto de vista de la

ingeniería sísmica ninguno de ellos es completamente satisfactorio.

1.6.1 Magnitud

Es una medida cuantitativa de un sismo, independiente del lugar de observación y está relacionada con la

cantidad de energía liberada. Se calcula a partir de la amplitud registrada en sismogramas y se expresa en una

escala logarítmica en números arábigos y decimales. La escala de magnitudes que más se usa es la de Richter,

que tiene 10 grados de medida y se denota por M.

Es importante notar que en la escala de magnitudes no se menciona nada a cerca de la duración y frecuencia del

movimiento, parámetros que tienen gran influencia en los efectos destructivos de los sismos. Por esta razón aún

no se tiene una aplicación práctica en la ingeniería sísmica a los valores de magnitud y es un parámetro propio de

los sismólogos.

1.6.2 Intensidad

Es una medida subjetiva de los efectos de un sismo, se refiere al grado de destrucción causada por un sismo en un

sitio determinado, que generalmente es mayor en el área cercana al epicentro. La escala adoptada más

ampliamente es la de Mercalli Modificada y se denota por MM, que tiene doce grados identificados por los

números romanos del I al XII. En la Tabla 2.1 se da una descripción detallada de esta escala de intensidad.

1.6.3 Relación entre Escala de Intensidad y Medida

Para llevar a cabo un análisis realista del comportamiento de estructuras sometidas a temblores, el ingeniero debe

conocer suficientes características dinámicas del movimiento del suelo, que son obtenidas con la ayuda de

acelerómetros, y la falta de éstos como es el caso de Bolivia, supone la carencia de registros de aceleración,

fundamentales para el análisis estructural sísmico. Por esta razón y con el afán de deducir valores útiles para

diseño, aún a partir de intensidades referidas a escalas subjetivas, se han desarrollado diversos estudios que

correlacionan los valores de intensidad en diversas escalas, con las características dinámicas de los sismos como

la velocidad y aceleración del suelo, que tienen la ventaja de ser magnitudes instrumentales.

En la Tabla 1.1 se expone como Medida de Intensidad la Aceleración Máxima del suelo y como Escala de

Intensidad la Mercalli Modificada, las cuales han sido correlacionadas5. Es necesario señalar que las

apreciaciones de las aceleraciones están basadas en la experiencia de quien propuso la correlación, basándose

principalmente en observaciones de eventos sísmicos pasados y ensayos de laboratorio que permitieron

correlacionar las roturas producidas en diferentes modelos a escala construidos sobre mesas vibrantes con las

aceleraciones en ellas aplicadas. De este modo se puede hacer una analogía entre los daños de los modelos

5 Tabla comparativa de escalas sísmicas y aceleraciones máximas según J.M. Mune, Extractada de A. Beles, pp. 65 [ref 14]


construidos a escala con el nivel del daño en las estructuras reales, especificados en grados de intensidad según

sea la escala utilizada y relacionarlos con la aceleración correspondiente que los provocó.

Medida de

Intensidad

Acel. Máx.

Suelo (% g)

Grado

SísmicoEfectos sobre las personas, objetos y construcciones

0,001 g IEl sismo lo sienten unas pocas personas en circunstancias excepcionalmente

favorables.

0,002 g IILo sienten las personas en reposo, en los pisos superiores o favorablemente

situadas.

0,005 g IIISe siente en el interior de los edificios y especialmente en las plantas

superiores; los objetos colgantes se mecen; se puede estimar la duración.

0,015 g IVLos carros estacionados se mecen; las ventanas, la vajilla y las puertas

vibran; en el rango más alto de IV los muros y marcos de madera crujen.

0,030 g VSe siente en el exterior de los edificios; los objetos pequeños e inestables se

desplazan o se vuelcan; los relojes de péndulo se detienen.

0,061 g VI

Lo sienten todas las personas; muchos se asustan y corren al exterior; los

enyesados caen, las chimeneas sufren averías; los árboles y arbustos se

agitan.

0,132 g VII

Es difícil estar de pie;oleaje en los estanques; el agua se enturbia con fango;

averías ligeras y hasta moderadas en las estructuras normales; averías

importantes en los edificio mal construidos.

0,306 g VIII

Averías ligeras en las construcciones antisísmicas; averías considerables en

las construcciones normales; caen as chimeneas y estatuas; fallan columnas;

grietas en el terreno húmedo y en las pendientes muy empinadas.

0,637 g IX

Pánico general; averías de importancia en estructuras antisísmicas; caen las

estructuras mal ejecutadas; se rompen las tuberías subterráneas; aparecen

grietas en la superficie terrestre.

1,121 g XLa mayoría de las construcciones antisísmicas son destruidas; grandes

deslizamientos de tierra; los rieles se doblan ligeramente.

2,548 g XILas tuberías subterráneas se destruyen completamente; los rieles se doblan

mucho; aparecen fallas en la superficie de la tierra.

>3,567 g XIIDestrucción total; se desplazan grandes masas de rocas; objetos arrojados al

aire; se observan las ondas sísmicas en la superficie de la tierra.

Tabla 1.1 Escala de Intensidad Mercalli Modificada [ref. 8]

Capítulo 2

SISMICIDAD Y AMENAZA REGIONAL

2.1 ACTIVIDAD SÍSMICA DE UNA REGIÓN

Debido a que el riesgo sísmico de un proyecto depende de la actividad sísmica de la región, debe realizarse una

evaluación previa de ésta. Las fuentes de estos antecedentes pueden ser las autoridades locales, ingenieros,

sismólogos y otros. Sin embargo los datos disponibles en muchas regiones son escasos o bien no muy confiables,

por lo cual la literatura especializada recomienda realizar un estudio básico de la sismicidad del área de interés,

que comprende los siguientes puntos:

Geología regional.

Preparación de mapas de eventos sísmicos

Estudios de deformación – liberación de energía

Estudios de probabilidad sísmica

2.1.1 Geología Regional

El conocimiento, desde el punto de vista geológico, de la actividad sísmica de una región es útil al estimar las

probables magnitudes, localización y frecuencia de eventos sísmicos.

El aspecto de la geología sísmica regional incluye el estudio de las deformaciones tectónicas. Principalmente se

debe estudiar la ubicación y actividad de las fallas geológicas, ya que éstas proporcionan el foco de liberación de

energía en la mayoría de los sismos.

2.1.2 Mapas de Eventos Sísmicos

El tipo más práctico de mapa de eventos sísmicos para el diseño de una estructura particular es como el que se

muestra en la Figura 2.1. Este mapa indica las localizaciones en planta, el orden de profundidades, y las

magnitudes de todos los sismos registrados con M 5.0 dentro de un radio de 300 Km. con centro en el sitio

(Djakarta) desde 1900. Las magnitudes menores que 5.0 son generalmente de poca importancia en el diseño, en

virtud de que tales sismos causan daños estructurales ligeros. En consecuencia los eventos de M < 5.0 han sido

excluidos de la notación. Sin embargo, en áreas de baja sismicidad puede ser importante trazar eventos de M

4.0, con objeto de subrayar la importancia del patrón de actividad sísmica, y en consecuencia ayudar a delinear

las zonas de mayor riesgo.

Sismicidad y amenaza regional

15

Figura 2.1 Mapa de eventos sísmicos para Djakarta (1900-1972) [ref. 8]

2.1.3 Estudios de Liberación de Energía

La deformación liberada durante un sismo se considera proporcional a la raíz cuadrada de la energía liberada. La

relación entre energía (ergs), y magnitud M para sismos superficiales, ha sido proporcionada por Richter como:

La energía de deformación liberada, U, para una región puede sumarse y representarse por el número equivalente

de sismos de M=4.0 en esa región, N(U4). El número equivalente de sismos N(U4) dividido entre el área de la

región proporciona el cálculo de la deformación liberada en un período dado para esa región, que puede usarse

para efectuar comparaciones entre varias regiones o entre varios períodos.

Los sismos grandes representan los principales incrementos en las gráficas de liberación de energía de

deformación acumulada. En el estudio de las velocidades de liberación de energía de deformación relativa se

requiere amplia información sobre la actividad de bajas magnitudes. La suma de muchos sismos con baja energía

en una región puede ser comparable a la de pocos sismos grandes en otra región.

Una gráfica de liberación de deformación con relación al tiempo es una función a partir de la cual puede

obtenerse una envolvente que da una idea de la tendencia de la liberación de energía en esa región. Si un

aplanamiento de la curva tiende a ser asintótico a un valor de deformación constante en un tiempo significativo,

entonces las fallas en la región pueden tender a tener una configuración más estable. La causa de esta estabilidad

temporal puede ser un bloqueo mecánico de la liberación de energía, que solamente podría ser liberada por un

gran sismo futuro.

M..E 51411log

SUMATRA

JAVA

DJAKARTA

100 0 100 km.

104ºE

4ºS

106ºE 108ºE 110ºE

6ºS

8ºS

CLAVE

MAGNITUD: ESCALA DE RICHTER

PROFUNDIDAD FOCAL

0 - 70 km

71 - 150 km

más de 151 km

desconocida

5 - 5.9 6 - 6.9 7 -


16

Este tipo de información es más de carácter cualitativo, por lo tanto las curvas de liberación de deformación no

pueden usarse por sí mismas para predicción sísmica, pero podrían usarse junto con gráficas de frecuencia –

magnitud y el conocimiento de los movimientos de fallas locales.

2.1.4 Estudios de Probabilidad Sísmica

Mediante un conjunto apropiado de datos, tal como los utilizados para preparar mapas de sismicidad, pueden

hacerse varios estudios de probabilidad usando métodos estadísticos estándar para estimar parámetros de diseño.

Uno de los más valiosos consiste en estimar el mayor sismo probable que podría ocurrir cerca del sitio durante la

vida de la estructura que está diseñándose, es decir períodos de retorno para la magnitud y aceleración de las

cargas sísmicas de diseño.

2.2 EFECTOS DE LOS SISMOS

Los sismos producen diversos efectos en regiones sísmicamente activas. Ellos pueden ocasionar la pérdida de

gran cantidad de vidas humanas, pueden ser los causantes del colapso de muchas estructuras tales como edificios,

puentes, presas, etc. Otro efecto destructivo de los

sismos es la generación de olas de gran tamaño,

comúnmente causada por temblores subterráneos

(maremotos). Estas olas son también llamadas

Tsunami, las cuales al llegar a la costa pueden

causar la destrucción de poblaciones enteras.

La licuefacción de suelos es otro peligro sísmico.

Cuando el suelo es sometido al choque de las

ondas sísmicas puede perder virtualmente toda su

capacidad portante, y se comporta, para tal efecto,

como arena movediza. Los edificios que

descansan sobre estos materiales han sido

literalmente tragados.

Licuefacción: El sismo de Niigata, Japón, 16 de Junio de 1964 (M=7.5): Inclinación de edificios de departamentos.

2.3 RESPUESTA DEL SITIO A SISMOS

El movimiento del suelo en la base de la fundación de las estructuras durante un sismo causa daño estructural, las

fuerzas dinámicas actuantes en la estructura se deben a la inercia de los elementos en vibración. La magnitud de

la aceleración pico alcanzada por la vibración del suelo tiene efecto directo sobre las fuerzas dinámicas

observadas en la estructura, es así que la respuesta de la estructura excede al movimiento del suelo y la

amplificación dinámica depende de la duración y frecuencia de las vibraciones del suelo, de las propiedades del

suelo, de la distancia epicentral y de las características dinámicas de la estructura.

El contenido de agua del suelo es un factor importante en la respuesta del sitio, debido a que el sismo produce la

licuefacción de suelos no cohesivos saturados; cuando estos suelos están sometidos a vibraciones intensas

experimentan un incremento en la presión de poros debido a la redistribución de sus partículas, dando como

resultado una reducción en la resistencia al corte del suelo. Esto produce condición rápida en la arena con pérdida

de capacidad portante causando asentamiento y colapso de la estructura.

Existen una serie de métodos para prevenir la licuefacción como ser la instalación de drenajes para bajar el nivel

freático y remover el agua de los poros, sin embargo el asentamiento causado afectaría a estructuras adyacentes.


17

Se puede aplicar técnicas de vibroflotación para conseguir la preconsolidación del suelo, pero esto también

afectaría las estructuras adyacentes. A fin de incrementar la resistencia al corte del suelo se recomienda diversas

técnicas de mejoramiento del suelo. Alternativamente se puede remover y reemplazar el suelo deteriorado por

material seguro; o finalmente recurrir al empleo de pilotes de fundación, los cuales penetrarían hasta un estrato

firme y estable.

2.4 HISTORIA DE LOS SISMOS

Los registros históricos de sismos antes de mediados del siglo XVIII generalmente carecen de veracidad. Entre

los temblores antiguos que provienen de fuentes razonablemente confiables está el que ocurrió en la costa de

Grecia en el año 425 A.C., que causó el surgimiento de la isla de Euboea; otro en el año 17 D.C. que destruyó la

ciudad de Ephesus en Asia Menor; y una serie de sismos que destruyeron parcialmente Roma en el año 476 y

Constantinopla (ahora Estambul) en el año 557 y nuevamente en 936. En la Edad Media, los temblores severos

ocurrieron en Inglaterra en 1318, Naples en 1456, y Lisboa en 1531.

El sismo de 1556 en Shaanxi (Shensi) la Provincia de China, que mató alrededor de 800.000 personas fue uno de

los más grandes desastres naturales en la historia. En 1693, un sismo en Sicilia ocasionó la pérdida de 60,000

vidas humanas; y en el siglo XVIII la ciudad japonés de Edo (el sitio del moderno Tokio) se destruyó a causa de

un sismo, con la pérdida de alrededor de 200,000 vidas. En 1755 la ciudad de Lisboa fue devastada por un

temblor y murieron 60,000 personas. Quito, ahora la capital de Ecuador, fue sacudida por un sismo en 1797, y

más de 40,000 personas murieron.

En América del Norte, la serie de sismos que golpearon el Sudeste de Missouri en 1811-12 fueron probablemente

los más poderosos experimentados en la historia de los Estados Unidos. El sismo de EE.UU. más famoso, sin

embargo, fue el que sacudió la ciudad de San Francisco en 1906, ocasionando daño extensivo y tomando

alrededor de 700 vidas.

En septiembre de 1985 un terremoto azotó a la ciudad de México D.F. causando daño severo y destruyendo

muchos edificios de la ciudad, el sismo dejó al menos a 30.000 personas sin hogar y 7.000 muertos (Figura 2.2).

Figura 2.2 Sismo de 1985 en la ciudad de México [ref. 3]

2.5 CONSECUENCIAS DE LOS SISMOS

El desarrollo de este punto es ilustrado en la Tabla 2.1 a partir de los sismos más representativos ocurridos en el

tiempo:


18

Fecha Magnitud Ciudades o Región Consecuencias

1906, abril 18 8.3 Estados

Unidos:California

700 muertos, llamado "Temblor de San Francisco". Ocasionó grandes danos; se

observaron desplazamientos en el suelo. Después del temblor ocurrieron grandes

incendios. Este fue el primer terremoto estudiado con detalle.

1906, agosto 16 8.6 Chile

Valparaiso, Santiago 20.000 muertos

1908, diciembre 28 7.5 Italia: Regio 29.980 muertos

1920, diciembre 16 8.5 China

Kansu y Stransi 200.000 muertos

1923, septiembre 1 8.3 Tokio

Yokojawa

99.330 muertos, conocido como el terremoto de Kwanto. Tuvo desplazamientos de

hasta 4.5 m y le sucedieron grandes incendios.

1927, mayo 22 8.0 China

Nan Shan

200.000 muertos, grandes fallas, se sintió hasta Pekin.

1935, mayo 30 7.5 Paquistan

Quetta

30.000 muertos, la ciudad de Quetta fue totalmente destruida.

1939, junio 25 8.3 Chile

28.000 muertos

1939, diciembre 26 7.9 Turquia

Erzincan

30.000 muertos, se detectaron movimientos oscilatorios de 3.7 m de desplazamiento

con movimientos trepidatorios menores.

1960, febrero 29 5.8 Marruecos

Agadir

De 10.000 a 15.000 muertos, es uno de los temblores que más muertes ha ocasionado

a pesar de ser baja su magnitud.

1960, mayo 22 8.5 Chile

Concepcion Valparaiso

De 6.000 a 10.000 muertos, causó muchas víctimas y grandes daños en Concepción y

áreas circunvecinas, dejando cerca de 2.000.000 de damnificados y daños

cuantificados en mas de 300 millones de dólares. Produjo un maremoto que causo

daños en Hawai y Japón.

1964, marzo 28 9.2 Alaska

Anchorage

173 muertos, destrucción en Alaska. Se abrieron grietas en las carreteras y los

vehículos en movimiento fueron sacados de su curso. Se estimó en 129 500

kilómetros cuadrados el área de daños y produjo un maremoto registrado en las costas

de Hawai. Se quebrantó seriamente la economía de Alaska (Figura 2.3).

1970, mayo 31 7.7 Peru:

Huara,Chimbote,Yungay

De 50.000 a 70.000 víctimas, derrumbes e inundaciones. La peor catástrofe registrada

en Perú por un terremoto en este siglo.

1972, diciembre 23 5.6

6.2

Nicaragua

Managua

De 4.000 a 6.000 muertos, miles de heridos. La ciudad de Managua fue casi

totalmente destruida.

1976, febrero 4 6.2

7.5

Guatemala

Guatemala 3.000 muertos y se calculan 76.000 heridos.

1976, agosto 27 6.3

7.9

China

Noreste

655.237 muertos cerca de 800.000 heridos y danos en el área de Tanshan. Este

terremoto fue probablemente el más mortífero de los últimos 4 siglos y el 2º más

fuerte que registra la historia moderna.

1978, septiembre 16 7.7 Iran

De 11.000 a 15.000 muertos, muchos heridos y daños considerables en Bozonabad y

áreas circunvecinas.

1984, octubre 7.1 Estados Unidos

San francisco

El sismo azotó el área de la Bahía entera de San Francisco causando daños tremendos

en las edificaciones del distrito de Marina (Figura 2.4). el sismo causó el colapso de

la autopista de Oakland y parte del puente de la Bahía de San Francisco.

1994, enero 17 6.6 Estados Unidos

Aprox. 76 muertos, sentido en el sureste de Estados Unidos y noroeste de Mexico.

Grandes danos en obras civiles y particulares. La ciudades más dañadas fueron los

Angeles y Santa Mónica, California.

Tabla 2.1 Sismos más representativos de la historia [ref. 3]


19

Figura 2.3 Sismo de Alaska de 1964 [ref. 3]

Figura 2.4 Sismo de Loma Prieta en el sur de San Francisco [ref. 3]

2.6 ESTUDIOS DE RIESGO SÍSMICO LOCAL Y NACIONAL1

El observatorio San Calixto desde 1913 hasta la fecha viene monitoreando la actividad sísmica en el territorio

nacional. Las investigaciones realizadas señalan que Bolivia es una región sísmica de intensidad moderada;

siendo las zonas de actividad permanente el valle de Cochabamba y el norte de La Paz.

En Bolivia se tienen registros de eventos sísmicos desde el año 1871, lo cual evidencia la actividad sísmica en la

región. Según los registros actuales pocos sismos han sido de magnitud considerable, pero han ocurrido en gran

cantidad; según el observatorio San Calixto se aproximan a 1.000 sismos que cada año se pueden localizar en

Bolivia.

La actividad sísmica en Bolivia tiene su origen en la tectónica de placas, específicamente en la presión que ejerce

la placa de Nazca por debajo de la placa Sudamericana. Este movimiento se conoce como subducción y produce

sismos de foco profundo (351-700 km.) debajo del continente en el sector de Bolivia, y de foco intermedio (71-

350 km.) en la frontera con Perú y Chile. Sin embargo, por la presencia de innumerables fallas geológicas en

1 Resumen de estudios realizados por Salvador del Pozo [ref. 9], Ramón Cabré y Angel Vega [ref. 10]: F. Achabal, pp 26-28 [ref. 1]


20

Bolivia y particularmente en Cochabamba, este movimiento genera una actividad sismo – tectónica local o

secundaria de foco superficial (0-70 km.), por donde se disipa la energía acumulada. Este fenómeno puede tener

consecuencias distintas: si la liberación de energía es lenta, no ocasionará grandes sismos; si por el contrario la

disipación es violenta, puede dar lugar a un sismo de magnitud considerable, mas aún si se considera que la

actividad sísmica de tipo superficial es la más destructiva.

Las fallas más importantes en el sector de Cochabamba son: la falla del Tunari, al borde de la cordillera que

rodea la ciudad por el sector norte; la segunda en importancia es la falla de Sipe – Sipe, la cual tiene una

alineación que empieza en la costa chilena, atraviesa Oruro, pasa por Cochabamba y termina en Santa Rosa en el

Beni; otra falla activa es la falla cercana a la laguna de Colomi (Sillar); la falla en el sector de Aiquile, activa

cada cierto tiempo. Esta última localidad fue sometida a un sismo de magnitud 6.6 en la escala de Richter el 22

de Mayo de 1998, el cual dejó a muchas familias sin hogar.

El mapa de intensidades máximas (Figura 2.5), conocido como mapa de isositas, publicado por el Centro

Regional de Sismología para Sudamérica (CERESIS), marca cuatro zonas que definen bien la sismicidad en

Bolivia. El mapa de magnitudes máximas (Figura 2.6) publicado por el Observatorio San Calixto complementa la

información que se presenta en la Tabla 2.2, acerca de las zonas sísmicas en el territorio boliviano.

La intensidad máxima esperada en la ciudad de Cochabamba está entre VI y VII en la escala de Mercalli

Modificada. Si bien es un valor moderado, los efectos pueden ser mayores considerando las condiciones

geotécnicas locales. En general, se puede decir que la mayor parte del terreno es un relleno aluvional no

consolidado de baja calidad, lo cual tendría efectos impredecibles al ocurrir un sismo fuerte.

ZONA

SÍSMICALOCALIDAD ACTIVIDAD

INTENSIDAD

MM

0 Todo el sector adyacente al Brasil y al Paraguay. Casi inexistente <IV

1Región sub-andina, sector N-O de La Paz y N-E de

Cochabamba. Reducida V

2 Lago Titicaca y provincia Cercado de Cochabamba Moderada VI

3

Sector Comsata (La Paz), Chapare y Aiquile

(Cochabamba), Samaipata (Santa Cruz) y algunas

provincias de Potosí y Sucre.

Peligrosa VII

Tabla 2.2 Zonas sísmicas en Bolivia, Localización parcial [ref. 9]


21

BRASIL

PANDO

TRINIDAD

PERÚLA PAZ

COCHABAMBA

ORURO

SANTA CRUZ

SUCRE

Villa Tunari

Aiquile

POTOSÍ

TARIJAPARAGUAY

ARGENTINA

CHILE

BOLIVIA

ZONAS SÍSMICAS

< IV V VI VII VIII

ESCALA MERCALLI MODIFICADA

0 1 2 3 4

Fuente : CERESIS

Ing. S. del Pozo G.

68º 66º 64º 62º 60º

68º 66º 64º 62º 60º

10º

12º

14º

16º

18º

20º

22º

10º

12º

14º

16º

18º

20º

22º

Figura 2.5 Mapa de Intensidades máximas de Bolivia [ref. 10]


22

Figura 2.6 Mapa de magnitudes de Bolivia [ref. 10]

PANDO

TRINIDAD

SANTA CRUZORURO

COCHABAMBA

LA PAZ

SUCRE

POTOSÍ

TARIJA

4

36

4

5

6

5

54

6

SISMICIDAD DE BOLIVIAMAPA DE MAGNITUDES MÁXIMAS

ESCALA DE RICHTER

Fuente: OBS. SAN CALIXTO

ANGEL VEGA B.

70 65 60

70 65 60

10 10

15

20

15

20


23

2.7 SISMO DE DISEÑO

Figura 2.7 Ejemplo hipotético de la relación con dos sismos de diseño A y B, con epicentros EA y EB, respectivamente.

Las principales variables necesarias para definir el sismo de diseño son: magnitud, período de retorno, distancia

epicentral, profundidad focal, posiciones de la falla, tipos de falla, aceleración máxima del suelo, desplazamiento

máximo del suelo, período dominante de la vibración y longitud activa de la falla.

Los datos acerca de sismos sobre los aspectos descritos con anterioridad son variables, poco precisos y escasos,

esto significa que la interpretación de los datos se la puede realizar de forma subjetiva.

Con el propósito de ilustrar la definición de sismo de diseño para un sitio dado se hará referencia a la Figura 2.7.

Supóngase que los estudios de la historia de sismos de la región han sugerido el uso de dos sismos de diseño, A y

B, con las características indicadas en la Figura 2.7. Es bastante común considerar dos sismos de diseño diferentes

con magnitudes y período de retorno; normalmente, el sismo mayor, menos frecuente, debería considerarse la

peor condición de diseño para usarse como carga última, mientras el sismo menor, más frecuente debería ser

usado como el criterio para controlar daño no estructural. Sin embargo, en la situación ilustrada en la Figura 2.7,

los tipos de falla asociados podrían hacer inapropiada esta forma de usar los sismos de diseño.

Debido a que el plano inclinado para el sismo B aflora cerca del sitio, la intensidad del movimiento vibratorio en S

debido a este sismo puede ser tan intensa como en los sectores cercanos al epicentro EB. Si la traza de la falla BB’

no ha sido detectada, o no se toma en cuenta al diseñar, la intensidad del movimiento del suelo en el sitio se

subestimaría al suponer una atenuación normal desde un epicentro ubicado a 30 km.

De este modo resulta bastante incierta la definición adecuada de un sismo de diseño, aun antes de la

consideración de las condiciones del sitio, debido a las dificultades en definir el comportamiento ante sismos

pasados, y las dificultades para predecir eventos sísmicos futuros. Es así que se adopta una metodología para el

cálculo y diseño de estructuras, la cual se basa en estudios geológicos, probabilísticos y numéricos para llegar a

adoptar parámetros confiables que si bien no representan exactamente el evento sísmico, permiten una mejor

percepción del acontecimiento y sus consecuencias2.

2 Para mejor comprensión referirse al capítulo 8 y posteriores

B

B`

A

A`

S DA=50 km

DB=30 km

XEA

EB

traza de la falla

traza de la falla

X

BE S EA

Hipocentro BHipocentro A

CORTE X - X

HB=15 km

HA=20 kmplano de falla

plan

o d

e falla

PLANTA

Capítulo 3

CONCEPTOS GENERALES

EN EL ANÁLISIS DINÁMICO

3.1 ESTRUCTURA SIMPLE

Una estructura simple es aquella que se puede idealizar como un sistema que está constituido por una masa

concentrada en la parte superior soportada por un elemento estructural de rigidez k en la dirección considerada.

Este concepto es ilustrado por la Figura 3.1 en la cual se muestra un ejemplo de estructura simple.

Figura 3.1 Torre de Telecomunicación, Frankfurt (estructura simple)

Es importante el entender la vibración de este tipo de estructuras, las cuales están sometidas a fuerzas laterales en

el tope o a movimientos horizontales del suelo debidos a sismos, para así facilitar la comprensión de la teoría

dinámica.

3.2 GRADOS DE LIBERTAD

El grado de libertad es definido como el número de desplazamientos independientes requerido para definir las

posiciones desplazadas de todas las masas relativas a sus posiciones originales.

Conceptos generales en el análisis dinámico

25

Por ejemplo si se considera despreciable la deformación axial de la columna en la estructura simple de la Figura

3.1 entonces el sistema es de un grado de libertad (el desplazamiento horizontal del tanque). Ahora considerar el

pórtico de la Figura 3.2 el cual está restringido a moverse sólo en la dirección de la excitación; para el análisis

estático de esta estructura el problema tiene que ser planteado con tres grados de libertad (3DOF: lateral y dos

rotaciones) al determinar la rigidez lateral del pórtico. Sin embargo la estructura tiene 1DOF (desplazamiento

lateral) para el análisis dinámico si ésta es idealizada con una masa concentrada en el nivel superior, a este tipo de

estructuras en adelante se las designará como estructuras de simple grado de libertad (SDF).

Figura 3.2 Sistema SDF: (a) fuerza aplicada p(t) (b) movimiento del suelo inducido por sismo [ref. 12]

Cada miembro del sistema (viga, columna, muro, etc.) contribuye con las propiedades de la estructura: inercia

(masa), elasticidad (rigidez o flexibilidad) y energía de disipación (amortiguamiento). Estas propiedades serán

consideradas por separado como componentes de masa, rigidez y amortiguamiento respectivamente.

3.3 SISTEMA LINEALMENTE ELÁSTICO

Figura 3.3 Sistema linealmente elástico [ref. 12]

Para comprender el concepto de estructura linealmente elástica es necesario entender la relación existente entre la

fuerza y el desplazamiento, para lo cual considerar el sistema mostrado en la Figura 3.3; el sistema está sujeto a

una fuerza estática fS, la cual es equilibrada por una fuerza inercial resistente al desplazamiento u que es igual y

opuesta a fS. Existe una relación entre la fuerza fS y el desplazamiento relativo u asociado con la deformación de

la estructura que es de carácter lineal para pequeñas deformaciones y no lineal para grandes deformaciones.

Para un sistema linealmente elástico la relación entre la fuerza lateral fS y la deformación resultante u es:

ukf S (3.1)

Donde k es la rigidez lateral del sistema y su unidad es [fuerza/longitud].

masa

amortiguamiento

(a) (b)

p(t)

u

u'

ug

u

p(t)

(a) (b)

f

fuerza externa

fuerza resistente

u

s

fs

fs


26

3.4 AMORTIGUAMIENTO

El amortiguamiento es el proceso por el cual la vibración libre disminuye en amplitud; en este proceso la energía

del sistema en vibración es disipada por varios mecanismos los cuales pueden estar presentes simultáneamente.

3.4.1 Mecanismos de Disipación

En sistemas simples como el de la Figura 3.4, la mayor parte de la disipación de la energía proviene de efectos

térmicos causados por repetidos esfuerzos elásticos del material y de la fricción interna cuando el sólido es

deformado.

Figura 3.4 fuerza de amortiguamiento [ref. 12]

En las estructuras actuales existen mecanismos adicionales que contribuyen a la disipación de la energía; algunos

de éstos son: las uniones de acero, el abrirse y cerrarse de las micro - fisuras del concreto, la fricción entre la

“estructura misma” y los elementos no estructurales como son los muros de partición.

3.4.2 Fuerza de Amortiguamiento

En las estructuras actuales el amortiguamiento es representado de forma idealizada; para efectos prácticos el

amortiguamiento actual en estructuras SDF puede ser idealizado satisfactoriamente por un amortiguamiento

lineal viscoso.

La Figura 3.4 muestra un sistema amortiguado sujeto a una fuerza fD aplicada en la dirección del desplazamiento,

la cual es equilibrada por la fuerza interna en el amortiguamiento que es igual y opuesta a la fuerza externa fD. La

fuerza de amortiguamiento fD está relacionada con la velocidad ú a través del coeficiente de amortiguamiento c

mediante:

ucf D (3.2)

A diferencia de la rigidez, el coeficiente de amortiguamiento no puede ser calculado a partir de las dimensiones

de la estructura y del tamaño de los elementos estructurales, debido a que no es factible el identificar todos los

mecanismos disipadores de energía vibracional en las estructuras actuales.

3.5 ECUACIÓN DE MOVIMIENTO1

La Figura 3.5 ilustra el modelo matemático de un sistema SDF sujeto a la acción de una fuerza dinámica p(t)

aplicada en la dirección del desplazamiento u(t) las cuales varían con el tiempo. La ecuación diferencial que

1 Anil K. Chopra, pp 14-16 [ref. 12]

(a) (b)

fD fD

fD

fuerza externa

fuerza resistente

fD

u


27

gobierna el desplazamiento u(t) puede ser derivada utilizando dos métodos: la 2ª ley de Newton y el principio de

equilibrio dinámico.

Figura 3.5 Sistema SDF, ecuación de movimiento [ref. 12]

3.5.1 Segunda ley de Newton

Todas las fuerzas que actúan en la masa son mostradas en la Figura 3.5(b). La fuerza externa es considerada

positiva en la dirección del eje de desplazamiento u(t), la velocidad ú(t) y la aceleración ü(t) son también

consideradas positivas en esa dirección. La fuerza elástica y de amortiguamiento actúan en dirección opuesta

debido a que son fuerzas internas que resisten la deformación y la velocidad respectivamente.

La fuerza resultante a lo largo del eje de desplazamiento es p(t) – fS – fD; aplicando la segunda ley de Newton se

tiene:

)(

)(

tDS

DSt

pffum

umffp

(3.3)

Reemplazando las ecuaciones 3.1 y 3.2 en la ecuación 3.3 se tiene:

)(tpukucum (3.4)

La ecuación 3.4 es la que gobierna la deformación u(t) de la estructura idealizada en la Figura 3.5 considerando

que la elasticidad es lineal.

3.5.2 Equilibrio Dinámico

El principio de equilibrio dinámico de D’Alembert está basado en el sistema de equilibrio de fuerzas. Es

considerada una fuerza de inercia ficticia que es igual al producto de la masa por la aceleración y actúa en

dirección opuesta a la aceleración; este estado, incluida la fuerza de inercia, es un sistema equilibrado en todo

instante. Es así que el diagrama de cuerpo libre (DCL) de la masa en movimiento puede ser dibujado para poder

utilizar los principios de estática y desarrollar la ecuación de movimiento.

El DCL en el tiempo t es representado en la Figura 3.5(c) con la masa reemplazada por la fuerza de inercia que es

dibujada con trazo punteado para ser distinguida como fuerza ficticia de las fuerzas reales. Estableciendo la suma

de todas las fuerzas igual a cero se tiene como resultado la ecuación 3.3.

3.5.3 Componentes de masa, amortiguamiento y rigidez

La ecuación que gobierna el movimiento para el sistema SDF puede ser formulada desde un punto de vista

alternativo:

(a) (b)

p(t)

u

p(t)m m

fDfS

(c)

fS fD

p(t)fI


28

Bajo la acción de la fuerza externa p(t) el estado del sistema está descrito por u(t), ú(t) y la ü(t) como se muestra en

la Figura 3.6(a). Visualizar el sistema como la combinación de los tres componentes: (1) rigidez, (2)

amortiguamiento y (3) masa. La fuerza externa fS en el componente de rigidez está relacionada con el

desplazamiento por la ecuación 3.1 si el sistema es linealmente elástico. La fuerza fD está relacionada con la

velocidad por la ecuación 3.2; y la fuerza externa fI en el componente de masa está relacionada con la

aceleración por umf I . La fuerza externa p(t) aplicada al sistema completo puede por tanto ser visualizada

como una cantidad distribuida en los tres componentes de la estructura, y entonces:

fS + fD + fI = p(t)

La cual es similar a la ecuación 3.3.

Figura 3.6 (a) Sistema (b) componente de rigidez (c) componente de amortiguamiento (d) componente de masa [ref. 12]

3.6 ECUACIÓN DE MOVIMIENTO: EXCITACIÓN SÍSMICA

El problema que concierne al ingeniero estructurista es el comportamiento de la estructura que está sujeta a

movimiento sísmico en su base, es debido a ello que a continuación se explica la ecuación de movimiento que

gobierna este fenómeno.

Figura 3.7

En la Figura 3.7 el desplazamiento del suelo (ug), el desplazamiento total del la masa (u’) y el desplazamiento

relativo entre la masa y el suelo (u) están relacionadas por la expresión:

' )()()( tgtt uuu (3.5)

Se obtiene la ecuación de equilibrio dinámico del diagrama de cuerpo libre de la Figura 3.7(b):

(a) (b)

p(t)

(c)

fS fD f I

(d)

= + +

desplazamiento u

velocidad u

aceleración ü

· desplazamiento u velocidad u· aceleración ü

(a) (b)

f f

f

u

u

u'

s D

I

g


29

0 SDI fff (3.6)

La fuerza elástica y de amortiguamiento son producidas por el movimiento relativo, u, entre la masa y la base, es

así que para el sistema lineal continúan siendo válidas las ecuaciones 3.1 y 3.2; entre tanto la fuerza de inercia fI

es relacionada a la aceleración de la masa, ü’, por:

'umf I (3.7)

Sustituyendo las ecuaciones 3.1, 3.2 y 3.7 en la ecuación 3.6 se tiene:

)(tgumukucum (3.8)

La ecuación 3.8 es la que gobierna el desplazamiento relativo ,u(t), del sistema lineal de la Figura 3.7 sujeto a la

aceleración del suelo, üg(t).

Comparando las ecuaciones 3.4 y 3.8 se observa que la ecuación de movimiento para el mismo sistema sujeto a

dos excitaciones por separado (üg y p(t)) es una y la misma. De este modo el desplazamiento relativo debido a la

aceleración del suelo, üg(t), será idéntico al desplazamiento de la estructura con base estacionaria sometida a la

acción de una fuerza externa igual a –m·üg. Por lo tanto el movimiento del suelo puede ser reemplazado por una

fuerza sísmica efectiva.

)()( tgteff ump (3.9)

Es importante reconocer que esta fuerza actúa en sentido opuesto a la aceleración y sobre todo que es

proporcional a la masa de la estructura.

Capítulo 4

VIBRACIÓN LIBRE

4.1 TEORÍA GENERAL DE VIBRACIONES

El análisis de vibraciones es un tema muy amplio al cual se han dedicado estudios completos, esta introducción

expone de forma resumida algunos aspectos teóricos de las vibraciones de los sistemas elásticos, que ayudarán a

comprender los métodos de cálculo de la acción de los sismos sobre las estructuras basados en sus efectos

dinámicos.

El estudio de las vibraciones se refiere a los movimientos de los cuerpos y a las fuerzas asociadas con ellos.

Todos los cuerpos que poseen masa y elasticidad, son capaces de vibrar. Una vibración mecánica es el

movimiento de una partícula o cuerpo que oscila alrededor de una posición de equilibrio. La mayoría de las

máquinas y estructuras experimentan vibraciones hasta cierto grado por lo que su diseño requiere la

consideración de este efecto dinámico debido a que ocasiona un aumento en los esfuerzos y tensiones.

Una vibración se produce cuando el sistema en cuestión es desplazado desde una posición de equilibrio estable, el

sistema tiende a retornar a dicha posición, bajo la acción de fuerzas de restitución elásticas o gravitacionales,

moviéndose de un lado a otro hasta alcanzar su posición de equilibrio. El intervalo de tiempo necesario para que

el sistema efectúe un ciclo completo de movimiento se llama periodo de vibración, el número de ciclos por

unidad de tiempo define la frecuencia y el desplazamiento máximo del sistema desde su posición de equilibrio se

denomina amplitud de vibración.

Los sistemas oscilatorios pueden clasificarse como lineales o no lineales. Para los sistemas lineales rige el

principio de superposición y las técnicas matemáticas para su tratamiento están bien desarrolladas (Ley de

Hooke). Por el contrario las técnicas para el análisis de sistemas no lineales son más complicadas y no muy

conocidas.

Existen dos clases de vibraciones, las libres y las forzadas. Cualquier sistema elástico puede tener una vibración

libre a consecuencia de un impulso inicial, donde el movimiento es mantenido únicamente por las fuerzas de

restitución inherentes al mismo. El sistema bajo vibración libre vibrará en una o más de sus frecuencias naturales,

dependientes de la distribución de su masa y rigidez.

Cuando al sistema se le aplica fuerzas perturbadoras externas, el movimiento resultante es una vibración forzada.

Cuando la excitación es oscilatoria, ya sea periódica o no, como la de un sismo, el sistema es obligado a vibrar a

la frecuencia de excitación, si ésta coincide con una de las frecuencias naturales del sistema se produce

resonancia, en este estado tienen lugar oscilaciones peligrosamente grandes; así la falla por resonancia de

estructuras como puentes o edificios es una dramática posibilidad que debe tenerse muy en cuenta. Por este

motivo el cálculo de las frecuencias naturales de vibración es de gran importancia en el diseño sísmico de

estructuras.

Vibración libre

31

)0(u)0(u

4.2 DEFINICIÓN

Una estructura está en vibración libre cuando es perturbada de su posición estática de equilibrio y comienza a

vibrar sin la excitación de fuerza externa alguna (p(t) = 0).

4.3 VIBRACIÓN LIBRE NO AMORTIGUADA

Figura 4.1 Sistema SDF: vibración libre sin amortiguamiento [ref. 12]

La ecuación que representa el movimiento de un sistema lineal SDF sin amortiguamiento y que no está sometido

a la acción de una fuerza externa es:

ukum 0 (4.1)

uu n 02 (4.2)

donde n es la frecuencia natural en vibración libre del sistema y es igual a:

m

kn (4.3)

El desarrollo de la ecuación diferencial 4.1 se expone en el Apéndice A-1, y su solución es:

tsenBtAu nnt cos)( (4.4)

Las constantes A y B se hallan a partir de las condiciones iniciales: y , el desplazamiento y la

velocidad iniciales respectivamente. Obteniéndose por lo tanto:

tsenu

tuu nn

nt

)0(

)0()( cos

(4.5)

T n = 2 n

Amplitud u 0

u (0) ·

u

u (0)

a

b

c

d

e t

u 0

b a c d

u 0

e

(a)

(b)

n

Vibración libre

32

Las Figuras 4.1(a) y 4.1(b) ilustran el movimiento de la masa durante un ciclo de vibración libre del sistema para la

ecuación 4.5. A partir de estas figuras se observa que el tiempo requerido de un sistema no amortiguado para

completar un ciclo de vibración libre es denominado periodo natural de vibración, Tn, y es:

nnT

2 (4.6)

La frecuencia cíclica natural de vibración, fn, es definida como el número de ciclos que se repiten en 1 [s] de

tiempo y su valor es:

nn

Tf

1 (4.7)

Las propiedades de vibración natural, n, Tn y fn, dependen de la masa y rigidez de la estructura, y el término

“natural” es utilizado para enfatizar el hecho de que éstas son propiedades naturales del sistema cuando éste esta

en estado de vibración libre.

El movimiento representado por la ecuación 4.5 puede también ser expresado en la forma:

tuu nt cos0)( (4.8)

Figura 4.2 Vibración libre, representación vectorial [ref. 13]

Donde u0 es la magnitud del desplazamiento máximo y es llamada amplitud de movimiento, la cual esta dada por:

2

)0(2)0(0

n

uuu

(4.9)

Y el ángulo de fase esta dado por:

)0(

)0(

u

uartg

n

(4.10)

u(0)·

u0

u(0)

nt

nt

n

n

u(0) cosnt senntn

u(0)·

u0 cos(nt-)

Imaginario

Real

Vibración libre

33

En la Figura 4.2 esta representada vectorialmente la ecuación de movimiento, donde la respuesta esta dada por la

parte real o proyección horizontal de los dos vectores de rotación; y el ángulo de fase representa la distancia

angular de retraso en la respuesta del término del coseno.

4.4 VIBRACIÓN LIBRE CON AMORTIGUAMIENTO VISCOSO

La ecuación de movimiento para un sistema lineal amortiguado en vibración libre es:

0 ukucum (4.11)

dividiendo la ecuación 4.11 por la masa se obtiene:

022

uuu nn (4.12)

donde: crc

c (4.13)

nncr

kkmmc

222 (4.14)

El coeficiente de amortiguamiento crítico, ccr, y la razón o relación de amortiguamiento crítico, son parámetros

que determinan el tipo de movimiento del sistema.

4.4.1 Tipos de Movimiento

Figura 4.3 Vibración libre de un sistema críticamente amortiguado, sobreamortiguado y subamortiguado [ref. 12]

La Figura 4.3 ilustra el desarrollo de este punto; ésta es una gráfica del movimiento u(t) debido a un

desplazamiento inicial u(0) para tres valores distintos de :

Si c=ccr ó =1 El sistema retorna a su posición inicial de equilibrio sin oscilar, por tal razón es

llamado sistema críticamente amortiguado o sistema con amortiguamiento crítico.

u(t

)/u

(0)

1/Tn

1

-1

0

1 2 3

subamortiguado, =0.1

criticamente amortiguado, =1

sobreamortiguado, =2

Vibración libre

34

Si c>ccr ó >1 El sistema no oscila pero retorna a su posición de equilibrio lentamente, por tal motivo

es denominado sistema sobreamortiguado.

Si c<ccr ó <1 El sistema oscila alrededor de la posición de equilibrio con una amplitud que decrece

progresivamente, y es llamado sistema subamortiguado.

El coeficiente de amortiguamiento crítico, ccr, llamado así debido a que es un valor pequeño de c que inhibe

completamente la oscilación y representa la línea de división entre el movimiento oscilatorio y mono oscilatorio.

Las estructuras civiles (puentes, edificios, embalses, etc.) poseen una relación de amortiguamiento <1 la cual las

cataloga como sistemas subamortiguados, es por esta razón que dichos sistemas se estudian con mayor

preferencia.

4.4.2 Sistema subamortiguado

Para un sistema subamortiguado (<1) el desarrollo de la ecuación 4.12 se encuentra en el Apéndice A-2, y su

solución es:

tsen

uutueu D

D

n

Dt

tn

)0()0(

)0()( cos

(4.15)

Donde D es la frecuencia natural de vibración amortiguada y su valor es:

21 nD (4.16)

Figura 4.4 Efecto del amortiguamiento en Vibración libre

Nótese que la ecuación 4.15 aplicada a un sistema no amortiguado (=0) se reduce a la ecuación 4.5. La Figura

4.4 ilustra una comparación entre un sistema subamortiguado y uno sin amortiguamiento; se observa que la

amplitud del sistema no amortiguado es la misma en todos los ciclos de vibración, en cambio para el sistema

amortiguado la amplitud decrece y lo hace en forma exponencial.

u (0) · u

u (0)

t

T n

T D

estructura no amortiguada

estructura

amortiguada

e n t

n t e

Vibración libre

35

El valor del periodo natural de vibración amortiguado es:

DDT

2 (4.17)

y está relacionado con el periodo natural sin amortiguamiento de la siguiente forma:

21 n

D

TT (4.18)

La relación entre dos desplazamientos pico en un intervalo de tiempo TD es constante, y el decremento

logarítmico está definido como el logaritmo natural de esta cantidad y está dado por:

2

1

2ln

21

Dni

i Tu

u (4.19)

y la relación entre dos desplazamientos cuales quiera es:

2ln1

1

1 ju

u

j (4.20)

El amortiguamiento tiene el efecto de reducir la frecuencia natural de n a D y aumentar el periodo natural de Tn

a TD; este efecto es despreciable para una relación de amortiguamiento debajo del 20%, un rango en el cual

están incluidas la mayoría de las estructuras; y, valga la redundancia, para la mayoría de las estructuras D y TD

son aproximadamente iguales a n y Tn

Vibración libre

36

4.5 EJEMPLOS

Ejemplo 4.1 Determinación de las propiedades dinámicas

En la Figura 4.5 se muestra una cubierta metálica, considerar el entramado infinitamente rígido y con una carga

muerta total de 120 [kg

/m2]. Todas las columnas son perfiles metálicos W10x30, considerarlas axialmente

indeformables. Determinar las propiedades de la estructura considerando que no existe amortiguamiento.

Figura 4.5 Estructura para el ejemplo 4.1

Solución

El peso del sistema es:

T w

w

96

4020120

La rigidez total de las dos columnas del Este es:

cmkg

E

E

E

9k

k

l

EIk

2.5572

400

93.70752100000122

12

3

3

La rigidez total de las columnas centrales es:

0Ck

1.2 m

4 m

20 m 20 m

20

m

N

elevación

planta

Vibración libre

37

La rigidez total de las dos columnas del Oeste es:

cmkg

O

O

O

k

k

l

EIk

07.1393

400

93.7075210000032

3

3

3

La rigidez total en la dirección Este-Oeste es:

cmkg 36.6965

k

kkkk OCE

La frecuencia circular natural es:

srad

n

n

n

n

w

gk

mk

43.8

96000

98036.6965

La frecuencia cíclica natural es:

hertz 34.1

2

1

n

n

nn

f

Tf

El periodo natural esta dado por:

s 74.0

1

n

nn

T

fT

Vibración libre

38

Ejemplo 4.2 Sistema en vibración libre no amortiguado

Una plancha es soportada por barras de acero (Figura 4.6), su periodo natural en vibración lateral es 0.5 [s].

Cuando una placa de 22 [kg] es sujeta a su superficie el periodo natural en vibración lateral es prolongado a 0.75

[s]. ¿Cual es la rigidez lateral efectiva y cual es el peso de la plancha?

Figura 4.6 Gráfica para el ejemplo 4.2

Solución

En la primera fase de vibración el periodo natural del sistema es:

mk

mkn

nT

25.0

22

24

km (a)

En la segunda fase de vibración el periodo natural del sistema es:

p

n

mm

kT

2

gm

k

22

275.0

(b)

Reemplazando (a) en (b) y resolviendo para la rigidez k:

98022

42

275.0

k

k

cmkg 84.2k

El peso de la plancha es:

kg 2w

gk

gmw

6.17

42

Tn=0.5 s. Tn=0.75 s.

Vibración libre

39

Ejemplo 4.3 Determinación de las características de amortiguamiento

Un tanque de agua elevado está sujeto a un cable en la parte superior, el cual le aplica una fuerza horizontal de 7

[T] y desplaza al tanque 5 [cm] de su posición de equilibrio, el cable es cortado repentinamente y el tanque entra

en vibración libre, al final de 4 ciclos el tiempo es de 2 [s] y la amplitud es de 2.5 [cm]. Calcular la relación de

amortiguamiento, el periodo natural de vibración no amortiguado, la rigidez efectiva, el peso efectivo, el

coeficiente de amortiguamiento y el número de ciclos requeridos para que la amplitud de desplazamiento

decrezca a 0.5 [cm].

Solución

La relación de amortiguamiento es:

2ln1

1

1 ju

u

j

25.2

5ln

4

1

% 75.2

El periodo natural de vibración no amortiguada es:

s 5.042 DT

nn

D TT

T

21

s 5.0nT

La rigidez efectiva es calculada a partir de:

ukf s

57000 k

cmkg 1400k

Para el peso efectivo se tiene:

srad 57.12

5.0

22

nn

T

wgk

n

mk

n

Sustituyendo los valores de k y n en la última ecuación se obtiene el peso efectivo:

T 68.8w

El coeficiente de amortiguamiento se obtiene de:

n

k

cr

c

c

c

2

Vibración libre

40

57.122

0275.0k

c

cmskg c 13.6

El número de ciclos que se requiere para que la amplitud decrezca al valor de 0.5 [cm] se obtiene de:

0275.0*25.0

5ln

1

2ln1

1

1

j

u

u

j j

ciclos 1333.13 j

Capítulo 5

VIBRACIÓN FORZADA

CARGA ARMÓNICA

5.1 JUSTIFICACIÓN

El estudio de la respuesta del sistema de un solo grado de libertad (SDF) a la acción de una carga armónica

establece bases para el entendimiento de la respuesta de estructuras más complejas a excitaciones externas.

5.2 SISTEMA NO AMORTIGUADO CON CARGA ARMÓNICA

5.2.1 Ecuación de Movimiento

Estableciendo p(t)=p0 · sent en la ecuación 3.4 se obtiene la ecuación diferencial1 que gobierna el movimiento

forzado por carga armónica para un sistema no amortiguado:

tsenpukum 0 (5.1)

Donde p0 es la amplitud o valor máxima de la fuerza (Figura 5.1) y es la frecuencia de excitación. La solución

particular a la ecuación diferencial 5.1 es:

tsen

k

pu

n

tp

2

0)(

1

1

(5.2)

La solución complementaria de la ecuación 5.1 es:

tsenBtAu nntc cos)( (5.3)

La solución total es la suma de ambas ecuaciones:

tsen

k

ptsenBtAu

n

nnt

2

0)(

1

1cos

(5.4)

1 La solución de esta ecuación se encuentra en el Apéndice A-3

Vibración forzada, carga armónica 42

Figura 5.1 Fuerza armónica

Las constantes A y B son determinadas aplicando las condiciones iniciales u(0) y ú(0), es así que se tiene:

Permanente

1

1

oTransitori Estado

1cos

2

0

2

0)0(

)0()(

Estado

tsenk

ptsen

k

putuu

n

n

n

n

nnt

(5.5)

Esta ecuación contiene dos componentes de vibración distintas:

El término “sent” para la oscilación en frecuencia de excitación; representa el estado permanente de

vibración debido a que siempre está presente porque la fuerza aplicada no depende de las condiciones

iniciales.

Los términos “sen nt” y “cos nt” para la oscilación en frecuencia natural del sistema; representan el

estado transitorio de vibración que depende de u(0) y ú(0), el cual existe a pesar de que estos valores sean

nulos. El término “estado transitorio de vibración” se debe a que el amortiguamiento, siempre presente en

sistemas reales, hace que la vibración libre decrezca en el tiempo.

Figura 5.2 Respuesta para un sistema no amortiguado sujeto a carga armónica: n=0.2; u(0)=0 y ú(0)=np0/k

T = 2p0

p

t

Amplitud

2

1

0

-1

-2

0 0.5 1.0 1.5 2.0

u / (u )

t

Respuesta Total

Respuesta

del Estado Permanente

(t) st 0


La ecuación 5.5 para condiciones iniciales en reposo u(0)=ú(0)=0 es expresada de la siguiente forma:

tsentsen

k

pu nn

n

t

2

0)(

1

1 (5.6)

5.2.2 Resonancia

Ignorando el efecto dinámico de la aceleración en la ecuación 5.1 se obtiene como resultado la deformación

estática en cada instante de tiempo:

tsenk

pu tst 0

)( (5.7)

El máximo valor de esta deformación es:

k

pu st

00)( (5.8)

Por lo tanto la respuesta dinámica del estado permanente, una oscilación sinoidal en frecuencia de excitación,

puede ser expresada como:

tsenuu

n

stt

20)(1

1)( (5.9)

El factor entre corchetes de la ecuación 5.9 es graficado contra la relación de frecuencias en la Figura 5.3, de la

cual se observa que:

Para n < 1 ó n el factor es positivo indicando que u(t) y p(t) tienen el mismo signo, lo que significa que

el desplazamiento está en fase con la fuerza aplicada. (el sistema está desplazado en la misma dirección de la

fuerza)

Para n > 1 ó n el factor es negativo indicando que u(t) y p(t) tienen signos opuestos, lo que significa

que el sistema estará fuera de fase con la fuerza aplicada. (el sistema está desplazado en dirección opuesta a

la fuerza)

Figura 5.3 Rd versus relación de frecuencias

5

4

3

2

1

0

-1

-2

-3

-4

-50 1 2 3

Relación de Frecuencias

1-()

1

2

n

n


La ecuación 5.9 puede ser reescrita en términos de la amplitud u0 y el ángulo de fase :

tsenRutsenuu dstt 00)( )( (5.10)

De donde se tiene que:

180

0

u

uR

n

n

nstd

2

0

0

1

1

)( (5.11)

Donde el factor de deformación Rd es la relación de amplitud de deformación vibratoria u0 y la deformación

estática (ust)0 debido a la fuerza p0.

Consiguientemente se define la frecuencia resonante como aquella frecuencia de excitación para la cual Rd es

máximo. Para un sistema no amortiguado la frecuencia resonante es n siendo Rd infinito para esta frecuencia y la

deformación vibratoria crece indefinidamente, pero ésta se vuelve infinita sólo después de un tiempo infinito.

Para n la ecuación 5.6 no es más válida; en este caso la función C·sent, como elección de una solución

particular a la ecuación diferencial2, falla debido a que ésta ya forma parte de la solución complementaria, por

tanto la solución particular ahora es:

nnntp ttk

pu cos

2

0)( (5.12)

Y la solución total es:

ttk

ptsenBtAu nnnnt cos

2cos 0

)( (5.13)

Las constantes A y B son determinadas aplicando las condiciones iniciales en reposo u(0)=ú(0)=0 es así que se tiene

la ecuación de respuesta:

tttsenk

pu nnnt cos

2

0)( (5.14)

ó:

tsenttu

u

nnn TTTst

t 22221

0

)(cos

)( (5.15)

Figura 5.4 Respuesta para un sistema no amortiguado sujeto a carga armónica de n

2 El desarrollo de esta expresión se encuentra en el Apéndice A-3.

-20

0

10

-10

u /

(u )

0

20

t

42 6 8

30

-30

Curva Envolvente

uu

(t)

st0

jj+1


En la Figura 5.4 está graficada la ecuación 5.15, de donde se observa que el tiempo requerido para completar un

ciclo de vibración es Tn. En cada ciclo el incremento de la amplitud3 está dado por:

k

pjj

uuu st

jj00

1 2)1(22

)( (5.16)

La interpretación de este resultado académico para estructuras reales es que a medida que la deformación se

incrementa, el sistema en algún punto en el tiempo fallará si es frágil o cederá si es dúctil.

5.3 SISTEMA AMORTIGUADO CON CARGA ARMÓNICA

5.3.1 Ecuación de movimiento

Figura 5.5 Respuesta para un sistema amortiguado sujeto a carga armónica

Incluyendo el amortiguamiento viscoso en la ecuación 5.1 la ecuación diferencial4 que gobierna este sistema es:

tsenpukucum 0 (5.17)

La solución particular de esta ecuación es:

tDtsenCu tp cos)( (5.18)

Donde:

222

0

222

20

21

2

21

1

nn

n

nn

n

k

pD

k

pC

(5.19)

3 Anil K. Chopra, pp 66 [ref. 12] 4 La solución de esta ecuación se encuentra en el Apéndice A-4

2

1

0

-1

-2

0 0.5 1.0 1.5 2.0

u(t

) /

(ust)0

t

Respuesta


Respuesta Total


La solución complementaria de la ecuación 5.17 es:

)cos()( tsenBtAeu DDt

tcn

(5.20)

Y la solución completa es:

Permanente Estado

tDtsenC

Temporal Estado

tsenBtAeu DDt

tn

cos)cos()(

(5.21)

Donde las constantes A y B pueden determinarse mediante procedimientos estándar en términos del

desplazamiento u(0) y la velocidad ú(0).

La Figura 5.5 muestra la ecuación 5.21 graficada para n = 0.2 = 0.05 u(0) = 0 y ú(0) =n p0 / k. La respuesta

total es representada por una línea de trazo continuo y la respuesta del estado permanente por una línea

discontinua, la diferencia entre ambas es la respuesta transitoria, la cual decae exponencialmente con el tiempo en

un valor que depende de n y quedando únicamente la respuesta forzada y es por esta razón que es llamada

respuesta del estado permanente.

5.3.2 Resonancia

Para n las constantes C y D de la ecuación 5.19 son:

2

)(0 0stu

D C

Las constantes A y B se obtienen a partir de las condiciones iniciales en reposo u(0)=ú(0)=0 y para n:

2

00

12

)(

2

)(

stst uB

uA

Entonces la respuesta para un sistema amortiguado sujeto a carga armónica para n es:

ttsenteuu nDDt

sttn

cos

1

cos2

1)(

20)( (5.22)

Esta ecuación de respuesta es graficada en la Figura 5.6, se observa que la magnitud de los desplazamientos es

menor que los presentados por la Figura 5.4, y que el límite de respuesta está dado por:

2

)( 00

stuu (5.23)

Para amortiguamientos pequeños el término del seno en la ecuación 5.22 es pequeño y nD , por lo que la

ecuación 5.22 toma la forma de:

teuu n

envolventefunción

tstt

n

cos1

2

1)( 0)(

(5.24)

La deformación varía con el tiempo como una función coseno, la amplitud se incrementa en función del tiempo

de acuerdo a la envolvente mostrada en la Figura 5.6 como una línea de trazo discontinuo. Es importante el notar


que la amplitud del estado permanente de deformación del sistema es influenciada fuertemente por el

amortiguamiento.

El desplazamiento pico uj después de j ciclos de vibración es determinado sustituyendo t=jTn en la ecuación 5.24,

estableciendo cosnt=1 y utilizando la ecuación 5.23, de donde se tiene:

jje

u

u2

0

1 (5.25)

Figura 5.6 Respuesta para un sistema amortiguado de 0.05 sujeto a carga armónica n

5.3.3 Deformación Máxima

La deformación en el estado permanente del sistema debida a una carga armónica descrita en la ecuación 5.18 y

la 5.19 puede ser reescrita como:

tsenRk

ptsenuu dt

00)( (5.26)

Donde 220 DCu y C

Dartg sustituyendo por C y D :

2220

0

21

1

)(nn

std

u

uR

(5.27)

21

2

n

nartg

(5.28)

Rd es graficada en función de n en la Figura 5.7(a) para algunos valores de notar que todas las curvas están

por debajo de la curva correspondiente a =0. El amortiguamiento reduce Rd y por consiguiente la amplitud de

deformación también reduce. La magnitud de esta reducción depende de la frecuencia de excitación de la

siguiente manera:

-20

0

10

-10

u(t

) /

(ust)0

0

20

t

42 6 8

Curva Envolvente

1/2

1/2

Amplitud



Si n << 1 (la fuerza está variando lentamente) Rd es sólo levemente más grande que 1 y es esencialmente

independiente del amortiguamiento.

k

puu st

000 )( (5.29)

Este resultado implica que la respuesta dinámica es esencialmente la misma que la deformación estática y es

controlada por la rigidez del sistema.

Si n >> 1 (la fuerza está variando rápidamente) Rd tiende a cero y no es afectada por el amortiguamiento.

Para valores grandes de n el término (n)4 es dominante en la ecuación 5.27, la cual puede ser

aproximada por:

2

0

2

2

00 )(

m

puu n

st (5.30)

Este resultado implica que la respuesta es controlada por la masa del sistema.

Si n 1 (la frecuencia de excitación se acerca a la frecuencia natural del sistema) Rd es sensible al

amortiguamiento, implicando que la deformación dinámica puede ser más grande que la estática. Si n la

amplitud máxima es la expresada por la ecuación 5.23:

n

st

c

puu

000

2

)( (5.31)

Este resultado implica que la respuesta es controlada por el amortiguamiento de la estructura.

5.3.4 Factores de Respuesta Dinámica

En este punto se introducen factores de respuesta de deformación, velocidad y aceleración que definen la

amplitud de estas tres cantidades de respuesta. La ecuación 5.10 se puede escribir de la siguiente forma:

tsenRk

pu dt

0)( (5.32)

Derivando la ecuación 5.32 se obtiene la respuesta para la velocidad:

tRkm

pu vt cos0

)( (5.33)

Donde el factor de respuesta para la velocidad esta relacionado con Rd mediante:

dv RRn (5.34)

Derivando la ecuación 5.33 se obtiene la respuesta para la aceleración:

tsenRm

pu at

0)( (5.35)

Donde el factor de respuesta para la aceleración esta relacionado con Rd mediante:

da RRn

2)( (5.36)


En la Figura 5.7 están graficados los tres factores de respuesta dinámica en función de n. Estas cantidades

están relacionadas de la siguiente forma:

dva RR

R

n

n

(5.37)

que hace posible el presentar estas tres gráficas en una sola utilizando un papel tetralogarítmico.

Figura 5.7 Factores de respuesta de desplazamiento, velocidad y aceleración para un sistema amortiguado sujeto a la acción de una

carga armónica.

5.3.5 Frecuencia Resonante y Respuesta Resonante

La frecuencia Resonante está definida como la frecuencia de excitación en la cual ocurre la amplitud máxima de

respuesta. La frecuencia resonante es determinada estableciendo la primera derivada igual a cero de Rd Rv y Ra

con respecto de n para 2

1 :

5

4

3

2

1

0

5

0

1

2

3

4

5

0

1

2

3

4

0 1 2 3

Rd

Rv

Ra

Relación de Frecuencias n

(a)

(b)

(c)


Frecuencia resonante para el desplazamiento: 221 n

Frecuencia resonante para la velocidad: n

Frecuencia resonante para la aceleración: 221

n

Para un sistema no amortiguado las tres frecuencias son iguales a n. Los tres factores de respuesta dinámica en

sus respectivas frecuencias resonantes son:

22 12

1

2

1

12

1

avd R R R (5.38)


5.4 EJEMPLOS

Ejemplo 5.1 Determinación de las propiedades dinámicas (resonancia)

La masa m, la rigidez k y la frecuencia natural n de un sistema de 1DOF son desconocidas. Estas propiedades

son determinadas mediante un ensayo de excitación armónica. Bajo una frecuencia de excitación de 4 [hertz] la

respuesta tiende a incrementarse sin límite. Luego se añade un peso adicional de 2.5 [kg] a la masa m y se repite

el ensayo, esta vez la resonancia sucede para f = 3 [hertz]. Determinar la masa y la rigidez del sistema.

Solución

Para f=4 [hertz] se tiene:

Tf

srad

n 13.258

24

2

1

se tiene que la frecuencia natural es:

mk

mk

n

8

mk 264 (a)

Para f=3 [hertz] se tiene:

srad

n 85.186

23

g

nm

k

5.2

gm

k

5.26

(b)

Reemplazando la ecuación (a) en (b) y resolviendo para m:

664

5.2

2

gm

m

gkg

gm 21.3

Reemplazando el valor de la masa en la ecuación (b) se obtiene el valor de la rigidez:

gk

21.3*64 2

cmkg k 07.2


8 sen tw=450 [T]

0.1 kT=11 [T/cm]

Ejemplo 5.2 Ecuación de movimiento sistema amortiguado sujeto a carga armónica

Determinar el desplazamiento del sistema de la Figura 5.8 para un

tiempo 1.2 [s] considerando el estado transitorio y el permanente

para condiciones iniciales en reposo.

a) Si n

b) La amplitud máxima para n

Figura 5.8

Solución

La ecuación de movimiento para el sistema amortiguado sujeto a carga armónica es:

tDtsenCtsenBtAeu DDt

tn

coscos)(

(5.15)

La frecuencia natural, de amortiguamiento y las constantes de la ecuación 5.15 se obtienen de:

cm

k

pD

k

pC

g

nn

n

nn

n

srad

nD

srad

mk

n

63.3

21

2

0

21

1

87.41.0189.41

89.4450

*1100

222

0

222

20

22

Las constantes A y B se determinan a partir de las condiciones iniciales u(0)=0 y ú(0)=0:

cm B

cm A

36.0

63.3

Por tanto la ecuación de movimiento es:

ttsenteu tt 89.4cos63.387.436.087.4cos63.389.41.0)(

El tiempo en el cual finaliza el estado transitorio es hallado igualando la respuesta total a la respuesta en el

estado permanente, lo que conduce a la siguiente ecuación:

tDtsenCtDtsenCtsenBtAe DDtn

coscoscos

De donde se tiene que:

D

BA

Aarcsen

t

22

(5.29)


87.4

36.063.3

63.3

22

arcsen

t

s t 302.0

Por lo tanto para el tiempo de 1.2 [s] el desplazamiento del sistema está dado por:

tu 89.4cos63.3)2.1(

cm u 32.3)2.1(

La frecuencia de excitación en la cual la respuesta máxima tiene lugar es:

srad

n 84.41.0*2189.421 22

El factor de respuesta de desplazamiento para esta frecuencia es:

02.5

1.011.0*2

1

12

1

22

dR

La amplitud máxima es:

11

802.5* 0

00 k

pRuRdu dst

cm u 65.30


w=60 [T]

0.2 kT=10 [T/cm]

10 sen t

Ejemplo 5.3 Respuesta máxima

Determinar la respuesta máxima del sistema de la Figura

5.9, la carga dinámica actúa durante un tiempo de 20 [s] y la

frecuencia de excitación es n 5.0

Figura 5.9

Solución

El movimiento del sistema se divide en dos fases: la fase 1 comprende el movimiento debido a la excitación

externa y la fase 2 abarca el tiempo durante el cual el sistema se encuentra en vibración libre.

Fase 1

La ecuación de movimiento para un sistema amortiguado sujeto a una carga armónica es:

tDtsenCtsenBtAeu DDt

tn

coscos)(

La frecuencia natural, de excitación y de amortiguamiento son:

srad

nD

srad

n

srad

mk

n

g

07.112.0179.121

39.679.12*5.05.0

79.1260

*1000

22

Las constantes C y D se calculan según la ecuación 5.13 y las constantes A y B a partir de las condiciones

iniciales u(0)=0 y ú(0)=0, y sus valores son:

cm B

cm A

cm D

cm C

64.0

33.0

33.0

25.1

Por tanto la ecuación de movimiento para esta fase es:

ttsentsenteu tt 39.6cos33.039.625.107.1164.007.11cos33.079.12*2.0)(

(a)

Y la amplitud máxima se calcula mediante:

222

0

222

00

5.0*2.0*25.01

1

10

10

21

1

u

k

pu

nn

cm u 29.10


Fase 2

La ecuación de movimiento para un sistema subamortiguado 12.0 en vibración libre es:

tsen

uutueu D

D

n

Dt

tn

)0()0(

)0()( cos

(b)

Para la cual las condiciones iniciales son el desplazamiento y la velocidad evaluados para un tiempo de 20 [s]

en la ecuación (a) de la fase 1:

cm uu

cm uu

50.2

23.1

)20()0(

)20()0(

La amplitud máxima es:

2

)0()0(2)0(0

D

nuuuu

22

007.11

23.1*79.12*2.05.223.1

u

cm u 23.10

Por tanto comparando las amplitudes máximas de ambas fases se tiene que la respuesta máxima del sistema es:

cm u 29.10

Capítulo 6

MOVIMIENTO FORZADO

CARGA IMPULSIVA

6.1 INTRODUCCIÓN

Una carga impulsiva consta esencialmente de un impulso principal, el cual generalmente es de corta duración

como el que se muestra en la Figura 6.1. Las explosiones y las ráfagas de viento son excitaciones de este tipo, que

pueden ser idealizados por formas simples como se verá en párrafos posteriores.

La respuesta del sistema sujeto a carga impulsiva no llega a alcanzar el estado permanente de vibración; debido a

que la respuesta máxima es alcanzada en un lapso corto de tiempo, antes de que la fuerza de amortiguamiento

pueda absorber gran parte de la energía de vibración del sistema, solo se considera la respuesta no amortiguada

en esta sección.

Utilizando ecuaciones diferenciales se determina la respuesta de un sistema sujeto a carga impulsiva en dos fases:

la fase de vibración forzada, que abarca el tiempo de excitación, y la fase en vibración libre, que continua al

finalizar la acción de la carga impulsiva.

Figura 6.1 Excitación del tipo carga impulsiva

6.2 CARGA IMPULSIVA RECTANGULAR

El primer caso en analizar es la respuesta de la estructura sujeta a una carga impulsiva de tipo rectangular como la

que se muestra en la Figura 6.2. La ecuación a resolver es:

t

p(t)

Vibración forzada, carga impulsiva

57

)(tpkuum

1

1

tt

tt p

0

0 ( 6.1)

Figura 6.2 Impulso Rectangular

Con las condiciones iniciales en reposo 0)()( tt uu , el análisis es realizado en dos fases:

Fase I La fuerza es aplicada instantáneamente y permanece constante durante esta fase. La solución particular

para la ecuación diferencial es:

k

pu tp

0)( (6.2)

Y la solución complementaria es:

tsenBtAu nntc cos)( (6.3)

Y la solución total es la suma de ambas soluciones:

k

ptsenBtAu nnt

0̀)( cos (6.4)

Aplicando las condiciones iniciales a la ecuación 6.4 se determinan las constantes A y B, y la ecuación de

respuesta para esta fase es:

Para: 10 tt tk

pu nt cos10

)( (6.5)

Fase II La ecuación de respuesta para la fase de vibración libre esta dada por la ecuación 4.5:

tsenu

tuu nn

nt

)0(

)0()( cos

(6.6)

Para: 01 tt )()(cos 1

)(

1)()(1

1ttsen

uttuu n

n

t

ntt

(6.7)

t

p

1

0

Fase I Fase II

1t-t

p(t)

t


58

Para este impulso rectangular es evidente que la respuesta máxima ocurrirá siempre en la fase I, si 21nT

t

correspondiente a cargas de duración larga1 y el factor de respuesta en este caso es Rd=2:

k

pu 0

0 2 (6.8)

Para cargas de duración corta, la respuesta máxima ocurre en la fase de vibración libre y está dada por:

2)(

2

)(

0 1

1

tn

tu

uu

(6.9)

Con la velocidad final de la fase I 10

)( 1tsen

k

pu nnt y

nTn 2 en la ecuación 6.9 se tiene:

Para: 21nT

t nT

tsen

k

pu 10

0 2

(6.10)

nd

T

tsenR 12

(6.11)

Por tanto se observa que el factor de respuesta dinámica varía como una función seno de la duración del impulso

para 21nT

t , ver Figura 6.5.

6.3 CARGA IMPULSIVA TRIANGULAR

El segundo caso a analizar es el impulso triangular decreciente de la Figura 6.3, el análisis de la respuesta se

realiza análogamente al análisis de la carga impulsiva rectangular.

Figura 6.3 Impulso Triangular

1 Referirse a la sección 6.6

t

p

1

0

Fase I Fase II

1t-t

p(t)

t


59

Fase I La función que describe la carga durante esta fase es )1(1

0)( tt

t pp . La solución particular a la

ecuación de movimiento para esta carga es:

)1(1

0)( t

ttp

k

pu (6.12)

Aplicando en la solución general las condiciones iniciales en reposo se determinan las constantes de integración

A y B obteniendo la ecuación de respuesta para esta fase:

1cos

11

0)(

t

tt

t

tsen

k

pu n

n

nt

(6.13)

Fase II Evaluando la ecuación 6.13 para el desplazamiento y la velocidad en t=t1 (fin de la primera fase) se

tiene:

1

1

10)( cos

1t

t

tsen

k

pu n

n

nt

(6.14)

11

1

10)(

1cos1 t

tsent

t

k

pu

nn

n

nnt

Y sustituyendo en la ecuación 6.6 se obtiene la respuesta en vibración libre para la fase II. El máximo valor de

desplazamiento, u0, es calculado evaluando la ecuación de respuesta para el tiempo en el cual la velocidad es

cero.

Para cargas de corta duración (t1<0.4Tn) la respuesta máxima ocurre durante la fase II de vibración libre, de lo

contrario ocurre durante la fase I. El valor del factor de deformación Rd está tabulado para varias duraciones de

carga en la Tabla 6.1.

t1/T 0.20 0.40 0.50 0.75 1.00 1.50 2.00

Rd 0.60 1.05 1.19 1.38 1.53 1.68 1.76

Tabla 6.1 Factor de Deformación para carga Impulsiva Triangular

6.4 CARGA IMPULSIVA TIPO SINOIDAL

La Figura 6.4 ilustra este tipo de carga (impulso de onda sinoidal). El análisis de la respuesta es también realizado

en dos fases:

Fase I Durante esta fase la estructura esta sujeta a una carga armónica, empezando desde el reposo. La

respuesta no amortiguada, que incluye tanto el estado transitorio como permanente, está dada por la ecuación

5.6:

Para 10 tt

tsentsenk

pu nn

n

t

2

0)(

1

1 (6.15)


60

Figura 6.4 Impulso de una mitad de onda Sinoidal

Fase II El movimiento en vibración libre que tiene lugar en esta fase depende del desplazamiento )( 1tu y de la

velocidad )( 1tu presentes al final de la fase I y puede ser expresado como:

Para: 01 tt )()(cos 1

)(

1)()(1 ttsen

uttuu n

n

t

ntt

(6.16)

Para el ingeniero estructural la respuesta máxima producida por la carga impulsiva es de mayor interés que el

histograma completo. El tiempo en el cual ocurre el desplazamiento máximo es calculado igualando a cero la

primera derivada de la ecuación 6.15:

)coscos()(1

10

2

0 ttk

p

t

un

n

de donde:

tt n coscos

y por tanto:

...3,2,1,02 n tnt n (6.17)

esta expresión es válida sólo mientras ·t, es decir la respuesta máxima ocurre mientras la carga impulsiva esta

actuando. Para la condición de carga en la que la frecuencia de excitación se aproxima a la frecuencia natural, el

tiempo en el cual la respuesta máxima ocurre está dado adoptando n=1 y utilizando el signo negativo en la

ecuación 6.17, lo cual da:

)(1

2

n

t

(6.18)

la amplitud de respuesta máxima es obtenida reemplazando la ecuación 6.18 en la ecuación 6.15, el resultado es

válido sólo para t, para el cual 1n .

Para 1n la respuesta máxima ocurre en la fase de vibración libre. El desplazamiento inicial y la velocidad

inicial para esta fase se calcula reemplazando ·t1= en la ecuación 6.15:

t

p

1

0

Fase I Fase II

1t-t

p(t)

t

p(t)=p0 sen t


61

)0()(1

12

0)( 1

nnn

t senk

pu

(6.19)

)cos1()(1 2

0)( 1

nn

tk

pu

la amplitud de esta fase esta dada por la ecuación 6.9, y sustituyendo los valores )t(u1

y )t(u1

en ésta se tiene:

nnn

kp

ou

cos22

)(1 2

0

(6.20)

para 1n , 1tt el factor de respuesta de desplazamiento es:

nn

n

kpd

uR

2cos

)(1

2

2

0

0

(6.21)

6.5 RESPUESTA AL MOVIMIENTO DEL SUELO.

La respuesta máxima, como se observa en párrafos anteriores, depende de la relación de duración del impulso

con el periodo natural de la estructura. Debido a esto es conveniente el graficar el factor de respuesta Rd en

función de nTt1 para varios tipos de carga impulsiva (Figura 6.5); este tipo de grafica es conocida como

espectro de repuesta de desplazamiento o espectro de respuesta para cargas impulsivas. Generalmente este tipo de

gráficas son útiles para predecir los efectos máximos causados por cargas impulsivas que actúan en una estructura

simple.

Figura 6.5 Espectro de respuesta de desplazamiento para tres tipos de impulso (espectro de choque).

0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0

0

0.4

0.8

1.2

1.6

2.0

2.4

Razon de impulso, t /T

Fac

tor

de

mag

nif

icac

ion d

inam

ica,

D

1


62

Este tipo de espectro de respuesta también sirve para indicar la respuesta de la estructura a un impulso de

aceleración aplicada en su base. Si la aceleración aplicada en la base es üg(t), ésta produce una carga impulsiva

efectiva de peff(t) = -m·üg(t). Si la aceleración máxima en la base es denotado por üg0 el impulso efectivo máximo es

p0eff = -m·üg0. El factor de deformación toma la forma de:

kp

std

u

u

uR

0

0

0

0

)(

reemplazando por effp0 :

0

02

0

0

g

n

gd

u

u

kum

uR

(6.22)

alternativamente esta ecuación puede ser reescrita como:

0

0

gd

u

uR

(6.23)

donde 0u es la aceleración máxima total de la masa2. Es evidente que el espectro de respuesta de la Figura 6.5

puede ser usado para predecir la respuesta de aceleración máxima de la masa, m, a un impulso de aceleración

aplicada en la base, también como la respuesta de desplazamiento máxima debido a carga impulsiva. Cuando es

utilizada la Figura 6.5 para este propósito es generalmente designada como espectro de choque.

6.6 ANÁLISIS APROXIMADO DE RESPUESTA PARA CARGA IMPULSIVA.

El análisis del espectro de respuesta presentado en la Figura 6.5 conduce a dos conclusiones generales acerca de

la repuesta de una estructura sujeta a carga impulsiva:

1. Para cargas de larga duración, por ejemplo, 11 nTt , el factor de respuesta depende principalmente del

valor del incremento de la carga hasta su valor máximo.

2. Para cargas de corta duración, por ejemplo, 41

1 nTt , la amplitud del desplazamiento máximo u0

depende principalmente de la magnitud del impulso aplicado dtpI

t

t1

0

)( y no es influenciada

fuertemente por la forma de la carga impulsiva. El factor de respuesta Rd sin embargo, es completamente

independiente de la forma de la carga debido a que es proporcional a la relación del área del impulso con

la amplitud máxima de la carga. Por tanto u0 es la medida mas significativa de la respuesta y esta ocurre

durante la fase de vibración libre.

A continuación es desarrollado un procedimiento aproximado para evaluar la respuesta máxima de un sistema

sujeto a una carga impulsiva de corta duración. De acuerdo a la segunda ley de Newton si una fuerza p actúa en el

cuerpo de masa m, el valor del cambio de momento del cuerpo es igual al valor de la fuerza aplicada, esto es:

pt

um

)( (6.24)

2 Para mayor referencia ver ecuación 3.5


63

para una masa constante esta ecuación es:

pum (6.25)

integrando ambos lados con respecto de t:

2

1

)( 12

t

t

umuumpdt (6.26)

la integral en el lado izquierdo de esta ecuación es la magnitud del impulso, y el producto de la masa por la

velocidad es el momento, esta ecuación establece que la magnitud del impulso es igual al cambio de momento.

Este resultado es aplicable a un sistema simple, y debido a que la fuerza actúa por un infinitésimo periodo de

tiempo los componentes de elasticidad y amortiguamiento no tienen tiempo de responder; es así que se tiene la

respuesta después de la fase de excitación, es decir la respuesta en vibración libre:

)()(cos 1

)(

1)()(1

1ttsen

uttuu n

n

t

ntt

en la cual el termino )( 1tu es despreciable por ser extremadamente pequeño y la velocidad uu t )( 1

, por tanto la

ecuación anterior se puede escribir como:

)(1

1

0

)()(

1

ttsendtpm

u n

t

tn

t

(6.27)


64

6.7 EJEMPLOS


Hallar la respuesta máxima para la carga impulsiva tipo sinoidal, Figura 6.4, en los siguientes casos:

a) La carga es un impulso de larga duración, considerando que: / n = 2/3 ó t1=3/4 Tn.

b) La carga es un impulso de corta duración con: / n = 4/3 ó t1=3/8 Tn.

c) La carga impulsiva resonante: = n.

Solución

a) La respuesta máxima ocurre durante la fase de excitación, para este caso la ecuación 6.18 da:

54

)2/3(1

2

t

con este valor sustituyendo en la ecuación 6.15 tenemos:

77.1)()3/4(1

15

63

25

42

)(

0

sensenRu

d

k

p

t

b) La respuesta ocurre en la fase de vibración libre, para este caso la ecuación 6.21 da:

31.1)(2

cos)(1

)(2

342

34

34

dR

c) Con similar procedimiento, la máxima respuesta a la carga resonante, =n, se puede hallar de la ecuación

6.14 (ecuación de resonancia). En este caso la máxima respuesta ocurre al final de la carga impulsiva:

nTt21

1 nnT

2

de estas dos ecuaciones se tiene: 1t , reemplazado este valor en la ecuación 6.14:

)cos(21)(

0

senRu

d

k

p

t

5712

.Rd


65

Ejemplo 6.2 Espectro de choque

Como un ejemplo del uso del espectro de choque para evaluar la respuesta máxima en sistemas simples sujetos a

cargas impulsivas considerar el sistema mostrado en la Figura 6.6 lo cual representa una estructura simple

sometida una carga explosiva.

Figura 6.6

Solución:

079909811700

27022

2.

kg

WT

nn

La razón de impulso es:

625007990

0501 ..

.

T

t

n

De la Figura 6.5 el factor de respuesta de deformación es: 311.Rd por tanto el desplazamiento máximo es:

34701700

4503110

0 ..k

pRu d

y la fuerza elástica máxima que se desarrolla es:

590347017000 .ukf max,s [t]

Si el impulso debido a la explosión fuese de una duración t1=0.005 seg., El factor de deformación, Rd para esta

razón de impulso, t1/Tn = 0.062 es: Rd = 0.24 y por tanto la fuerza elástica resistente: fs=198 [t]. Evidentemente

para cargas impulsivas de muy corta duración, gran parte de la fuerza aplicada es resistida por la inercia de la

estructura y el esfuerzo producido es muy pequeño que aquel debido a cargas de larga duración.

p(t) Peso total W=270 [ton]

Resistencia elástica:

fs=kv

Rigidez lateral total:

k=1700 [ton/cm]

450 [t

on]

t1=0.05 [seg] t

Carga explosiva p(t)


66


Considerar el pórtico de la Figura 6.7, que esta constituido por columnas metálicas de sección W8x18 y una viga

rígida, el cual tiene un periodo natural Tn=0.5 seg.

Despreciando el amortiguamiento determinar la máxima respuesta del pórtico sujeto a una carga impulsiva

rectangular de amplitud 1800 kg. y una duración t1=0.2 seg.

Figura 6.7

Solución:

4050

201 ..

.

T

t

n

90214022 1 ..senT

tsenR

nd

24507400

4725762100000232

33.

.

L

EIkk coltot

[kg/cm]

55324507

180000 .

.k

p)u( st [cm]

756902155300 ...)u(Ru std [cm]

El momento flexionante se encuentra a partir de la fuerza estática equivalente:

634231800902100

00..pR

k

pRkukf dds [kg]

debido a que las columnas son idénticas en sección y longitud se puede obtener el momento flexionante en la

parte superior de las columnas.

2684742

63423

2.

.h

fM s [kg·m]

el esfuerzo flexionante es grande en las fibras extremas del perfil de las columnas en la parte superior:

27.4908249

26447

.

.

s

MMM

I

yM

cI

yI

[kg/cm2]

W8x18

Resistencia elástica

W8x18

Viga rígida

4 m

p(t)

(a) (b) (c) (d)

u0 6847.2 [kg m]

2749 [kg/cm2]

fs=k u

W8x18


67


Determinar la respuesta máxima, y su respectivo tiempo para el sistema de la Figura 6.8a, sujeto a una carga

impulsiva mostrada en la Figura 6.8b.

Figura 6.8

Solución

La respuesta máxima es la mayor de las respuestas de las tres fases:

FASE I 2500 1 .t

seg.

FASE II 5020 1 .t.

seg.

FASE III 501 .t

seg.

FASE I. La ecuación de equilibrio es:

)t(pukum

Dividiendo entre la masa m y reemplazado mk

n 2

se tiene:

k

puu

n)t(

n

2

2

De la ecuación de la recta ascendente se tiene: 1tt

o)t( pp , reemplazando este valor en la anterior

ecuación tenemos:

1

202

tk

tpuu n

n

Resolviendo esta ecuación se tiene:

La solución complementaria es:

tsenBtcosAu nnc

La solución particular es:

1

0

t

t

k

pu p

Peso W = 30 [ton]

t

1.1

5 g

0.2 seg

k=3 [ton/cm]

Fase I

0.3 seg

Fase II Fase III

üg

(a) (b)


68

La solución total es la suma de ambas:

1

0

t

t

k

ptsenBtcosAu nn)t(

Las constantes son determinadas a partir de las condiciones iniciales en reposo: 000 )()( uu :

0A

01

1

0 tk

ptcosBtsenAu nnnn)t(

1

0 1

tk

pB

n

Por tanto:

1

0

1

0 1

t

t

k

ptsen

tk

pu n

n)t(

tsent

tk

pu n

n)t(

1

1

0

Para hallar la máxima respuesta:

2

3

1

t

tsen

n

n

476.0905.92

3

2

3

n

t [seg]

1tt

0.476 > 0.2 seg. La respuesta máxima se da en le tiempo t=0.2 seg.

k

p...sen

..

.k

pu ).(

0020 5370209059

9059

120

20

tcos

tk

pu n

n

n)t(

1

1

0

k

p...cos

.k

pu ).(

0020 99462090591

20

FASE II. La ecuación de equilibrio:

k

puu

n)t(

n

2

2

De la ecuación de la recta descendente se tiene: 002

ppptt

)t( , reemplazando este valor en la

anterior ecuación tenemos:

2

202

1t

t

k

puu n

n

Resolviendo esta ecuación se tiene:

La solución complementaria es:

tsenBtcosAu nnc


69

La solución particular es:

2

0 1t

t

k

pu p

La solución total es la suma de ambas:

2

0 1t

t

k

ptsenBtcosAu nn)t(

Las constantes son determinadas a partir de las condiciones iniciales, condiciones de la FASE I

k

puu t

0)()0( 537.0

1

k

puu t

0)()0( 994.6

1

k

p

k

pAu 00

)0( 537.0 k

pA

0463.0

k

p

tk

pBu n

0

2

0)0( 994.6

3.0

1994.6

905.9

0

k

pB

k

pB 0043.1

2

0)( 1043.1cos463.0

t

ttsent

k

pu nnt

01

cos043.1463.02

0)(

tttsen

k

pu nnnnt

Resolviendo para n·t:

nt= 0.729 t=0.0761 seg.

t=-0.190 t=0.178 seg

3.0

178.01178.0905.9043.1178.0905.9cos463.00

)178.0(max senk

puu

k

pu 0

max 519.1

FASE III. Vibración libre:

2)0(

2

)0(

0 uu

un

de la fase anterior:

k

p.uu ).()(

0300 6330

k

p.uu ).()(

0300 73912

k

p

k

p

k

pu 0

2

0

2

00 433.1633.0

905.9

739.12


70

Para hallar la máxima respuesta:

22

000max

905.9

15.0519.1519.1519.1519.1

gu

k

um

k

pu

gg

278.2max u [cm]

378.02.0178.0 t [seg]

Capítulo 7

RESPUESTA A CARGA

DINAMICA GENERAL

7.1 INTEGRAL DE DUHAMEL

Figura 7.1 Derivación de la integral de Duhamel (no amortiguado)

El procedimiento descrito en el Capítulo 6 para evaluar la respuesta de la estructura a impulsos de corta duración

sirve de base para evaluar la respuesta a carga dinámica general. Considerar la carga dinámica general p(t) de la

Figura 7.1, mas específicamente la intensidad de carga p() actuando en el tiempo t=. Esta carga que actúa

durante el intervalo corto de tiempo d produce un impulso de corta duración p()d sobre la estructura y la

ecuación 6.27 puede usarse para evaluar la respuesta de este impulso, se debe notar que aunque este

procedimiento es aproximado se vuelve exacto cuando la duración de la carga se aproxima a acero. Por tanto para

un intervalo de tiempo d, la respuesta producida por la carga p() es:

Para t > )()(

)(

tsen

m

dpdu n

nt (7.1)

d

t

p(t)

(t-

Respuesta du(t)

p()


72

En esta expresión el término du(t) representa la respuesta diferencial al impulso diferencial y no la variación de u

durante el intervalo de tiempo dt.

El histograma de carga completo consiste de una sucesión de impulsos cortos, cada uno de ellos produce su

propia respuesta diferencial. La respuesta total a la carga arbitraria es la suma de todos los impulsos de duración

d, es decir:

t

nn

t dtsenpm

u

0

)()( )(1

(7.2)

esta es una expresión exacta llamada integral de Duhamel. Debido a que esta basada en el principio de

superposición solamente es aplicable a estructuras linealmente elásticas.

En la ecuación 7.2 se asume tácitamente que la carga se inicia en el tiempo t=0 cuando la estructura esta en

reposo; para condiciones iniciales distintas del reposo 0)0( u y 0)0( u se añade la respuesta en vibración

libre a la solución, entonces se tiene:

t

nn

nnn

t dtsenpm

tutsenu

u

0

)()0(

)0(

)( )(1

cos

(7.3)

usando la integral de Duhamel para un SDF no amortiguado la repuesta se determina asumiendo condiciones

iniciales en reposo para una fuerza p(t)=p0 y t>0, entonces la ecuación 7.2 es:

)cos1()(cos

)( 0

0

0

0

0)( t

k

pt

m

pdtsen

m

pu n

t

n

n

n

t

nn

t

7.2 INTEGRAL DE DUHAMEL PARA UN SISTEMA NO AMORTIGUADO.

Si la función de carga es integrable, la respuesta dinámica de la estructura puede ser evaluada por integración

formal de la ecuación 7.2 ó 7.3; sin embargo en muchos casos la carga es conocida solo de datos experimentales,

y la respuesta debe ser evaluada por procesos numéricos. Para el análisis es práctico utilizar la identidad

trigonométrica nnnnnn senttsentsen coscos)( para reformular la ecuación 7.2:

t t

nn

nnn

nt dsenpm

tdpm

tsenu

0 0

)()()(

1coscos

1

ó

tBtsenAu ntntt cos)()()( (7.4)

donde:

t

nn

t dpm

A

0

)()( cos1

(7.5)

t

nn

t dsenpm

B

0

)()(

1


73

7.3 INTEGRAL DE DUHAMEL PARA UN SISTEMA AMORTIGUADO.

El análisis para obtener la integral de Duhamel que expresa la respuesta de un sistema amortiguado a una carga

general es similar al análisis para un sistema no amortiguado, con la única variante que la respuesta en vibración

libre iniciada por un impulso diferencial p()·d esta sujeta a un decremento exponencial. De este modo

estableciendo u(0)=0 y mdpu /)( )()0( en la ecuación 4.15 da:

)(

)()()(

tsen

m

dpedu D

D

tt

n (7.6)

la respuesta de la carga total arbitraria es:

t

Dt

Dt dtsenep

mu n

0

)()()( )(

1

(7.7)

para una evaluación numérica de la respuesta del sistema amortiguado la ecuación 7.7 puede ser escrita en forma

similar a la ecuación 7.4:

tBtsenAu DtDtt cos)()()( (7.8)

donde en este caso:

t

DtD

t

t

DtD

t

dsene

ep

mB

de

ep

mA

n

n

n

n

0

)()(

0

)()(

1

cos1

(7.9)

Para la excitación dinámica debida a la aceleración del suelo, la fuerza p() toma el valor de:

)()( gump (7.10)

7.4 EVALUACIÓN NUMÉRICA DE LA RESPUESTA DINÁMICA1

La solución analítica de la ecuación de movimiento para un sistema simple no es posible si la excitación (fuerza

aplicada p(t) o aceleración del suelo )(tgu ) varía arbitrariamente con el tiempo, o si el sistema no es lineal.

Un método más general de solución consiste en el cálculo iterativo de la respuesta a través de una serie de

cálculos utilizando interpolación lineal, el cual es un procedimiento numérico altamente eficiente que puede ser

desarrollado para sistemas lineales.

La Figura 7.2 muestra una función de excitación en forma general, la cual es aproximada a través de una serie de

líneas rectas suficientemente cercanas, de tal forma que se asume una discrepancia muy pequeña, es decir, si el

intervalo de tiempo es muy pequeño la interpolación lineal es satisfactoria. La función de excitación para el

intervalo de tiempo 1 ii ttt está dada por:

i

ii

t

ppp

)( (7.11)



74

donde:

iii ppp 1 (7.12)

y la variable de tiempo varía de 0 a ti. Para simplificar algebraicamente se considera primero a un sistema sin

amortiguamiento. Para este caso la ecuación a ser resuelta es:

i

ii

t

ppukum

(7.13)

Figura 7.2 Interpolación lineal

La respuesta u() para it0 es la suma de tres partes: (1) la vibración libre debido al desplazamiento inicial

ui y velocidad iu para =0. (2) la respuesta para la fuerza pi con condiciones iniciales de cero. (3) la respuesta

para (pi/ti)· con condiciones iniciales de cero. Adoptando las soluciones disponibles de los párrafos

precedentes para estos tres casos la respuesta total es:

in

n

i

in

in

n

ini

t

sen

tk

p

k

psen

uuu

cos1cos)(

y (7.14)

)cos1(1

cos)(

nin

in

in

n

ini

n tk

psen

k

pusenu

u

Evaluando estas ecuaciones para =ti proporciona el desplazamiento ui+1 y la velocidad 1iu en el tiempo i+1:

)(1

)cos(1)()cos(1 ininin

iin

iin

n

iinii tsent

tk

pt

k

ptsen

utuu

(7.15)

)cos(11

)()cos()(1in

in

iin

iin

n

iini

n

i ttk

ptsen

k

pt

utsenu

u

t

p(t)

Real

Interpolado: p()

ti ti+1

pi

pi+1

ti


75

Estas ecuaciones se pueden replantear después de sustituir la ecuación 7.12 como fórmulas recurrentes:

11 iiiii pDpCuBuAu

(7.16)

11 iiiii pDpCuBuAu

estas fórmulas también son aplicables para sistemas amortiguados, las cuales tienen sus respectivas expresiones

para los coeficientes A, B,..., D’; y éstas están dadas en la Tabla2 5.2.1 [ref .12] para sistemas subamortiguados;

cuyo título es: “Coeficientes para las fórmulas recurrentes ( < 1)”.

2 Anil K. Chopra, pp 159 [ref. 12]


76

7.5 EJEMPLOS

Ejemplo 7.13 Integral de Duhamel para un sistema sin amortiguamiento

Calcular la respuesta dinámica del tanque de agua de la Figura 7.3, el cual está sujeto a una carga explosiva cuyo

histograma de fuerza se muestra en la misma figura.

Figura 7.3

Solución

Para la resolución de este problema se utiliza a continuación “Mathcad 2000”, el cual es un programa de

análisis matemático que hace más fácil la resolución de integrales de este tipo.

Cálculos adicionales

Gravedad [ft/s2]: 3.32:g

Frecuencia natural: w

gkn

:

Periodo natural: n

nT

2:

Primera fase, para 0<t<0.025

El histograma de carga para esta fase está definido por la recta, de coordenadas [a,b] y [c,d], para la

evaluación de la carga en función del tiempo.

025.0:

0:

c

a

6.96:

0:

d

b

la ecuación de la recta resultante es:

xbaxac

bdp x

0.3864)(:)(

Evaluación de A(t) y B(t) para el cálculo de la integral de Duhamel:

t

nxt dxxpA0

)()( )cos(: t

nxt dxxsenpB0

)()( )(:

3 Ejemplo comparativo con: Joseph Penzien, pp 104-110 [ref. 13]

k=2700 k/ft

w=96.6 k p(t)

fs0.025 s 0.025 s

96.6 k

p(t)

t

histograma de carga


77

La respuesta de desplazamiento es:

)cos()(3.32

: )()()( tBtsenAw

u ntntn

t

La respuesta de fuerza elástica es:

)()( : tt ukf

La respuesta de velocidad4 es:

)()( : tdtd

t uv

Segunda fase, para 0.025<t<0.05

El histograma de carga para esta fase está definido por la recta, de coordenadas [e,g] y [h,i], para la evaluación

de la carga en función del tiempo.

025.0:

0:

h

e

0:

6.96:

i

g


6.960.3864)(:)(

ge

eh

gip

las condiciones iniciales para esta fase son:

tiempo inicial [s]: 025.0:tr

desplazamiento inicial[ft]: 3)( 10271.3 tru

velocidad inicial [ft/s]: 385.0)( trv

Evaluación de 5C(t) y D(t) para el cálculo de la integral de Duhamel:

j

nj dpC0

)()( )cos(: j

nj dsenpD0

)()( )(:


)cos()(3.32

)cos()(: )()()(

)(

)( jDjsenCw

jujsenv

res njnjn

ntrnn

tr

j


)()( : jj reskfuerza

La respuesta de velocidad es:

)()( : jdjd

j resvel

Tercera fase, para vibración libre t>0.05


tiempo inicial [s]: 05.0:to

desplazamiento inicial[ft]: 017.0)05.0( trres

velocidad inicial [ft/s]: 563.0)05.0( trvel

4 ù(t)=v(t) 5 C(t)=C(j)


78

La respuesta de desplazamiento para vibración libre es:

)cos()(: )05.0(

)05.0(

)( sresssenvel

reslib ntrnn

tr

s

La respuesta de fuerza elástica para la vibración libre es:

)()( : ss reslibkflib

las graficas de respuesta en las tres fases son:

Respuesta máxima: Fuerza[k]=69.214 en un tiempo [s]=0.0772

Respuesta máxima: Desplazamiento[ft]=0.025635 en un tiempo [s]=0.0772

0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 100

75

50

25

0

25

50

75

100

Respuesta de Fuerza Elástica

tiempo [s]

fuez

a el

ásti

ca [

k]

0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.04

0.03

0.02

0.01

0

0.01

0.02

0.03

0.04

Respuesta de Desplazamiento

tiempo [s]

des

pla

zam

iento

[ft

]


79

Ejemplo 7.26 Integral de Duhamel para un sistema con amortiguamiento

Calcular la respuesta dinámica del tanque de agua de la Figura 7.4 que tiene una razón de amortiguamiento

=5%, el cual está sujeto a una carga explosiva cuyo histograma de fuerza se muestra en la misma figura.

Figura 7.4

Solución

Cálculos adicionales

Gravedad [ft/s2]: 3.32:g

Frecuencia natural: w

gkn

:

Periodo natural: n

nT

2:

Razón de amortiguamiento: 05.0:

Frecuencia de amortiguamiento: 21: nD

Primera fase, para 0<t<0.025

El histograma de carga para esta fase está definido por la recta, de coordenadas [a,b] y [c,d], para la

evaluación de la carga en función del tiempo.

025.0:

0:

c

a

6.96:

0:

d

b


xbaxac

bdp x

0.3864)(:)(

Evaluación de A(t) y B(t) para el cálculo de la integral de Duhamel:

t

Dt

x

xt dxxe

epA

n

n

0)()( )cos(:

t

Dt

x

xt dxxsene

epB

n

n

0)()( )(:

6 Ejemplo comparativo con: Joseph Penzien, pp 104-110 [ref. 13]

k=2700 k/ft

w=96.6 k p(t)

fs0.025 s 0.025 s

96.6 k

p(t)

t

histograma de carga


80


)cos()(3.32

: )()()( tBtsenAw

u DtDtD

t


)()( : tt ukf

La respuesta de velocidad7 es:

)()( : tdtd

t uv

Segunda fase, para 0.025<t<0.05

El histograma de carga para esta fase está definido por la recta, de coordenadas [e,g] y [h,i], para la evaluación

de la carga en función del tiempo.

025.0:

0:

h

e

0:

6.96:

i

g


6.960.3864)(:)(

ge

eh

gip


tiempo inicial [s]: 025.0:tr

desplazamiento inicial[ft]: 3)( 10211.3 tru

velocidad inicial [ft/s]: 376.0)( trv

Evaluación de 8C(t) y D(t) para el cálculo de la integral de Duhamel:

j

Djj de

epC

n

n

0)()( )cos(:

j

Djj dsene

epD

n

n

0)()( )(:


)cos()(3.32

)()cos(: )()(

)()(

)()( jDjsenCw

jsenuv

jueres DjDjD

DD

trntr

Dtrj

jn


)()( : jj reskfuerza

La respuesta de velocidad es:

)()( : jdjd

j resvel

Tercera fase, para vibración libre t>0.05


tiempo inicial [s]: 05.0:to

desplazamiento inicial[ft]: 017.0)05.0( trres

velocidad inicial [ft/s]: 52.0)05.0( trvel

7 ù(t)=v(t) 8 C(t)=C(j)


81

La respuesta de desplazamiento para vibración libre es:

)()cos(:)05.0()05.0(

)05.0()( ssenresvel

sresereslib DD

trntr

Dtrs

sn

La respuesta de fuerza elástica para la vibración libre es:

)()( : ss reslibkflib

las graficas de respuesta en las tres fases son:

Respuesta máxima: Fuerza[k]=64.1402 en un tiempo [s]=0.0758

Respuesta máxima: Desplazamiento[ft]=0.023756 en un tiempo [s]=0.075

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 100

75

50

25

0

25

50

75

100

Respuesta de Fuerza Elástica

tiempo [s]

fuez

a el

ásti

ca [

K]

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.03

0.0225

0.015

0.0075

0

0.0075

0.015

0.0225

0.03

Respuesta de Desplazamiento

tiempo [s]

des

pla

zam

ien

to [

ft]

Capítulo 8

RESPUESTA SÍSMICA

A SISTEMAS LINEALES

8.1 MOVIMIENTO DEL SUELO

Las vibraciones del suelo producidos por movimiento sísmico en un sitio específico dependen de la proximidad

de éste a la fuente de origen, de las características del sitio y de la atenuación de la aceleración pico. La amplitud,

frecuencia y el tiempo de duración son requeridos para clasificar el movimiento, y estos parámetros se obtienen a

partir de acelerogramas registrados en diferentes puntos. Estos registros son utilizados para demarcar áreas o

zonas con similar potencial de riesgo sísmico, tomando en cuenta la frecuencia de ocurrencia, la predicción de la

magnitud máxima del sismo, la probabilidad de excedencia de esta magnitud, la distancia al origen, la

localización de la falla de origen y los detalles geológicos del área. Estas demarcaciones son presentadas como

mapas de riesgo sísmico que contienen zonas correspondientes a aceleraciones pico del suelo.

8.2 RESPUESTA DINÁMICA DE LA ESTRUCTURA

Las cargas gravitatorias que actúan sobre la estructura son fuerzas estáticas, las cuales son independientes del

tiempo; en cambio las fuerzas sísmicas que actúan en la estructura, por efecto de la vibración variable del suelo

causan una respuesta dependiente del tiempo.

La respuesta generada depende de la magnitud y duración de la excitación, de las propiedades dinámicas de la

estructura y de las características de los depósitos de suelo en el lugar. La vibración del suelo se amplifica en la

estructura dependiendo del periodo fundamental de ésta, en mayor o menor medida. El efecto del

amortiguamiento o resistencia a la fricción de la estructura en la vibración impuesta influye en la magnitud y

duración del movimiento inducido, y usualmente se asume para edificios normales un amortiguamiento del 5 %

(=0.05).

8.3 ECUACIÓN DE MOVIMIENTO

La ecuación que gobierna el movimiento de un sistema simple (Figura 8.1) sujeto a la aceleración del suelo üg(t)

es la ecuación 3.8; dividiendo esta ecuación por la masa se obtiene:

)(2

2 tgnn uuuu (8.1)

Respuesta sísmica a sistemas lineales

83

Figura 8.1 Sistema simple de un grado de libertad (SDF)

Está claro que para una üg(t) dada, la respuesta u(t) del sistema depende solo de la frecuencia natural, n, o del

periodo natural del sistema, Tn, y del amortiguamiento, es decir ),,( nTtuu .

La aceleración del suelo durante un sismo varía irregularmente, por tal motivo la solución analítica de la ecuación

de movimiento debe ser descartada, por tanto es necesario el empleo de métodos numéricos para determinar la

respuesta estructural.

8.4 ESPECTRO DE RESPUESTA

8.4.1 Cantidades de Respuesta

La deformación del sistema o el desplazamiento relativo u(t) de la masa es la respuesta de mayor interés por estar

relacionada linealmente a las fuerzas internas (momentos flexionantes, cortantes en vigas y columnas).

8.4.2 Histograma de Respuesta

Para una üg(t) del suelo, la respuesta de deformación u(t) de un SDF depende sólo de Tn y del amortiguamiento del

sistema. La Figura 8.2(a) muestra la respuesta de deformación de tres diferentes sistemas debido a la aceleración

del suelo de El Centro1, notándose la deformación pico en cada caso; se observa que de estos tres sistemas, aquel

que tiene el Tn mayor también tiene la deformación pico más grande.

La Figura 8.2(b) muestra la respuesta de deformación de tres sistemas sujetos al mismo movimiento; en ésta se

hace variar el amortiguamiento y el Tn se mantiene constante, se observa que la respuesta del sistema con mayor

amortiguamiento es menor que la del sistema con amortiguamiento leve.

Una vez que se ha evaluado la respuesta de deformación u(t) por análisis dinámico de la estructura, las fuerzas

internas pueden determinarse mediante un análisis estático de la estructura en cada instante de tiempo. Basado en

el concepto de la Fuerza Estática Equivalente fs:

)()( tts ukf (8.2)

Donde k es la rigidez lateral del sistema, y expresada la ecuación anterior en términos de la masa se tiene:

)()(2

)( ttnts Amumf (8.3)

1 Componente N-S del movimiento del suelo registrado durante el sismo del Centro, California; 18 de Mayo de1940

ug

kc

m ugu

u'

k

c

u'

(a) (b)


84

donde:

)(2

)( tnt uA (8.4)

Figura 8.2 Respuesta de deformación de un sistema SDF para el sismo del Centro

A(t) es llamada seudo aceleración o aceleración espectral del sistema, cuya respuesta puede ser calculada a partir

de la respuesta de desplazamiento, u(t); dicho concepto es ilustrado en la Figura 8.3.

Figura 8.3 Respuesta de seudo aceleración de un sistema SDF al sismo del Centro

Def

orm

ació

n

u

[in]

0 10 20 30

2.67 in

10

0

-10

Tiempo, [s]

10

-10

0

-10

0

10

-10

Def

orm

ació

n

0

0

-10

10

Tiempo, [s]

10 20 30

10

0

-10

10

0

Tn = 0.5 [s] = 0.02 Tn = 2 [s] = 0

Tn = 1 [s] = 0.02 Tn = 2 [s] = 0.02

Tn = 2 [s] = 0.02 Tn = 2 [s] = 0.05

5.97 in

7.47 in

7.47 in

9.91 in

5.37 in

( b )( a )

Seu

doac

eler

ació

n, A

·g

0 10 20 30

1.09 ·g

1.2

0

-1.2

Tiempo, [s]

1.2

-1.2

0

-1.2

0

1.2

Tn = 0.5 [s] = 0.02

Tn = 1 [s] = 0.02

Tn = 2 [s] = 0.02

0.610 ·g

0.191 ·g


85

Para un pórtico simple las fuerzas internas de corte y momento en las columnas y vigas pueden ser determinadas

mediante análisis estático sujeta a una fuerza lateral estática equivalente, fs(t), en un instante de tiempo

seleccionado. Por tanto el análisis estático de la estructura será necesario en cada instante de tiempo de la

respuesta.

De este modo la cortante basal, Vb(t), y el momento volcador, Mb(t), se pueden determinar a partir de:

)()( tstb fV )()( tstb fhM (8.5)

Figura 8.4 Fuerza estática equivalente

Figura 8.5 (a) Aceleración del suelo (b) Respuesta de deformación de tres sistemas SDF con =2% y Tn=0.5; 1; 2 seg. (c) Espectro de

Respuesta de Deformación para =2%

h

f s (t)

Vb (t)

M b (t)

Def

orm

ació

n

u [i

n]

0 10 20 30

2.67 in

10

0

-10

Tiempo, [s]

10

-10

0

-10

0

10

Tn = 0.5 [s] = 0.02

Tn = 1 [s] = 0.02

Tn = 2 [s] = 0.02

5.97 in

7.47 in

( b )

0Tiempo, [s]

( a )

10 20 30

0

-0.4

0.4

0 1 2 3

5

10

15

20

0

2.6

7 i

n 5.9

7 i

n

7.4

7 i

n

D =

u

o

[i

n]

( c )

Tn, [s]

üg (

t) /

g

m

m

m


86

8.4.3 Concepto del Espectro de Respuesta

En ingeniería sísmica, el espectro de respuesta da un significado conveniente al sumario de respuestas pico de

todos los posibles sistemas simples (SDF) sujeto a un componente particular de movimiento del suelo, también

provee aproximaciones prácticas para aplicar los conocimientos de dinámica estructural.

Una gráfica de valores pico de respuesta de una cantidad como función del periodo natural de vibración del

sistema o cualquier parámetro relacionado como n o fn es llamado espectro de respuesta para esa cantidad.

8.4.4 Espectro de Respuesta de Deformación

Este espectro es una gráfica de u0 contra Tn para un fijo. La Figura 8.5 ayuda a entender el procedimiento para

determinar el espectro, dicho espectro es desarrollado para el movimiento sísmico de El Centro, Figura 8.5(a). La

variación de la deformación inducida por el movimiento del suelo es mostrada en la Figura 8.5(b). Para cada

sistema el valor pico de deformación es determinado del histograma de deformación. El valor de la amplitud u0

determinado para cada sistema provee una coordenada o punto en el espectro de respuesta de deformación.

Repitiendo estos cálculos para un rango de valores de Tn, mientras se mantiene constante, provee el espectro de

respuesta de deformación, Figura 8.5(c).

8.4.5 Espectro de Respuesta de Seudo Velocidad

Figura 8.6 Espectro de respuesta (=2%) para el sismo de El Centro: (a) Espectro de respuesta de Deformación (b) Espectro de respuesta de Seudo Velocidad (c) Espectro de respuesta de Seudo Aceleración.

0 1 2 30

5

10

15

20

00

1 2 3

10

0 1 2 3

0.5

0

20

30

40

50

1

1.5

( a )

( b )

( c )

2.6

7 5.9

7

7.4

7

23.5

37.5

33.7

0.1

91

0.6

10

1.0

9

D,

[in

]V

, [i

n/s

]A

· g

Tn, [s]

Tn, [s]

Tn, [s]


87

Considerar una cantidad V para un sistema simple con una frecuencia natural, n, relacionado con su deformación

pico 0uD debido al movimiento del suelo por:

DT

DVn

n

2 (8.6)

Donde V es llamada seudo velocidad pico, el prefijo seudo es usado porque 0uV aunque tengan las mismas

unidades. Debido a esta relación es posible trazar el espectro de respuesta de seudo velocidad, como se muestra

en la Figura 8.6.

8.4.6 Espectro de Respuesta de Seudo Aceleración

Considerar una cantidad A para un sistema simple con una frecuencia natural, n, relacionado con su deformación

pico 0uD debido al movimiento del suelo por:

DT

DAn

n

2

2 2

(8.7)

Donde A es llamada seudo aceleración pico; el prefijo seudo es usado porque 0uA . El espectro de respuesta

de la seudo aceleración es trazado en función de Tn en la Figura 8.6.

8.4.7 Espectro de Respuesta Combinado D-V-A

Figura 8.7 Espectro de respuesta combinado D-V-A para el sismo de El Centro, =2%

Los tres espectros proveen directamente cantidades físicas significativas, es por esta razón que son necesarios. El

espectro de deformación provee la deformación pico del sistema; el espectro de seudo velocidad está relacionado

0.10.02 0.05 50

Periodo natural de vibración Tn, [s]

0.50.2 1 2 105 20

V ,

[

in/s

]

1

2

5

20

10

50

100

0.5

0.2

100

0.1

10

1

0.1

0.01

10

0.01

0.00

1

D,

in

A · g

= 0.02

7.470.

191·

g

23.5


88

directamente con la energía pico almacenada en el sistema durante un sismo; el espectro de seudo aceleración

está relacionado directamente con el valor pico de la fuerza estática equivalente y el cortante basal.

Para propósitos prácticos de diseño las tres cantidades espectrales pueden ser representados en un solo gráfico;

esta representación es posible gracias a que las tres cantidades están interrelacionadas por las ecuaciones 8.6 y

8.7.

DT

VAT

n

n

2

2 (8.8)

Debido a esta interrelación estas cantidades se pueden graficar en un papel tetralogarítmico2, como se ve en la

Figura 8.7.

8.4.8 Construcción del Espectro de Respuesta

El espectro de respuesta para un componente üg(t) de movimiento del suelo puede ser desarrollado a partir de los

siguientes pasos:

1. Definición numérica de la aceleración del suelo, üg(t): típicamente, las ordenadas del movimiento del

suelo son definidas cada 0.02 segundos.

2. Seleccionar el periodo natural de vibración Tn y la relación de amortiguamiento de un sistema SDF.

3. Calcular la respuesta de deformación u(t) de este sistema debido al movimiento del suelo üg(t) por

cualquier método numérico.

4. Determinar la amplitud máxima, u0.

5. Las ordenadas espectrales son: D=u0, V=(2/Tn)D, y A=(2/Tn)2D.

6. Repetir los pasos del 2 al 5 para un rango de valores Tn y .

7. Presentar los resultados de los pasos 2 al 6 gráficamente, ya sea por separado o combinados.

8.5 CARACTERÍSTICAS DEL ESPECTRO DE RESPUESTA

En la Figura 8.8 se muestra el espectro de respuesta para el movimiento sísmico de El Centro junto con los

valores pico de 0gu , 0gu , 0gu del suelo correspondientes a dicho movimiento sísmico; dichos parámetros serán de

utilidad para la construcción del espectro de diseño. La Figura 8.9 muestra el espectro de respuesta para 5 % de

amortiguamiento usando escalas normalizadas: 0gu

D,

0gu

V

y

0gu

A

, junto con una versión idealizada del mismo.

Sobre la base de las Figuras 8.8 y 8.9 se estudian las propiedades del espectro de respuesta para varios rangos de

periodos de vibración, los cuales están delimitados por valores de periodos en a, b, c, d, e y f.

Para sistemas de periodos de muy corta duración Tn<Ta la aceleración espectral o seudo aceleración, A,

para cualquier valor de amortiguamiento se aproxima a üg0 y D es muy pequeño. Se puede entender esta

tendencia sobre la base del siguiente razonamiento; para una masa fija, un sistema de periodo muy corto

es esencialmente rígido, es de esperarse que dicho sistema sufra pequeñas deformaciones y que su masa

se mueva rígidamente con el sistema.

Para sistemas con periodos de muy larga duración Tn>Tf el desplazamiento D para cualquier valor de

amortiguamiento se aproxima a ug0 y A es muy pequeño. Se puede entender esta tendencia sobre la base

del siguiente razonamiento; para una masa fija, un sistema con periodo largo de vibración es

extremadamente flexible, es de esperarse que la masa permanezca esencialmente estacionaria, mientras

que el suelo que está por debajo se encuentra en movimiento.



89

Para sistemas con periodos cortos Ta<Tn<Tc la aceleración espectral, A, excede a ü0 con una

amplificación que depende de Tn y . A, se puede idealizar constante en el rango de periodo Tb<Tn<Tc

amplificado por un factor que depende de .

Para sistemas con periodos de larga duración Td<Tn<Tf, D, generalmente excede a ug0 con una

amplificación que depende de Tn y . En el rango de periodo Td<Tn<Te, D, se puede idealizar como

constante y correspondiente a un valor de ug0 amplificado por un factor que depende de .

Para sistemas con periodos intermedios Tc<Tn<Td, V, exceda a 0gu , y V se puede considerar constante e

igual a un valor de la 0gu amplificado por un factor que depende de .

Figura 8.8 Espectro de repuesta (=0; 2; 5; 10 %) y valores pico de la aceleración, velocidad y desplazamiento del suelo para el sismo de El Centro.

En base a estas observaciones el espectro es dividido en tres rangos de periodo: La región en la cual Tn>Td es

llamada región sensitiva de desplazamiento, debido a que la respuesta estructural esta más directamente

relacionada con el desplazamiento del suelo. La región en la cual Tn<Tc es llamada región sensitiva de

aceleración porque la respuesta esta relacionada directamente con la aceleración del suelo. Y la región intermedia

en la cual Tc<Tn<Td es llamada región sensitiva de velocidad debido a que la respuesta parece relacionarse mejor

con la velocidad del suelo que con otros parámetros de movimiento. Para un movimiento particular del suelo los

periodos Ta, Tb, Te y Tf en el espectro idealizado son independientes del amortiguamiento, pero Tc y Td varían con

éste. El gran beneficio del espectro idealizado, aunque se note su imprecisión con relación al espectro de

respuesta, esta en la construcción del espectro de diseño representativo de muchos movimientos del suelo.

Los valores de periodos asociados con los puntos Ta, Tb, Te, Td, Te y Tf y los factores de amplificación para los

segmentos b-c, c-d y d-e no son únicos debido a que varían para cada movimiento del suelo.

El amortiguamiento, como es de esperarse, reduce la respuesta de la estructura y esta reducción es diferente en las

tres regiones espectrales. En el limite en el cual 0nT el amortiguamiento no afecta a la respuesta debido a que

la estructura se mueve rígidamente con el suelo. En el límite contrario donde nT el amortiguamiento

tampoco afecta la respuesta porque la masa estructural permanece inmóvil mientras el suelo se mueve. El efecto

del amortiguamiento tiende a ser grande en la región sensitiva de velocidad, en ésta dicho efecto depende de las

características del movimiento del suelo. Si el movimiento del suelo se asemeja a una carga armónica de muchos

0.10.02 0.05 50


0.50.2 1 2 105 20

V ,

[

in/s

]

1

2

5

20

10

50

100

0.5

0.2

100

0.1

10

1

0.1

0.01

10

0.01

0.00

1

D,

inA · g

ugo = 13.04

ügo =

0.3

19·g

ugo =

8.40

1 ·


90

ciclos, el efecto del amortiguamiento es grande para sistemas próximos a la resonancia; y si el movimiento del

suelo es de corta duración con solo unos pocos ciclos, la influencia del amortiguamiento es pequeño y hasta

despreciable, como es el caso de cargas impulsivas.

Figura 8.9 Espectro de respuesta para el sismo de El Centro mostrado por una línea continua, junto con una versión idealizada mostrada

por una línea discontinua, para un =5 %

8.6 ESPECTRO ELÁSTICO DE DISEÑO

Para propósitos de diseño el espectro de respuesta es inapropiado; la forma dentada en el espectro de respuesta es

característico de una sola excitación, el espectro de respuesta para otro movimiento del suelo registrado en el

mismo sitio durante un sismo diferente es también dentado, pero los picos y valles no son necesariamente en los

mismos periodos; igualmente no es posible predecir el espectro de respuesta con todos sus detalles para un

movimiento del suelo que pueda ocurrir en el futuro. De este modo el espectro de diseño debe consistir de un

grupo de curvas suavizadas o una serie de curvas rectas con una curva para cada nivel de amortiguamiento. El

espectro de diseño debe ser representativo de movimientos del suelo registrados en el sitio durante sismos

pasados, sino existe registros sísmicos en el lugar entonces el espectro de diseño se debe basar en movimientos

del suelo registrados en otros sitios bajo condiciones similares. Los factores que influyen en esta selección son: la

magnitud del sismo, la distancia del sitio a la falla sísmica, el mecanismo de falla, la geología presente en la

trayectoria del viaje de las ondas sísmicas y las condiciones locales del suelo en el sitio.

El espectro de diseño se basa en un análisis estadístico del espectro de respuesta para un conjunto de

movimientos del suelo. Para una serie de registros sísmicos a cada periodo natural le correspondería un número i

de valores espectrales igual al número de registros de movimientos del suelo. El análisis estadístico de estos datos

provee la distribución de probabilidades para las ordenadas espectrales, el valor de la media y la desviación

estándar para cada periodo Tn. Conectando todos lo valores medios se obtiene el espectro de respuesta medio en

forma normalizada, y el espectro de respuesta de la media mas una desviación estándar es obtenida de forma

0.10.02 0.05 50


0.50.2 1 2 105 20

V ,

[

in/s

]

0.1

0.2

0.5

2

1

5

10

0.05

0.02

10

10

0.01

0.001

100

D,

inA · g

1

0.1

0.01

1

0.1

Aceleración

Sensitiva

DesplazamientoVelocidad

SensitivaSensitiva

Regiones Espectrales

T f

= 1

5

T e

= 1

0

T d

= 3

.0

T c

= 0

.5

T b

= 0

.12

5

T a

= 0

.03

5

a

b

c d

e

f


91

similar. En la Figura 8.10 se observa que estos dos espectros son mas suavizados que el espectro de respuesta

para un solo movimiento del suelo (Figura 8.8).

Figura 8.10 Espectro de respuesta medio y medio mas una desviación estándar con una distribución de probabilidad para V en Tn=0.25;1

y 4 seg. y =5%. La línea discontinua muestra un espectro de diseño idealizado.

Como se muestra en la Figura 8.10 la curva suavizada del espectro puede ser idealizada por una serie de líneas

rectas mucho mejor que el espectro correspondiente a un movimiento individual (Figura 8.9).

Figura 8.11 Construcción del espectro de diseño elástico

Periodo natural de vibración Tn, (escala log.)

Seu

dovel

oci

dad

, (

esca

la l

og.)

a

b

c d

e

f

V · ugo

A · ügo

D · u

go

ugo

ugo

ügo

1/ 33 [s]

33 [hz]

1/ 8 [s]

33 [hz]

10 [s]

1/10 [hz]

33 [s]

1/33 [hz]

Aceleración pico del suelo,

velocidad y desplazamiento

Espectro de diseño elástico ·

·

0.10.02 0.05 50


0.50.2 1 2 105 20

V /

ug

o

0.1

0.2

0.5

2

1

5

10

0.05

0.02

10

10

0.01

0.001

100

D /

ugoA / ügo

1

0.1

0.01

1

0.1

T e

= 1

0

T d

= 3

.13

5

T c

= 0

.34

9

T b

= 1

/ 8

T a

= 1

/ 3

3

a

b

c d

e

f

Media + 1

T f

= 3

3

Media

·


92

Se han desarrollado varios procedimientos para construir dicho espectro de diseño a partir de parámetros de

movimiento del suelo. Uno de estos procedimientos se ilustrado en la Figura 8.11. los valores recomendados de

periodos Ta, Tb, Te y Tf y los factores de amplificación para las tres regiones espectrales se desarrollan a partir de

un análisis de un conjunto de movimientos del suelo registrados en terreno firme (roca, roca suave, y sedimentos

competentes). Los factores de amplificación para dos diferentes probabilidades de no excedencia: 50% y 84.1%

se dan en la Tabla 8.1 para varios valores de amortiguamiento y en la Tabla 8.2 como una función de la relación

de amortiguamiento. La probabilidad del 50% de no excedencia representa el valor medio de las ordenadas

espectrales, y el 84.1% representa el valor de la media mas una desviación estándar asumiendo una distribución

de probabilidad log-normal para las ordenadas espectrales3.

Amortiguamiento

(%)

Media

(50%) Desviación estándar, 1

(84.1 %)

A V D A V D

1 3.21 2.31 1.82 4.38 3.38 2.73

2 2.74 2.03 1.63 3.66 2.92 2.42

5 2.12 1.65 1.59 2.71 2.30 2.01

10 1.64 1.37 1.20 1.99 1.84 1.69

20 1.17 1.08 1.01 1.26 1.37 1.38

Tabla 8.1 Factores de Amplificación: Espectro de Diseño Elástico

Media

(50%) Desviación estándar, 1

(84.1 %)

A 3.32 – 0.68 ln 4.38 – 1.04 ln

V 2.31 – 0.41 ln 3.38 – 0.67 ln

D 1.82 – 0.27 ln 2.73 – 0.45 ln

Tabla 8.2 Factores de Amplificación: Espectro de Diseño Elástico

8.6.1 Construcción del espectro de diseño

A partir de la Figura 8.11 se desarrolla el siguiente procedimiento para la construcción del espectro de diseño:

1. Graficar la línea discontinua correspondiente a los valores pico del suelo: 000 ,, ggg uuu para el

movimiento del suelo de diseño.

2. Obtener a partir de las tablas 8.1 y 8.2 los valores para A, V y D para un seleccionado.

3. Multiplicar 0gu por el factor de amplificación A para obtener la línea recta b-c, que representa un valor

constante de seudo aceleración, A.

4. Multiplicar 0gu por el factor de amplificación V para obtener la línea recta c-d, que representa un valor

constante de seudo velocidad, V.

5. Multiplicar 0gu por el factor de amplificación D para obtener la línea recta d-e, que representa un valor

constante de deformación, D.



93

6. Dibujar la línea 0guA para periodos menores que Ta y la línea 0guD para periodos mayores que Tf.

7. Las líneas de transición a-b y e-f completan el espectro.

Observar que los valores de periodos asociados con los puntos a ,b, e, f en el espectro son fijos, los valores de la

Figura 8.11 son para suelo firme. Los puntos c y d se encuentran a partir de la intersección de las constante-A,

constante-V, constante-D del espectro. La localización de estos puntos de intersección varia con la relación de

amortiguamiento, , porque estos dependen de los factores de amplificación A, V y D.

Capítulo 9

RESPUESTA SÍSMICA

A SISTEMAS NO LINEALES

9.1 INTRODUCCION.

Se ha visto que para un sistema linealmente elástico la cortante basal pico inducida por el movimiento del suelo

es: Vb=(A/g)·w donde w es el peso del sistema, A, es la aceleración espectral correspondiente a un periodo de

vibración natural y un amortiguamiento determinado. Sin embargo la mayoría de los edificios son diseñados para

cortantes basales menores que la cortante basal asociada con un temblor fuerte que puede ocurrir en el sitio. A

partir de la Figura 9.1, donde el coeficiente de cortante basal, A/g, es graficada para el espectro de diseño

correspondiente a la aceleración pico del suelo de 0.4g, además es comparado con el coeficiente de cortante basal

especificado en el Código Uniforme de la Edificación de 1997 (UBC 97). Se observa una gran disparidad, que

implica que los edificios diseñados a partir de las fuerzas propuestas por el código se deformarán más allá del

límite elástico cuando estén sujetos a movimientos del suelo representados por el espectro de diseño para 0.4g.

Figura 9.1 Comparación entre coeficientes de cortante basal a partir del espectro de diseño y UBC

De este modo no es de sorprenderse que los edificios sufran daños durante un movimiento intenso del suelo. El

reto para el ingeniero es de diseñar las estructura de tal forma que el daño sea controlado dentro un rango

1

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

2 30.0

Co

efic

ien

te d

e C

ort

ante

Bas

al

Espectro de Diseño Elástico

ügo = 0.4·g

Código Uniforme de la Edificación

R = 4 a 12


Respuesta sísmica a sistemas no lineales 95

aceptable; obviamente el diseño fracasará si el sismo causa daños severos los cuales no pueden ser reparados, o si

se produce el colapso de la estructura.

De este modo la importancia central en ingeniería sísmica es comprender la respuesta de las estructuras

deformadas dentro el rango inelástico durante un movimiento intenso del suelo. Este capítulo trata sobre este

importante punto. Se hace una introducción al sistema elastoplástico y se describen los parámetros

correspondientes a dicho sistema, se presenta la ecuación de movimiento y se identifican varios parámetros que

describen el sistema y la excitación. Entonces se comparan la respuesta de sistemas elásticos e inelásticos con el

objeto de comprender como la fluencia influye en la respuesta estructural.

9.2 RELACIÓN FUERZA-DEFORMACIÓN

Los resultados experimentales indican que el comportamiento cíclico de la relación fuerza-deformación de una

estructura depende principalmente del material y del sistema estructural.

9.2.1 Idealización elastoplástica

Figura 9.2 Curva fuerza deformación durante la carga inicial: real e idealización elastoplástica.

Considerar la relación fuerza-deformación para una estructura durante su carga inicial mostrada en la Figura 9.2.

Resulta conveniente idealizar esta curva por una relación fuerza-deformación elastoplástica debido a que esta

aproximación permite desarrollar el espectro de respuesta en forma similar a un sistema linealmente elástico. La

aproximación elastoplástica a la curva real de fuerza-deformación esta representada en la Figura 9.2, de tal forma

que las áreas bajo las dos curvas son las mismas para un valor de desplazamiento máximo, um. En el proceso

inicial de carga este sistema idealizado es linealmente elástico con una rigidez k mientras la fuerza no exceda fy.

La fluencia comienza cuando la fuerza alcanza el valor de fy, esfuerzo de fluencia. La deformación en la cual la

fluencia comienza es uy, deformación de fluencia. En la fluencia la fuerza es constante (la rigidez es cero).

En la Figura 9.3 se muestra un típico ciclo de carga, descarga y recarga para un sistema elastoplástico, en el cual

se observa claramente que cuando el sistema alcanza el estado elastoplástico existen deformaciones permanentes

que se incrementan en cada ciclo.

Real

Idealizado

uy

f y

f s

um

u


Figura 9.3 Relación fuerza-deformación elastoplástica.

9.2.2 Sistema lineal correspondiente

Figura 9.4 Sistema elastoplástico y su sistema lineal correspondiente

Se desea evaluar la deformación pico de un sistema elastoplástico debido a un movimiento sísmico del suelo y

comparar esta deformación con la deformación pico causada por la misma excitación en el sistema lineal

correspondiente. Este sistema elástico esta definido de tal forma que tiene la misma rigidez del sistema

elastoplástico durante su fase de carga inicial; ver Figura 9.4. Ambos sistemas tienen la misma masa y

amortiguamiento. De este modo el periodo natural de vibración del sistema lineal correspondiente y del sistema

elastoplástico bajo oscilaciones pequeñas (uuy) es el mismo.

11

1

uy um

f y

u

f s

-f y

kk

k

f s

f 0

uy

f y

u0 um

u

Sistema Lineal Correspondiente

Sistema Elastoplástico


9.3 ESFUERZO DE FLUENCIA NORMALIZADO, FACTOR DE REDUCCIÓN

DE FLUENCIA Y FACTOR DE DUCTILIDAD.

El esfuerzo de fluencia normalizado yf , de un sistema elastoplástico esta definido como:

00 u

u

f

ff

yyy (9.1)

donde f0 y u0 son valores pico de fuerza resistente y deformación en el sistema lineal correspondiente, inducidos

por un sismo. Se puede interpretar f0 como la fuerza requerida para que la estructura permanezca con su límite

linealmente elástico durante un movimiento del suelo. Si el esfuerzo normalizado del sistema es menor que uno,

el sistema se deformará mas allá de su límite linealmente elástico, por ejemplo si fy = 0.5 implica que el esfuerzo

de fluencia del sistema es la mitad de la fuerza requerida para que el sistema permanezca elástico durante el

movimiento del suelo. El esfuerzo normalizado del sistema que no se deforma más allá de su límite linealmente

elástico es igual a la unidad, porque dicho sistema se puede interpretar como un sistema elastoplástico con fy=f0.

Alternativamente fy puede relacionarse con f0 a través de el factor de reducción de fluencia definido por:

yyy

u

u

f

fR 00 (9.2)

obviamente Ry es el reciproco de yf ; Ry es igual a la unidad para sistemas lineales y es mayor que uno para

sistemas que se deforman en el rango inelástico.

El pico o máximo absoluto de deformación del sistema elastoplástico debido al movimiento del suelo es denotado

por um. Es significativo normalizar um relacionado con la deformación de fluencia del sistema de la siguiente

manera:

y

m

u

u (9.3)

esta relación adimensional es llamada factor de ductilidad. Para sistemas que se deforman en el rango inelástico,

por definición, um excede a uy y el factor de ductilidad es mayor que la unidad. Para el sistema lineal

correspondiente el factor de ductilidad es uno si este sistema es interpretado como un sistema elastoplástico con

fy=f0. y sus relaciones pueden expresarse como:

yy

m

Rf

u

u

0

(9.4)

9.4 ECUACIÓN DE MOVIMIENTO Y PARÁMETROS DE CONTROL

La ecuación que gobierna el sistema inelástico es:

)(),( tgs umuufucum (9.5)


Figura 9.5 Relación fuerza-deformación en forma normalizada

donde la fuerza resistente ),( uuf s para un sistema elastoplástico es mostrado en la Figura 9.3. La ecuación 9.5 es

resuelta por un procedimiento numérico1. Para identificar los parámetros del sistema que tienen influencia en la

respuesta de deformación, la ecuación anterior es dividida por m para obtener:

)(2

),(2 tgsynn uuufuuu (9.6)

donde:

m

kn

nm

c

2

y

ss

f

uufuuf

),(),(

(9.7)

La cantidad n es la frecuencia natural del sistema inelástico vibrando dentro el rango linealmente elástico

(uuy); ésta también es la frecuencia natural del sistema lineal correspondiente. Similarmente, es la razón de

amortiguamiento del sistema basado en el amortiguamiento crítico 2·m·n del sistema inelástico vibrando en su

rango linealmente elástico; es también la razón de amortiguamiento del sistema lineal correspondiente. La

función ),( uuf s describe la relación fuerza-deformación en forma parcialmente adimensional como se muestra

en la Figura 9.5(a). La ecuación 9.6 indica que para üg(t), u(t) depende de tres parámetros del sistema: n, y uy.

La ecuación 9.6 es reescrita en términos de (t) u(t)/uy para identificar la influencia que tiene el factor de

ductilidad ; de la ecuación 9.3 sustituyendo u(t)=uy·(t), )()( tyt uu y )()( tyt uu en la ecuación 9.6 y

dividiendo por uy se tiene:

y

tg

nsnna

uf

)(22),(2

(9.8)

donde ay=fy/m puede ser interpretada como la aceleración de la masa para producir la fuerza de fluencia y

),( sf es mostrada en la Figura 9.5(b). La relación de aceleraciones üg(t)/ay es la razón entre la aceleración del

suelo y la medida del esfuerzo de fluencia de la estructura.

Para üg(t) dada, el factor de ductilidad depende de tres parámetros del sistema: n, y yf

1 Anil K. Chopra, pp 249 [ref. 12]

1

1

1

(a) (b)

f s

u yu

f s


9.5 EFECTOS DE FLUENCIA

Para entender como la respuesta de un sistema SDF es afectada por la acción inelástica o la fluencia a

continuación se compara la respuesta de un sistema elastoplástico con su sistema lineal correspondiente a través

de las Figuras 9.6 y 9.7.

Figura 9.6 Respuesta de un sistema lineal con Tn=0.5 [s] y =0 para el movimiento del suelo de El Centro

A diferencia de un sistema estático, el sistema inelástico después de que empieza afluir no oscila alrededor de su

posición inicial de equilibrio. La fluencia provoca que el sistema se desplace de su posición inicial de equilibrio y

hace que éste oscile alrededor de una nueva posición de equilibrio hasta que éste sea afectado por otro ciclo de

fluencia. Por lo tanto una vez que el movimiento del suelo se ha detenido, el sistema entra en reposo en una

posición diferente de la inicial (existe deformación permanente). De este modo una estructura que ha sufrido

fluencia significativa durante un sismo puede no permanecer recta después de éste.

A continuación se examina como la respuesta de un sistema elastoplástico es afectado por su esfuerzo de

fluencia. Considerar cuatro sistemas SDF todos con las mismas propiedades en el rango linealmente elástico:

Tn=0.5 [s] y =5% pero estas difieren en sus esfuerzos de fluencia: fy = 1,0.5,0.25 y 0.125. fy = 1 implica un

sistema linealmente elástico; y éste es el sistema lineal correspondiente para los tres sistemas elastoplásticos. La

repuesta de deformación de éstos cuatro sistemas para el movimiento de El Centro es presentada en la Figura 9.8.

Como se puede ver intuitivamente, se espera que sistemas de bajo esfuerzo de fluencia, fluyen más

frecuentemente y por intervalos de tiempo mayores. Con mayor fluencia, la deformación permanente, up, de la

estructura tiende a incrementarse. Para valores de Tn y dados, la deformación pico, um, de los tres sistemas

elastoplásticos es menor que la deformación pico, u0, del sistema lineal correspondiente.

El factor de ductilidad para un sistema elastoplástico puede ser calculado usando la ecuación 9.4. Por ejemplo la

deformación pico de un sistema elastoplástico con fy = 0.25 y del sistema lineal correspondiente son: um=1.75

[in.] y u0=2.25 [in.] respectivamente. Sustituyendo los anteriores valores en la ecuación 9.4 da el factor de

ductilidad =(1.75/2.25)·(1/0.25)=3.11. Ésta es la demanda de ductilidad impuesta en el sistema elastoplástico

por el movimiento del suelo. Esto representa un requisito importante en el diseño del sistema en el sentido de que

la capacidad de ductilidad (habilidad de deformarse más allá del límite elástico) debe exceder a la demanda de

ductilidad.

0

4

-4Def

orm

ació

n u

f s /

w =

-ü' /

g

0

-2

2

u0=3.34 in

f 0 / w=1.37

10 20 300

Tiempo, [s]


A continuación se examina como el periodo natural de vibración Tn tiene influencia en: (1) La demanda de

ductilidad en un sistema elastoplástico; (2) Los valores relativos de la deformación pico um y u0 del sistema

elastoplástico y del sistema lineal correspondiente, respectivamente; (3) Los valores relativos del esfuerzo de

fluencia fy del sistema elastoplástico y la fuerza pico f0 impuesta en el sistema elástico.

Figura 9.7 Respuesta de un sistema elastoplástico con Tn=0.5 [s] y =0, y fy = 0.125 para el movimiento del suelo de El Centro (a) Deformación; (b) Fuerza resistente y aceleración; (c) Intervalos de tiempo de fluencia; (d) Relación fuerza-deformación

La Figura 9.9 es una grafica de um como una función de Tn para cuatro valores de fy = 1,0.5,0.25 y 0.125; u0 es el

mismo que um para fy = 1. En la Figura 9.10 esta graficado el factor de ductilidad versus Tn para los mismos

cuatro valores de fy; =1 si fy = 1. El histograma de respuesta presentado en la Figura 9.8 provee valores para

u0=2.25 [in.] y um=1.62, 1.75 y 2.07 [in.] para fy = 0.5,0.25 y 0.125 respectivamente. Dos de estos cuatro datos

son identificados en la Figura 9.9. La demanda de ductilidad para los tres sistemas elastoplásticos es 1.44, 3.11

y 7.36 respectivamente. Estos tres datos se identifican en la Figura 9.10, en estas graficas también se identifican

los valores de los periodos Ta, Tb, Tc, Td, Te y Tf, que definen la regiones espectrales.

5

Tiempo, [s]

0

-0.3

f s

/ w

0

0.3

0 1 2-1-2

10

a

b

c

de

f

g

a

b c

d

e f

g

a

b c

d

e f

g

a

b c

e

d

f

g

+ Fluencia

- Fluencia

f y / w=0.17

- f y / w=-0.17

Deformación, u, [in]

( a )

( b )

( c )

( d )

um=1.71 in

0

2

-2

u, [

in]

f s /

w =

-ü' /

g

0

-0.3

0.3


Figura 9.8 Respuesta de deformación y fluencia de cuatro sistemas para el movimiento del suelo de El Centro; Tn=0.5 [s] y =5%, y

125.0,25.0,5.0,1 f y

Las Figuras 9.9 y 9.10 demuestran que para una excitación dada la demanda de ductilidad y la relación entre um y

u0 dependen de Tn y de fy. Para sistemas de periodos grandes (Tn>Tf) en la región sensitiva de desplazamiento

del espectro, la deformación um de un sistema elastoplástico es independiente de fy y es igual a u0. Cuando el

sistema es muy flexible (la masa permanece fija) la masa es estacionaria mientras el suelo se mueve; la masa

experimenta una deformación pico igual al desplazamiento pico del suelo independiente defy. De este modo

umu0ug0 y la ecuación 9.4 da yf/1 o =Ry. Esto implica que para un dado el esfuerzo de fluencia de

diseño para un sistema elastoplástico con Tn>Tf es 1/ veces el esfuerzo requerido para que el sistema

permanezca elástico.

Para sistemas en la región sensitiva de aceleración, lo cual implica sistemas de periodos muy pequeños, la

demanda de ductilidad puede ser muy grande. Entonces los sistemas con periodos extremadamente pequeños

(Tn>Ta) deben ser diseñados para un esfuerzo de fluencia fy igual a f0 requerida para que el sistema permanezca

en el rango elástico, de otra forma la deformación inelástica y la demanda de ductilidad pueden ser excesivas.


Figura 9.9 Deformación pico de sistemas elastoplásticos y sistema lineal correspondiente debido al movimiento de El Centro; Tn esta

variando; =5% y 125.0,25.0,5.0,1 f y y ug0=8.4 in. Para un ug0=8.4 in.

Figura 9.10 Demanda de ductilidad para sistema elastoplásticos debido al movimiento de El Centro; Tn esta variando; =5% y

125.0,25.0,5.0,1 f y

0.1 1 10 500.050.02 0.5 5

Periodo natural de vibración Tn, s

0.01

0.05

1

0.005

0.001

0.1

0.5

2 2

1

0.05

0.001

0.01

0.005

0.1

0.5


Aceleración Velocidad Desplazamiento

Sensitiva Sensitiva Sensitiva

T a

=0.0

35

T b

=0.1

25

T d

= 3

T f

= 1

5

T c

= 0

.5

T e

= 1

0

uo /ugo f y=1f y=0.5

f y=0.25

f y=0.125um /ug0

u0 /u

g0 o

u

m /u

g0

_

_

_

_

2.25/8.4=0.27

1.62/8.4=0.19

0.1 1 10

1

2

5

10

20

50

100

0.2 20 500.050.02 20.5 5

Dem

anda

de

duct

ilid

ad,


T b

f y = 1

f y = 0.5

f y = 0.25

f y = 0.125

T a

T c

T d

T e

T f

Aceleración Velocidad Desplazamiento

Sensitiva Sensitiva Sensitiva


7.36

3.11

1.44

_

_

_

_


9.6 ESPECTRO DE RESPUESTA PARA DEFORMACIÓN DE FLUENCIA Y

ESFUERZO DE FLUENCIA

Para propósitos de diseño se desea determinar el esfuerzo de fluencia fy (o deformación de fluencia uy) del

sistema, necesario para limitar la demanda de ductilidad, impuesta por el movimiento del suelo, a un valor

especifico.

9.6.1 Definiciones

El espectro de respuesta es trazado par las cantidades:

yy uD yny uV yny uA 2 (9.9)

notar que Dy es la deformación de fluencia uy del sistema elastoplástico, no es igual a la deformación pico. La

grafica de Dy versus Tn para valores fijos de ductilidad es llamada espectro de respuesta de fluencia-

deformación. Análogamente al capítulo anterior similares graficas de Ay y Vy son llamadas espectro de respuesta

de seudoaceleración y espectro de respuesta de seudovelocidad respectivamente.

Las cantidades de Dy, Vy, y Ay pueden ser presentadas en una grafica tetralogarítmica en la misma forma que para

un sistema lineal. Esto es posible por que estas cantidades están relacionadas a través de:

ynyn

yDV

A

(9.10)

el esfuerzo de fluencia de un sistema elastoplástico es:

wg

Af

y

y (9.11)

donde w es el peso del sistema.

9.6.2 Esfuerzo de fluencia para una ductilidad especifica

El esfuerzo de fluencia fy de un sistema elastoplástico para un factor de ductilidad específico se puede obtener

utilizando fy y la ecuación 9.1. Para tener mayor precisión en este calculo, fy es obtenido a partir de un

procedimiento iterativo. A partir de pares de datos disponibles (fy, ) se asume una relación lineal entre log(fy )

y log (), y a través de una interpolación se obtienefy correspondiente a un especifico. Se calcula el histograma

de respuesta del sistema con estefy para determinar el factor de ductilidad. Si este factor es suficientemente

cercano, con un error del 1 %, al especificado; el valor defy se considera satisfactorio, de otra forma es

modificado hasta que lo sea.

9.6.3 Construcción del espectro de respuesta con ductilidad constante

A continuación se presenta en una serie de pasos el procedimiento para construir el espectro de respuesta para un

sistema elastoplástico correspondiente a niveles de ductilidad específicos:

1. Definir numéricamente el movimiento del suelo .üg(t)

2. Seleccionar una razón de amortiguamiento para la cual el espectro será trazado

3. Seleccionar un valor para Tn


4. Determinar la respuesta u(t) del sistema lineal con los valores de Tn y seleccionados. A partir de u(t)

determinar la deformación pico u0 y la fuerza pico f0=k·u0. Estos resultados se muestran para Tn=0.5 en

la Figura 9.8(a)

5. Determinar la respuesta u(t) de un sistema elastoplástico con los mismos valores de Tn y y la fuerza de

fluencia fy =fy · f0, con un valor defy < 1 seleccionado. A partir de u(t) determinar la deformación pico

um y el factor de ductilidad asociado a partir de la ecuación 9.4. Repetir dicho análisis para valores defy

suficientes para desarrollar una serie de puntos (fy,) que cubran el rango de ductilidad de interés. Estos

resultados se muestran para fy = 0.5, 0.25 y 0.125

6. a. Para una seleccionada determinarfy a partir de los resultados del paso 5 usando el procedimiento

de interpolación descrito en la sección 9.6.2. Si más de un valor defy corresponde a un valor particular

de se elegirá el mayor.

b. Determinar la correspondiente ordenada espectral para el valor defy calculado en el paso 6(a). La

ecuación 9.1 da uy a partir del cual Dy, Vy y Ay pueden ser calculados utilizando la ecuación 9.9. Estos

datos proveen un punto en el espectro de respuesta graficado en las Figuras 9.11 y 9.12

7. Repetir los pasos del 3 al 6 para un rango de valores de Tn validos para el valor de seleccionado en el

paso 6(a)

8. Repetir los pasos del 3 al 7 para varios valores de

En las Figuras 9.11 y 9.12 se presenta el espectro de respuesta construido por este procedimiento para un sistema

elastoplástico con =5% para el movimiento del suelo de El Centro para =1,1.5,2,4 y 8.

Figura 9.11 Espectro de respuesta para un sistema elastoplástico para el movimiento de El Centro: =1, 1.5, 2, 4 y 8; =5%

f y /w

= A

y /g

0 0.5 1 1.5 2 32.5

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

= 1



Figura 9.12 Espectro de respuesta para un sistema elastoplástico para el movimiento de El Centro: =1, 1.5, 2, 4 y 8; =5%

9.7 ESFUERZO DE DISEÑO Y DEFORMACIÓN A PARTIR DEL ESPECTRO

DE RESPUESTA

Considerar un sistema SDF a ser diseñado para una ductilidad, , admisible, basado en una deformación

admisible y en una capacidad de ductilidad que se pueden alcanzar para los materiales y materiales de diseño

seleccionados.

Se desea determinar el esfuerzo de fluencia de diseño y la deformación de diseño para el sistema sujeto a una

excitación dada. El valor Ay/g se lee del espectro de respuesta para el valor admisible de y los valores conocidos

de Tn y . La ecuación 9.11 proporciona el esfuerzo de fluencia, fy, necesario para limitar la demanda de

ductilidad a la ductilidad admisible. La deformación pico es:

ym uu (9.12)

donde: uy=fy/k=Ay/(n)2

El factor de ductilidad y la deformación pico um representan los requisitos de diseño asociados con la fuerza de

diseño fy. De este modo el ingeniero deberá diseñar y detallar la estructura de acuerdo a la capacidad de ductilidad

y la capacidad de deformación que ésta posee.

9.8 ESFUERZO DE FLUENCIA DE DISEÑO

El esfuerzo de fluencia de diseño fy que permite a un sistema SDF tener una deformación en el rango inelástico

es menor que el esfuerzo requerido por la estructura para permanecer en el rango elástico. El esfuerzo de fluencia

de diseño se reduce con el incremento del factor de ductilidad, esta aseveración es mostrada con mayor claridad

en la Figura 9.13, que no es otra cosa que las Figuras 9.11 y 9.12 graficadas en forma diferente.

Ay · gu

y, in

1

0.01

2


2

0.2

0.050.02

1

0.50.01

0.20.1 10.5

0.1

10

5

10

V ,

[

in/s

]

20

50

1

0.1

50

0.00

1

105 20

10

100


La implicación practica de estas observaciones es que la estructura puede ser diseñada para ser sismorresistente

haciéndola fuerte o dúctil; o diseñándola económicamente combinando ambas propiedades. Considerar de nuevo

un sistema SDF con Tn=0.5 [s] y =5% a ser diseñado para el movimiento de El Centro. Si este sistema es

diseñado para una fuerza f0=0.919·w o mayor, permanecerá dentro el rango linealmente elástico durante esta

excitación; de este modo no necesita ser dúctil. Por otro lado si ésta puede desarrollar un factor de ductilidad de

8, solo necesita ser diseñada para 12% de la fuerza f0 requerida para un comportamiento elástico.

Alternativamente puede ser diseñada para una fuerza igual al 37% de f0 y una capacidad de ductilidad de 2. Para

algunos tipos de materiales y miembros estructurales la ductilidad es difícil de alcanzar; para otras el proveerles

ductilidad es mucho más fácil que proveerles resistencia lateral y el diseño práctico refleja esto.

Figura 9.13 Esfuerzo normalizado yf de un sistema elastoplástico como función de Tn

La resistencia normalizada para un factor de ductilidad especifico depende de la relación del amortiguamiento ,

pero esta dependencia no es fuerte; es usualmente ignorada en aplicaciones de diseño.

0.1 1 100.2 20 500.050.02 20.5 5


T a

0.1

0.2

0.5

10

5

2

11

0.05

T b

T c

T d

T e

T f

f y

= 1

= 1.5

= 2

= 4

= 8

R y

_

Capítulo 10

SISTEMAS DE VARIOS

GRADOS DE LIBERTAD

10.1 INTRODUCCIÓN

Resulta complejo elegir entre el análisis dinámico plano o tridimensional, éste último representado por sus dos

componentes horizontales (cargas reversibles), lo cual no es posible en el plano. El análisis dinámico

tridimensional, requerirá la evaluación de la estructura con varios grados de libertad por medio de métodos

sofisticados como el de los elementos finitos, que ayudaría a resolver las ecuaciones diferenciales de movimiento

existentes por cada grado de libertad, es una herramienta poderosa, sin embargo su modelación e interpretación

de resultados no es sencilla y sólo se justificaría su uso en obras de magnitud.

En una estructura tridimensional xyz tipo edificios, es útil y suficiente asumir la hipótesis del diafragma rígido de

piso, lo cual acepta que las plantas o losas de entrepiso son indeformables en el plano xy, de esta forma el

problema global se reduce a tres grados de libertad por piso, dos traslaciones horizontales (ux,uy) y una rotación

vertical (rz), a estos se conocen como desplazamientos maestros de piso. Normalmente estos grados de libertad se

concentran en un nudo denominado maestro, al cual están constringidos o conectados rígidamente los nudos

restantes, a estos nudos se los denomina dependientes y tienen los grados de libertad opuestos a los nudos

maestros, es decir dos rotaciones horizontales (rx, ry) y una traslación vertical (uy)

10.2 ECUACIÓN DE MOVIMIENTO

Una estructura de varios niveles mostrada en la Figura 10.1, se puede idealizar como un pórtico de varios niveles

con diafragma de cuerpo rígido asumiendo que la masa está concentrada en cada nivel, las columnas se suponen

axialmente inextensibles pero lateralmente flexibles. La respuesta dinámica del sistema está representada por el

desplazamiento lateral de las masas con el número de grados de libertad dinámica o n modos de vibración que

son iguales al número de masas. La vibración resultante del sistema esta dada por la superposición de las

vibraciones de cada masa. Cada modo individual de vibración tiene su propio periodo y puede ser representado

por un sistema simple del mismo periodo.

La Figura 10.1 muestra tres modos de un sistema aporticado de tres niveles. El modo de vibración con periodo

mayor (frecuencia baja) es llamado modo fundamental de vibración; modos con periodos cortos son llamados

modos armónicos (frecuencias altas).

Para ilustrar el análisis correspondiente a varios grados de libertad considerar un edificio de tres pisos. Cada masa

de piso representa un grado de libertad con una ecuación de equilibrio dinámico para cada una:

Sistemas de varios grados de libertad

108

)(

)(

)(

tcScDcIc

tbSbDbIb

taSaDaIa

pfff

pfff

pfff

(10.1)

Figura 10.1 Estructura de varios niveles

Las fuerzas de inercia en la ecuación 10.1 son simplemente:

ccIc

bbIb

aaIa

umf

umf

umf

(10.2)

En forma matricial:

c

b

a

c

b

a

Ic

Ib

Ia

u

u

u

m

m

m

f

f

f

00

00

00

(10.3)

O más generalmente:

UMFI (10.4)

Donde {FI} es el vector de fuerzas de inercia, [M] es la matriz de masa y {Ü} es el vector de aceleraciones. Debe

notarse que la matriz de masa es diagonal para un sistema de sumas agrupadas, sin considerar acoplamiento entre

las masas. En sistemas de coordenadas de forma más generalizada, usualmente hay acoplamiento entre las

coordenadas lo que complica la solución. Esta es una razón primordial para usar el método de masas

concentradas.

Las fuerzas de la ecuación 10.1 dependen de los desplazamientos y usando coeficientes de influencia de rigidez

pueden expresarse como:

cccbcbacaSc

cbcbbbabaSb

cacbabaaaSa

ukukukf

ukukukf

ukukukf

(10.5)

P ó r t i c o S i s t e m a

E q u i v a l e n t e M o d o

1 M o d o

2 M o d o

3 M o d o

4 M o d o

5


109

En forma matricial:

c

b

a

cccbca

bcbbba

acabaa

Sc

Sb

Sa

u

u

u

kkk

kkk

kkk

f

f

f

(10.6)

O más generalmente:

UKFs (10.7)

Donde {Fs} es el vector de fuerzas elásticas, [K] es la matriz de rigidez y {U} es el vector de desplazamientos.

Por analogía, las fuerzas de amortiguamiento en la ecuación 10.1 pueden expresarse como:

UCFD (10.8)

Donde {FD} es el vector de fuerzas de amortiguamiento, [C] es la matriz de amortiguamiento y U es el vector

de velocidades. En general no es práctico determinar c y el amortiguamiento es expresado en términos del

coeficiente de amortiguamiento ().

Aplicando las ecuaciones 10.4, 10.7 y 10.8 las ecuaciones de equilibrio dinámico (10.1) pueden escribirse

generalmente como:

{FI}+{FD}+{FS}={p(t)} (10.9)

Lo cual es equivalente a:

)(tpUKUCUM (10.10)

10.3 RESPUESTA DINÁMICA: ANÁLISIS MODAL

Para determinar la respuesta dinámica de una estructura de varios grados de libertad se puede utilizar el

procedimiento de análisis modal. Se obtiene la respuesta máxima por separado para cada modo, modelando cada

uno de ellos como un sistema de simple grado de libertad. Debido a que los valores máximos no pueden ocurrir

simultáneamente, estos valores son combinados estadísticamente para obtener la respuesta total.

1El método de la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados, SRSS, es aplicable para estructuras bidimensionales

cuando la relación entre los periodos de cualquier modo alto con cualquier modo bajo es 0.75 o menor, y la

relación de amortiguamiento no excede el 5%. El análisis modal puede ser enfocado mediante métodos

matriciales, numéricos o métodos iterativos.

10.4 MÉTODO MATRICIAL

Como la respuesta dinámica de una estructura depende de la frecuencia o periodo de vibración y de la forma

desplazada (forma modal), el primer paso en un análisis de un sistema de varios grados de libertad es encontrar

las frecuencias y las formas modales de vibración libre. En este caso no existen fuerzas externas y el

amortiguamiento es considerado cero.

1 Alan Williams, pp 21 [ref. 4]


110

Cada grado de libertad dinámico provee una ecuación de equilibrio dinámico, la vibración resultante del sistema

consiste de n de éstas ecuaciones, y puede ser expresado en forma matricial para vibración libre no amortiguada

como:

0 UKUM (10.11)

La vibración libre descrita gráficamente por las Figuras 10.2 y 10.3 de un sistema no amortiguado en uno de sus

modos de vibración natural puede describirse matemáticamente por:

ntnt qu )()( (10.12)

Figura 10.2 Vibración libre de un sistema no amortiguado en su primer modo natural de vibración: (a) Pórtico de dos niveles; (b) Forma

de la deformada en los instantes de tiempo a, b, c, d y e; (c) Coordenada modal q1(t); (d) Histograma de desplazamiento

Donde n, forma de la deformada o amplitud relativa de movimiento, no varia con el tiempo, y la variación del

desplazamiento con el tiempo es descrita por una función armónica:

tsenBtAq nnnntn cos)( (10.13)

Donde An y Bn son constantes de integración que pueden ser calculadas a partir de las condiciones iniciales.

Combinando las ecuaciones 10.12 y 10.13 se tiene:

)cos()( tsenBtAu nnnnnt (10.14)

Donde n y n son desconocidos. Sustituyendo esta forma de u(t) en la ecuación 10.11 da:

02 UMK n (10.15)

o

02 nnnn qMK (10.16)

Esta expresión es una representación de la ecuación de eigenvalores; la cual tiene una solución no trivial sólo si

el determinante de los coeficientes es igual a cero, es decir las frecuencias naturales n (escalar) y los modos n

(vector) deben satisfacer la siguiente ecuación:

02 nn MK (10.17)

0

2

-2

0

2

-2

0

-2

2

e d c b a

b c d ea T =2

2m

m

11

21u

2

u1

k

2k

u2

u1

q1

01

T 1

2T 1

3T

1 1

t

t

t

(a) (b) (d)

(c)


111

Figura 10.3 Vibración libre de un sistema no amortiguado en su segundo modo natural de vibración: (a) Pórtico de dos niveles; (b) Forma de la deformada en los instantes de tiempo a, b, c, d y e; (c) Coordenada modal q2(t); (d) Histograma de desplazamiento

02 MK n (10.18)

El desarrollo del determinante conduce a un polinomio de grado n en (n)2, las raíces del cual son los

eigenvalores. Sustituyendo éstos en la ecuación de eigenvalores (ecuación 10.17) se obtienen los eigenvalores

para cada modo. A partir de los eigenvalores se obtienen los periodos naturales correspondientes y se pueden

obtener las aceleraciones espectrales a partir de una curva de respuesta apropiada.

10.4.1 Matriz modal y espectral

Los N eigenvalores y los N modos pueden ser acoplados en forma matricial. El modo natural o eigenvector n

correspondiente a la frecuencia natural n tiene elementos jn, donde j indica el DOF. De este modo los N

eigenvectores pueden presentarse o disponerse en una matriz cuadrada, de la cual cada columna es un modo:

NNNN

N

N

jn

21

22221

11211

Donde [] es llamada matriz modal. Los N eigenvalores n2 pueden ser acoplados en una ,matriz diagonal

2, la

cual es conocida como matriz espectral.

2

22

21

2

N

0

1

-1

0

1

-1

0

-1

1

bcdea T =2

abcde

Nudo

u

um

2k

k2m

1

2

11

21

2

1u

u

t

t

tq2

2 2

T 2

3T 2

5T 2

1T

12T

13T

(a) (b) (d)

(c)

0

0


112

Cada eigenvalor y eigenvector satisfacen la ecuación 10.17 la cual puede ser reescrita como:

2nnn MK (10.19)

Utilizando la matriz modal y espectral es posible representar esta ecuación en una ecuación matricial simple:

2 MK (10.20)

Esta ecuación presenta en forma compacta las ecuaciones relacionando todos los eigenvalores y eigenvectores.

10.4.2 Ortogonalidad de los modos

Los modos naturales correspondientes a diferentes frecuencias naturales se muestran a continuación para

satisfacer la siguiente condición de ortogonalidad. Cuando nr (entiéndase que r también es una frecuencia

natural).

0 rTn k (10.21a)

0 rTn m (10.21b)

La demostración de esta propiedad es la siguiente: la enésima frecuencia natural y el modo que satisfacen la

ecuación 10.19 multiplicados por rT, la transpuesta de r, da:

nTrnn

Tr mk 2 (10.22)

Análogamente se realiza lo mismo con la erésima frecuencia natural y el modo que satisface la ecuación 10.19;

de esta manera k·r = r2·m·r multiplicando por n

T da:

rTnrr

Tn mk 2 (10.23)

La transpuesta de la matriz en el lado izquierdo de la ecuación 10.22 es igual a la transpuesta de la matriz en el

lado derecho de la ecuación; de esta forma:

rTnnr

Tn mk 2 (10.24)

Donde se ha utilizado la propiedad de simetría de la matriz de masa y rigidez. Restando la ecuación 10.23 de la

ecuación 10.24 se tiene:

0)( 22 rTnrn m

De esta manera la ecuación 10.21(b) es verdadera cuando n2r

2 los cuales para sistemas con frecuencia natural

positiva implica que nr. Sustituyendo la ecuación 10.21(b) en la 10.23 señala que la ecuación 10.21(a) es

verdadera cuando nr.

Se ha establecido la relación de ortogonalidad entre modos con distintas frecuencias. La ortogonalidad de los

modos naturales implica que las siguientes matrices cuadradas son diagonales:


113

KKT

MMT

(10.25)

Donde los elementos de la diagonal son:

nT

nn Kk nT

nn Mm (10.26)

Debido a que m y k son definidos positivos, los elementos de la diagonal de K y M son positivos, y están

relacionados por:

nnn mk 2 (10.27)

10.4.3 Normalización de los modos

Si el vector {n} es un modo natural, cualquier vector proporcional es en esencia el mismo modo natural porque

satisface la ecuación 10.17. algunas veces se aplica factores de escala a los modos naturales para estandarizar sus

elementos asociándolos con sus amplitudes en varios grados de libertad. Este proceso es llamado normalización;

algunas veces es conveniente normalizar cada modo de tal forma que el elemento mayor sea la unidad. Otras

veces es más ventajoso el normalizar cada modo de tal forma que el elemento correspondiente a algún grado de

libertad en particular sea la unidad. En teoría y programas computacionales es común normalizar los modos de tal

manera que mn tenga valores unitarios:

1 nT

nn MM

o

IMT

(10.28)

Donde la matriz [I] es la matriz de identidad. Los componentes de la matriz modal normalizada están dados por:

21

2jnjj

jn

jn

um

u

(10.29)

donde: jn= es el componente para el nudo j, de la forma modal normalizada asociada al modo n.

mjj= masa concentrada en el nudo j.

ujn= el componente, para el nudo j, del eigenvector asociado con el nudo n.

10.4.4 Factor de participación

Las ecuaciones de movimiento para cada grado de libertad no dependen de los modos de vibración y tienen forma

similar a la ecuación de movimiento de un sistema de un solo grado de libertad. El factor de participación, para

sistemas de varios grados de libertad esta definida en forma matricial por2:

M

MP

T

T1

(10.30)

2 Alan Williams, pp 22-23 [ref. 4]


114

donde [P]= vector de coeficientes de participación para todos los modos considerados

{1}= vector unitario.

Para un sistema en especifico, los factores de participación tienen las propiedades de:

11 nnP (10.31)

donde Pn = es el factor de participación asociado con el modo n.

1n = es el componente, para el primer nudo del sistema del eigenvector asociado con el modo n.

La matriz de máximos desplazamientos esta definida por:

12

1

APU

VPU

DPU

(10.32)

donde [D] = matriz diagonal de desplazamiento espectral.

[V] = matriz diagonal de velocidad espectral.

[A] = matriz diagonal de aceleración espectral.

La matriz de fuerzas laterales en cada nudo del sistema esta dada por la segunda ley de Newton:

UKF (10.33)

El vector de fuerzas cortantes en la base esta dada por:

1T

FV (10.34)

10.5 MÉTODO NUMÉRICO

Para facilitar el procedimiento del análisis modal se puede utilizar métodos numéricos. Para un modo de

vibración dado el factor de participación está definido por:

M

MP ii (10.35)

Donde Mi = masa correspondiente al nivel i.

i = componente de la forma modal para el nudo i para un modo dado.

M = masa modal = Mi·i2

Cuya sumatoria se extiende sobre todos los nudos de la estructura.

La masa efectiva está definida por:

2

2

ii

iiE

M

MM

(10.36)


115

De forma similar el peso efectivo es definido por:

2

2

ii

iiE

W

WW

(10.37)

donde Wi = peso correspondiente al nivel i

La aceleración pico en el nudo está definida por:

APu i (10.38)

El desplazamiento máximo en el nudo está definido por:

DPu ii (10.39)

La fuerza lateral en el nudo está dada por la ley de Newton:

uMF ii (10.40)

La cortante basal esta dada por:

AMV

AMPV

MAPV

FV

E

ii

i

2

(10.41)

La fuerza lateral en cada nudo puede también determinarse mediante la distribución de la cortante basal del modo

siguiente:

VMMF

VMPMF

APMF

iiiii

iii

iii

)/(

)/(

(10.42)

Para eigenvectores normalizados estas expresiones se reducen a:

12 iiMM (10.43)

M = masa modal.

10.6 MÉTODO ITERATIVO

Para edificios de pocos niveles, que no excedan a cinco plantas, el análisis modal puede limitarse al modo

fundamental. El sistema estructural puede ser modelado como un pórtico con losas de entre piso rígidas. Los

desplazamientos laterales de los nudos son entonces el resultado de la flexión de las columnas sin incluir rotación

en los nudos. La rigidez de un nivel en particular esta dada por:

312

h

IEk i

(10.44)

La masa en cada nivel se asume concentrada en las losas de entre piso como se muestra en la Figura 10.4.

utilizando estos supuestos se han desarrollado técnicas iterativas3 basadas en métodos propuestos por Rayleigh,

Stodola y Holzer. A continuación se presenta una adaptación del método de Holzer. El modelo dinámico describe

3 Alan Williams, pp 35-40 [ref. 4]


116

que: cuando un nudo alcanza su desplazamiento lateral máximo ui, la velocidad es cero y la fuerza de inercia en

el nudo está dada por:

iiI

iiI

umF

umF

2

(10.45)

Figura 10.4 Análisis modal de una estructura resistente a fuerza lateral

La fuerza cortante en cualquier nivel es igual al producto de la rigidez del nivel por el desplazamiento del mismo.

El incremento en la fuerza de corte en el nudo es producido por la fuerza de inercia en ese nivel. El incremento de

la fuerza cortante esta dado por:

11 iiiiS kkF (10.46)

Donde ki·i = fuerza cortante total en el nivel i.

Igualando la fuerza de inercia y el incremento de la fuerza cortante se tiene:

112

iiiiii

SI

kkum

FF

(10.47)

La solución de esta ecuación se puede obtener asumiendo una forma modal inicial con un desplazamiento

unitario en el nivel superior; a partir del cual se calcula la fuerza de inercia o el incremento de fuerza cortante en

términos de la frecuencia natural, en cada nivel. Sumando el incremento de fuerza cortante a partir del nivel

superior hacia abajo se tiene la fuerza cortante total en cada piso. Dividiendo este valor por la rigidez apropiada

de cada nivel se obtiene el desplazamiento (deriva) de cada piso. Dividiendo estos desplazamientos por el

desplazamiento en la parte superior de la estructura se obtiene la forma modal corregida. Esta forma modal

corregida puede ser usada como una nueva forma modal inicial en el proceso de iteración hasta que coincidan la

forma modal corregida con la inicial.

x

x

x

k3

k2

k1

1

2

m3

m

m

1

2

3

m x1

2

1

m x2 2

2

m x3 3

2

3

2

1

k 3 3

k 2 2

k 1 1

m x3 3

2m x

2

2

2

2m x

11

Sistema

estructural

equivalente

Modelo

dinámico

equivalente

Desplazamiento

del nudo

y deriva

Fuerzas

laterales en

los nudos

Esfuerzos

de corte

de piso


117

10.7 EJEMPLOS

Ejemplo 10.1 Sistemas de varios grados de libertad

Un pórtico de dos niveles tiene las propiedades mostradas en la Figura 10.5 y una relación de amortiguamiento de

5%, está localizado sobre un sitio rocoso cerca del origen del sismo de Loma Prieta. Determinar las fuerzas

laterales y desplazamientos de cada nivel usando el espectro de respuesta de la Figura 10.6.

Figura 10.5

Figura 10.6 Espectros de respuestas registrados para varios sitios

Solución:

El desplazamiento de cada nudo es:

33

310

33

337

2221

1211

kk

kkK

w2 = 70 [t]

4 m.

4 m. k2 = 3 [t/cm]

k1 = 7 [t/cm]

k2 = 3 [t/cm]

k1 = 7 [t/cm]

w2 = 70 [t]

w1 = 70 [t]

w1 = 70 [t]

Ace

lera

ció

n e

spec

tral

, g

Periodo natural de vibración Tn, s

Roca, derca de la fuente

Roca blanda, sur de San

Francisco

Roca suave, Oackland

Roca, San Francisco

1.0 2.0 3.0 4.0

0.5

1.0

1.5

0.0


118

la matriz diagonal de masa es:

cmstg

wmgmw /071.0

981

70 2

071.00

0071.0M

la ecuación de eigenvalores es:

02 nn MK

0071.00

0071.0

33

310

2

12

n

nn

el determinante a resolver es:

0071.033

3071.0102

2

n

n

021923.0005.0

09005.0213.071.030

24

422

nn

nnn

resolviendo el polinomio se obtiene las frecuencias naturales correspondientes a los modos de vibración:

srad

srad

/ 57.12

/ 15.5

2

1

el periodo natural correspondiente es:

sT

sT

5.0

22.1

2

1

A partir del espectro de respuesta, Figura 10.6, la aceleración espectral es:

2

2

21

/ 23.81483.0

/ 63.22523.0

scmgA

scmgA

Sustituyendo estos valores en la ecuación de eigenvalores y estableciendo el primer componente de cada modo

igual a la unidad se obtiene cada uno de los eigenvectores:

Para 1=5.15

0

0

)15.5(071.033

3)15.5(71.010

21

11

2

2

01169.13

031129.8

2111

2111

si 706.21 2111 y se tiene el eigenvector:

706.2

1

Para 2=12.57 se resuelve análogamente y se obtiene el eigenvector:

406.0

1


119

De este modo se obtiene la matriz de eigenvectores:

406.0706.2

11

los componentes de la matriz modal normalizada están dados por:

21

2jnjj

jn

jn

um

u

Para el modo 1:

768.0706.21071.02

12

122

1 jjj um

Para el modo 2:

288.0406.01071.02

12

122

2 jjj um

Entonces la matriz modal normalizada es:

413.1520.3

477.3302.1

288.0

406.0

768.0

706.2288.0

1

768.0

1

El vector de coeficiente de participación esta definido por:

M

MP

T

T1

como IMT

para la matriz modal normalizada, entonces [P] se reduce a:

1 MPT

147.0

342.0

1

1

071.00

0071.0

413.1477.3

520.3302.1P

Asumiendo que la estructura se comporta elásticamente, la matriz de desplazamiento esta dada por:

2 APDPU

063.1219.10

616.278.3

57.120

015.5

23.8140

063.225

147.00

0342.0

413.1520.3

477.3302.1

2

2

U

U

Los desplazamientos máximos resultantes de cada nudo se obtienen a través de la raíz cuadrada de la suma de

los cuadrados, SRSS, de la fila respectiva a cada nudo y esta dado por:

27.10

60.4cU


120

La matriz de fuerzas laterales en cada nudo esta dado por.

UKFs

037.11317.19

349.29143.7sF

Utilizado la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados la fuerza lateral en cada nudo es:

25.22

20.30scF

El vector de cortante basal es:

TTFV 1

312.1846.26bV

Utilizado la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados la cortante basal es:

tVVVb 178.322

12

122

11


121

Ejemplo 10.2 Sistemas de varios grados de libertad

La Figura 10.7 representa un edificio de tres niveles. Las cargas muertas efectivas se muestran en cada piso y se

dan como datos las siguientes propiedades dinámicas:

Figura 10.7

Eigenvectores:

226.1129.3491.3

084.4871.2181.2

135.3159.3939.0

IMT

Eigenvalores:

srad /

1391.29

3911.19

5788.8

Se requiere:

a) Calcular los factores de participación y verificar si son correctos dichos factores.

b) Calcular los desplazamientos de cada nivel basados en el espectro dado.

c) Calcular la deriva entre cada piso

Solución:

a) los factores de participación para un sistema de varios grados de libertad están definidos por:

M

MP

T

T1

w2 = 55 [ t ]

w1 = 55 [ t ]

k2 = 3 [ t/cm ]

k1 = 7 [ t/cm ]

w3 = 35 [ t ]

k3 = 3 [ t/cm ]

4 m

4 m

4 m

5 m

0.2

0.2 0.4 0.6 0.8 1.0

0.4

0.6

0.8

0 1.2

1.0

Periodo, s A

cele

raci

ón

esp

ectr

al,

g

Espectro de respuesta Estructura Modelo dinámico


122

como la matriz modal es normalizada, entonces el vector de coeficientes de participación es:

1 MPT

La matriz de masa es.

2cm/s 981 g1

3500

0350

0055

gM

realizando los cálculos necesarios se tiene el vector correspondiente a los factores de participación para los tres

modos:

ggP

T

1

395.72

715.164

165.250

1

1

1

1

3500

0350

0055

226.1129.3491.3

084.4871.2181.2

135.3159.3939.0

Como los factores de participación tienen la propiedad de:

11 nnP

1135.3395.72159.3715.164939.0165.250 g

por tanto los factores son correctos.

b) Los periodos naturales para cada uno de los tres modos se obtienen a partir de los eigenvalores usando la

expresión:

nnT

2

sT

sT

sT

2156.0

3240.0

7324.0

3

2

1

Se obtiene la aceleración espectral para cada uno de los modos, del espectro de respuesta:

gA

gA

gA

77.0

60.0

15.0

3

2

1

La matriz de desplazamiento esta dado por:

2 APDPU

08049.082241.077999.1

26811.075471.011189.1

20579.083044.047872.0

U


123

Los desplazamientos máximos resultantes de cada nudo se obtienen a través de la raíz cuadrada de la suma de

los cuadrados, SRSS, de la fila respectiva a cada nudo y esta dado por:

96245.1

37032.1

98038.0

cU

c) El desplazamiento entre pisos de los tres modos se obtiene por restas sucesivas de las filas de vectores de

matriz a partir de los desplazamientos del nivel superior. La matriz de los deslizamientos de los niveles es

entonces.

08049.082241.07799.1

3486.057712.16681.0

4739.007573.063317.0

9624.1

7479.1

7945.0

c


124

Ejemplo 10.3 Sistemas de varios grados de libertad. Método numérico

La Figura 10.8 representa un edificio de tres niveles con losas de entrepiso de 3 m. x 3 m. Las cargas muertas en

cada piso se muestran en la figura.

Figura 10.8

Determinar:

a) La cortante basal de cada modo, usando el espectro de respuesta de diseño con =5%.

b) La carga lateral para cada nivel, para cada modo.

c) Cual es la cortante basal más probable.

Solución:

Las masas respectivas para cada nivel son:

t 92071000

1338801 .w

t 92071000

1338802 .w

t 310.51000

1335903 w

Determinación de []:

La matriz de rigidez es:

550

5127

0717

K

q 2 = 8 8 0 [ k / m 2 ]

q 1 = 8 8 0 [ k / m 2 ] k 2 = 7 [ t / c m ]

k 1 = 1 0 [ t / c m ]

q 3 = 5 9 0 [ k / m 2 ]

k 3 = 5 [ t / c m ]

3 0 m x 3 0 m

w 3 = 5 . 3 1 [ t ]

w 2 = 7 . 9 2 [ t ]

w 1 = 7 . 9 2 [ t ]

M o d e l o m a t e m á t i c o E s t r u c t u r a

Se

ud

ov

elo

cid

ad

, in

/s

7 0

1 0

0

2 0 3 0 4 0 5 0 6 0

8 0 9 0

1.6

E s p e c t r o d e r e s p u e s t a

0.8 P e r i o d o , s

0.6 0.4 0.2 1.0 1.2 1.4 2.0 1.8

N i v e l 1

N i v e l 2

N i v e l 3

0.10 0.05

0.02

=0.00


125

La matriz diagonal de masa es:

00541.000

000807.00

0000807.01

31.500

092.70

0092.7

gM

De la ecuación 10.18: 02 MK tenemos:

0

00541.0550

500807.0127

0700807.017

2

2

2

resolviendo el determinante:

0350808.110593.110528.3 24367

resolviendo el polinomio:

179.53

016.38

580.15

los periodos correspondientes son:

rad/s 403.058.15

21

T

rad/s 165.0016.38

22

T

rad/s 118.0179.53

23

T

Determinación de []:

Para 1=15.58

0

00541.058.15550

500807.058.15127

0700807.058.1517

31

21

11

2

2

2

03831.35

050404.107

070404.15

3121

312111

2111

915.2

149.2

1:

31

21

11

si


126

Para 2=38.016

0

00541.0016.38550

500807.0016.38127

0700807.0016.3817

32

22

12

2

2

2

08230.25

053328.07

073328.5

3222

322212

2212

349.1

762.0

1:

32

22

12

si

Para 3=53.179

0

00541.0179.53550

500807.0179.53127

0700807.0179.5317

33

23

13

2

2

2

03080.105

058305.107

078305.5

3121

332313

2313

404.0

833.0

1:

33

23

13

si

404.0349.1915.2

833.0762.0149.2

111

jn

Realizamos la normalización:

21

2

jnjj

jn

jn

um

u

338.0915.2149.2100807.02

12

1222

111 jum

166.0349.1762.0100807.02

12

1222

222 jum

100.0404.0833.0100541.02

12

1222

333 jum


127

entonces la matriz normal normalizada es:

040.4127.8624.8

33.8590.4358.6

10024.6959.2

A partir de estos cálculos se procede a resolver los incisos:

a) Cortante basal y

b) La carga lateral para cada nivel.

Primer modo.-

Para T1=0.403 se obtiene la seudovelocidad del espectro de respuesta de la Figura 10.8:

cm/s 96.60 in/s 24 11 vv

96.6058.15111 vA

21 cm/s 757.949A

el peso efectivo es definido por:

2

2

ii

iiE

W

WW

para tal efecto se realiza la siguiente tabla:

Nivel Wi I Wi·I Wi·i2 Fi

1 7.92 2.959 23.432 69.325 3.458

2 7.92 6.358 50.355 320.158 7.432

3 5.31 8.624 45.795 394.946 6.759

Sumatoria 119.582 784.430

230.18430.784

582.119 2

EW

el cortante basal esta dado por:g

AWV E

981

1757.949230.18 V

tV 649.17

La fuerza lateral en cada nivel esta dado por: iiiii WWVF


128

Nivel 1 t 458.3582.119

432.23649.171 F

Nivel 2 t 432.7582.119

355.50649.172 F

Nivel 3 t 759.6582.119

795.45649.173 F

Segundo modo.-


cm/s 32.20 in/s 8 22 vv

32.20016.38222 vA

22 cm/s 485.772A


2

2

ii

iiE

W

WW


Nivel Wi I Wi·I Wi·i2 Fi

1 7.92 6.024 47.710 287.406 1.909

2 7.92 4.590 36.353 166.859 1.455

3 5.31 -8.127 -43.154 350.716 -1.727

Sumatoria 40.909 804.980

079.2980.804

909.40 2

EW


AWV E

981

1485.772079.2 V

tV 637.1


Nivel 1 t 909.1909.40

710.47637.11 F


129

Nivel 2 t 455.1909.40

353.36637.12 F

Nivel 3 t 727.1909.40

154.43637.13

F

Tercer modo.-


cm/s 7.12 in/s 5 33 vv

7.12179.53333 vA

21 cm/s 373.675A


2

2

ii

iiE

W

WW


Nivel Wi I Wi·i Wi·i2 Fi

1 7.92 10 79.200 792.000 1.325

2 7.92 -8.33 -65.974 549.560 -1.103

3 5.31 4.04 21.452 86.668 0.359

Sumatoria 34.679 1428.228

842.0228.1428

679.34 2

EW


AWV E

981

1373.675842.0 V

tV 580.0


Nivel 1 t 325.1679.34

200.79580.01 F

Nivel 2 t 103.1679.34

974.65580.02

F


130

Nivel 3 t 359.0679.34

452.21580.03 F

c) El cortante basal más probable:

Como 75.0715.02

3 T

T

y 75.041.01

2 T

T

por tantos es posible aplicar el método SRSS y el cortante basal mas probable esta dado por:

21

222 580.0637.1649.17 cV

t 734.17cV


131

Ejemplo 10.4 Sistemas de varios grados de libertad. Método iterativo

Considere el pórtico de acero de dos pisos que se muestra en la Figura 10.9. La estructura tiene una razón de

amortiguamiento =7%, se conoce que cada piso de deflecta 0.3 [cm] debido a una esfuerzo cortante del piso de

4.5 [t].

Figura 10.9

Determinar:

a) El modelo matemático para el análisis dinámico y resumir éste en un dibujo indicando masas y

rigideces por piso.

b) Dibujar la primera forma modal aproximada y calcular el periodo fundamental de vibración del modelo

matemático.

c) Para el primer modo asumir T1=0.5 [s] y que la forma modal es 2=1.0 y 1=0.66, calcular la primera

fuerza modal por piso.

d) Cual es la aceleración pico del suelo

Solución:

La carga muerta tributaria al nivel de cada losa se obtiene sumando las contribuciones de la losa misma, las

columnas y los muros, de la siguiente manera:

Piso 1

Losa = t 920.341000

166970

4 muros = t 20.41000

145.3650

4 columnas = t 05.11000

145.375

peso total t 17.401 w

Es t ru c tu ra

75 k/m p es o t ip o d e u n a co lu m n a d e ace ro

50 k/m 2 p ared es n o es t ru c tu ra les

970 k/m 2 p es o t ip o d e u n p is o

vigas r ígid as

3.5 m

3.5 m

6 m

2

1

Ac

ele

ra

ció

n e

sp

ec

tra

l, g

0.1

0

0.5

0.3 0.4

0.2

Es p ec t ro d e re s p u es ta

Periodo, s 0.4 0.3 0.2 0.1 0.7 0.6 0.5

7% 5% 2%

Lo s a cu ad rad a


132

Piso 2

Losa = t 920.341000

166970

4 muros = t 10.21000

14

2

5.3650

4 columnas = t 525.01000

14

2

5.375

peso total t 545.372 w

la rigidez de cada piso es la fuerza de corte requerida para producir un desplazamiento unitario en éste piso y

es dado por:

k1 = k2 = Esfuerzo cortante de piso / desplazamiento

t/cm 153.0

5.421 kk

a) El modelo dinámico del pórtico de pisos puede considerarse una estructura resistente a corte con todas las

masas concentradas en las losas rígidas de entrepiso y teniendo un grado de libertad, una traslación

horizontal, para cada losa de entre piso. El modelo matemático se ilustra en la Figura 10.10.

Figura 10.10

b) La forma modal y el periodo fundamental de vibración se obtiene mediante una técnica de iteración. El

procedimiento es ilustrado a continuación en una tabla con la forma modal inicial, primeros valores para

la iteración, definido por:

66.0

00.1

1

2

u

u

Nivel de

piso i

Masa del

piso mi

Rigidez

del piso

ki

Modo

Inicial

ui

Fuerza de

inercia

mi 2 ui

Fuerza de

corte

Ki i

Deriva del

piso

i

Desplaz.

de piso

i

Modo

revisado

2 37.545/g 15 1.00 37.545·2/g 37.545·2

/g 2.503·2/g 6.773·2

/g 1.00

1 40.17/g 15 0.66 26.512·2/g 64.057·2

/g 4.270·2/g 4.270·2

/g 0.63

2 37.545/g 15 1.00 37.545·2/g 37.545·2

/g 2.503·2/g 6.693·2

/g 1.00

1 40.17/g 15 0.63 25.307·2/g 62.852·2

/g 4.190·2/g 4.190·2

/g 0.64

2 37.545/g 15 1.00 37.545·2/g 37.545·2

/g 2.503·2/g 6.720·2

/g 1.00

1 40.17/g 15 0.64 25.709·2/g 63.254·2

/g 4.217·2/g 4.217·2

/g 0.64

Estructura Modelo dimámico Forma modal

0 .6 4

1 .0 0 m 2=3 7 .5 4 5 /g

m 1=4 0 .1 7 0 /g

k 1=1 5

k 2=1 5


133

La ultima forma modal revisada es idéntica a su anterior en la ultima iteración. La forma modal final es

mostrada en la figura anterior.

La frecuencia circular natural del primer modo se obtiene por la ecuación del valor final del componente de

desplazamiento mas grande para su valor inicial:

00.1720.62

g

21

720.6

98100.1

rad/s 082.12

el periodo fundamental esta dado por:

082.12

22

T

s 52.0T

c) Las fuerzas laterales se obtienen de la siguiente manera.

Para T1 = 0.52 [s] y para un coeficiente de amortiguamiento =7% la correspondiente aceleración espectral es

obtenido del espectro de respuesta como:

A=0.18·g

El factor de participación es definido como: 2ii

ii

M

MP


Nivel Wi I Wi·i Wi·i2 Fi Vi

2 37.545 1.00 37.545 37.545 7.914

1 40.170 0.64 25.709 16.454 5.419 7.914

base 13.333

Sumatoria 63.254 53.999

171.1999.53

254.63P

las fuerzas laterales para los respectivos niveles están dadas por:

g

APWF iii

Nivel 2 t 914.718.0

171.1545.372

g

gF


134

Nivel 1 t 419.518.0

171.1709.251

g

gF

El cortante basal esta dado por: Fi = V

Nivel 1 t 914.71 V

Nivel 2 t 333.13419.5914.72 V

d) La aceleración pico del suelo ocurre en el tiempo t = 0 y se obtiene del espectro de respuesta como:

gA 2.0

Capítulo 11

CRITERIOS DE ESTRUCTURACIÓN

SISMO RESISTENTE EN EDIFICIOS

11.1 INTRODUCCIÓN

La forma del edificio, tamaño, naturaleza y localización de los elementos resistentes, es decir: muros, columnas,

pisos, núcleos de servicio, escaleras; y elementos no estructurales como: cantidad y tipo de divisiones interiores,

la forma en que los muros exteriores se disponen sólidos o con aberturas para iluminación natural y ventilación;

es a lo que se denomina configuración. Predominan también: geometría, geología y clima del lugar de

construcción, reglamentos de diseño urbano y aspectos arquitectónicos de estilo.

Estas decisiones arquitectónicas, tal como se ha podido observar en las edificaciones dañadas por los efectos de

los terremotos, unidas a decisiones de diseño estructural y a las técnicas constructivas influyen

determinantemente en el comportamiento sismo resistente de las edificaciones. Una adecuada selección del

sistema estructural, del material y de los componentes no estructurales es de mayor importancia que un análisis

complejo. A pesar, e independientemente de todo lo sofisticado que sea el método de análisis utilizado por el

ingeniero, no se puede hacer que un sistema estructural may concebido se comporte satisfactoriamente en un

terreno severo.

Si se trabaja conjuntamente desde el inicio de esquema en un proyecto de edificación entre arquitecto e ingeniero,

entendiendo de qué manera las decisiones pueden afectar el comportamiento sismo resistente de ésta, escogiendo

apropiadamente los materiales básicos a utilizarse, la configuración y la estructuración del edificio. El ingeniero

estructural no tendrá que pasar por la desagradable situación de escoger entre proponer revisiones que pueden

llevar hasta la reformulación del proyecto inicial, o tratar de usar soluciones estructurales muy complicadas para

resolver el problema producido, a causa de concepciones arquitectónicas inadecuadas. Es decir, que se deben

conocer los aspectos críticos a ser considerados para garantizar la seguridad sísmica del proyecto.

11.2 REQUISITOS DE CONFIGURACIÓN

Cada estructura debe designarse como regular o irregular desde el punto de vista estructural:

Estructuras regulares. Las estructuras regulares no tienen discontinuidades físicas considerables en su

configuración en planta y configuración vertical o en sus sistemas resistentes a las fuerzas laterales.

Estructuras irregulares. Las estructuras irregulares tienen discontinuidades físicas considerables en su

configuración o en sus sistemas resistentes a las fuerzas laterales. Las características irregulares incluyen, sin

estar limitadas a ello, las descritas en la Tabla 11.1 y la Tabla 11.2.

Criterios de estructuración sismorresistente en edificios

136

11.2.1 Configuración en Elevación

Figura 11.1 Irregularidades en elevación

La Tabla 11.1 define posibles irregularidades verticales, y requerimientos adicionales de detalle, que deben

satisfacerse si las irregularidades están presentes. Cinco diferentes tipos de irregularidad estructural vertical están

definidos: Irregularidad de rigidez (piso blando); Irregularidad de peso (masa); Irregularidad vertical geométrica;

Discontinuidad en el plano de los elementos verticales resistentes a las fuerzas laterales y Discontinuidad en

capacidad (piso blando)., puede considerarse de que no existen irregularidades de rigidez y de peso cuando para

todos los pisos, la deriva de cualquier piso es menor de 1.3 veces la deriva del piso siguiente hacia arriba.

Es conveniente que no existan cambios bruscos en las dimensiones, masas, rigideces y resistencias del edificio,

para evitar concentraciones de esfuerzos en determinados pisos que son débiles con respecto a los demás. Los

cambios bruscos en elevación hacen también que ciertas partes del edificio se comporten como apéndices, con el

riesgo de que se produzca el fenómeno de amplificación dinámica de fuerzas conocido como chicoteo. En la

Figura 11.1 se muestran las diferentes irregularidades con más detalle.

F

E

D

C

B

A

A

D

C

B

E

F

A

D

C

B

E

F

A

D

C

B

E

F

A

D

C

B

E

F

a

b

b

a

Tipo 1A - Irregularidad de rigidez (piso blando)

Rigidez KC < 0.70 Rigidez KD

o

Rigidez KC < 0.80 (KD + KE + KF)/3

Tipo 2A - Irregularidad de peso (masa)

mD > 1.50 mE

o

mD > 1.50 mC

Tipo 3A - Irregularidad vertical geométrica

a > 1.30 b

Tipo 4A - Discontinuidad en el plano de los

elementos verticales resistente a las fuerzas

laterales

b > a

Tipo 1A - Discontinuidad en capacidad (piso débil)

Resistencia Piso B < 0.70 Resistencia Piso C


137

Tipo Definición de irregularidad

1A Irregularidad de rigidez (piso blando)

Un piso blando es aquel cuya rigidez lateral es menor del 70% de la rigidez del piso

superior o menor del 80% de la rigidez promedio de los 3 pisos superiores al piso blando,

en tal caso se considera irregular.

2A Irregularidad de peso (masa)

Debe considerarse que existe irregularidad de masa cuando la masa efectiva de cualquier

piso es mayor del 150% de la masa efectiva de uno de los pisos contiguos. No es necesario

considerar un techo que sea más liviano que el piso inferior.

3A Irregularidad vertical geométrica

Se considera que existe irregularidad vertical geométrica cuando la dimensión horizontal

del sistema de resistencia a las fuerzas laterales en cualquier piso es mayor del 130% de la

de un piso colindante. No es necesario considerar los pisos de azotea de un solo nivel.

4A Discontinuidad en el plano de los elementos verticales resistente a las fuerzas laterales

Se considera este tipo de irregularidad, cuando existe un desplazamiento en el plano de los

elementos resistentes a las cargas laterales mayor que la longitud de esos elementos.

5A Discontinuidad en capacidad (piso débil)

Un piso débil es aquel en que la resistencia del piso es menor del 80% de la resistencia del

piso inmediatamente superior, en tal caso se considera irregular.

La resistencia del piso es la resistencia total de todos los elementos resistentes a las fuerzas

sísmicas que comparten el esfuerzo cortante del piso en la dirección bajo consideración.

Tabla 11.1 Irregularidades verticales estructurales

11.2.2 Configuración en Planta

Tipo Definición de irregularidad

1P Irregularidad Torsional por considerarse cuando los diafragmas no son flexibles

Se debe considerar que existe irregularidad torsional cuando el máximo desplazamiento

relativo del piso (deriva), calculado incluyendo la torsión accidental, en un extremo de la

estructura transversal a un eje es más de 1.2 veces el promedio de los desplazamientos

relativos del piso de los dos extremos de la estructura.

2P Esquinas reentrantes

La configuración del plano de una estructura y su sistema resistente a las fuerzas laterales

que contienen esquinas reentrantes, se considera irregular, cuando ambas proyecciones de

la estructura, más allá de una esquina reentrante son mayores del 15% de la dimensión en

el plano de la estructura en dicha dirección,

3P Discontinuidad de diafragma

Se considera irregular, cuando los diafragmas con discontinuidades abruptas o variaciones

de rigidez, incluyendo las causadas por áreas recortadas o abiertas mayores del 50% del

área bruta encerrada del diafragma o cambios en la rigidez efectiva del diafragma mayores

del 50% de un piso al siguiente

4P Desviaciones fuera del plano

Se considera irregularidad, cuando existen discontinuidades en una trayectoria de fuerza

lateral, como desviaciones fuera del plano de los elementos verticales

5P Sistemas no paralelos

Se considera irregular, cuando los elementos verticales resistentes a las cargas laterales no

son paralelos ni simétricos con respecto a los ejes ortogonales principales del sistema que

resiste las fuerzas laterales.

Tabla 11.2 Irregularidades estructurales en planta


138

La Tabla 11.2 define posibles irregularidades en planta y requerimientos adicionales de detalles, que deben

satisfacerse si las irregularidades están presentes. Cinco diferentes tipos de irregularidades en planta son

definidos: Irregularidad torsional a ser considerado cuando los diafragmas no son flexibles; Esquinas reentrantes;

Discontinuidad de diafragma; Desviación fuera del plano y Sistemas no paralelos. Las estructuras regulares son

definidas como aquellas que no tienen discontinuidades físicas significativas en su configuración en planta y

vertical o en su sistema resistente a las fuerzas laterales.

En la Figura 11.2 se muestra en forma gráfica detallada las irregularidades mencionadas en la Tabla 11.2.

Figura 11.2 Irregularidades en planta

Es importante la simplicidad para un mejor comportamiento sísmico de conjunto de una estructura, y resulta más

sencillo proyectar, dibujar, entender y construir detalles estructurales. Otro factor importante es la simetría

respecto a sus dos ejes en planta, es decir su geometría es idéntica en ambos lados de cualquiera de los ejes que se

esté considerando. La falta de regularidad por simetría, masa, rigidez o resistencia en ambas direcciones en planta

produce torsión, que no es fácil de evaluar con precisión. Es necesario mencionar que a pesar de tener una planta

simétrica, puede haber irregularidades debido a una distribución excéntrica de rigideces o masas ocasionando

también torsión.

CAB

D

C

A

DB

C

AD

E

B

Tipo 1P - Irregularidad Torsional

Tipo 2P - Esquinas Reentrantes

A > 0.15 ByC > 0.15 D

1 1 2

Tipo 3P - Discontinuidad de Diafragma

C · D > 0.5 A · B

y

(C · D + C · E) > 0.5 A · B

Tipo 4P - Desviaciones Fuera del Plano

Tipo 5P - Sistemas No Paralelos

Dirección bajo

estudio

Desplazamineto del

plano de acción

Sistemas No Paralelos

1

2


139

En caso de que se tuviera entrantes y salientes, es decir plantas en forma de T, L, H, U, etc. es aconsejable utilizar

juntas de dilatación, dividiendo la planta global en varias formas rectangulares y como segunda opción se puede

restringir las mismas con limites máximos, como se indica en la Figura 11.2

Es preferible no concentrar elementos rígidos y resistentes, tales como muros de corte, en la zona central de las

plantas, porque son menos efectivos para resistir torsión, si bien los muros ubicados en la zona central tienen un

comportamiento aceptable, las columnas estarán sujetas a un cortante por torsión mayor que aquél proporcionado

por la ubicación de los muros en la periferia. No es nada recomendable colocar las escaleras y elevadores en las

partes externas del edificio ya que tienden a actuar aisladamente ante los sismos, con concentraciones de fuerzas

y torsiones difíciles de predecir sin llevar a cabo un análisis complicado.

11.2.3 Poco Peso

Las fuerzas producidas por los sismos son de inercia, que es el producto de la masa por la aceleración, así las

fuerzas de inercia son proporcionales a la masa, por tanto al peso del edificio; por ello debe procurarse que la

estructura y los elementos no estructurales tengan el menor peso posible y además sean resistentes. No se

recomiendan voladizos debido a que producen fuerzas de inercia verticales de magnitud apreciable que sumadas

a las fuerzas de gravedad llegarían a causar serios problemas.

Debido al aumento de las cargas laterales la falla de los elementos verticales como columnas y muros podría ser

por pandeo, es ahí que la masa ejerce un rol importante; cuando la masa, empuja hacia abajo debido a la

gravedad, ejerce su fuerza sobre un miembro flexionado o desplazado lateralmente por las fuerzas laterales, a este

fenómeno se conoce como el efecto P-delta. Cuando mayor sea la fuerza vertical mayor será el momento debido

al producto de la fuerza P y la excentricidad delta.

11.2.4 Hiperestaticidad

Figura 11.3

Si existe continuidad y monolitismo en un sistema estructural, es decir, que sea hiperestático, entonces mayor

será la posibilidad de que, sin convertirse en un mecanismo inestable, se formen articulaciones plásticas, con alta

capacidad de absorción de la energía proveniente del sismo. Se evitan también fallas locales serias, debidos a

grandes esfuerzos locales engendrados por lo grandes desplazamientos y rotaciones causadas por el sismo

presentes en uniones entre vigas y losas, y entre vigas y columnas.

Articulaciones

Plásticas


140

Puede convenir diseñar estructuras que durante un sismo intenso los daños se concentren en zonas previstas para

servir como disipadores, mediante deformaciones inelásticas, sin que se produzcan daños graves en el resto de la

estructura. Así, es preferible utilizar una serie de muros acoplados por trabes que se diseñen para que en ellas se

formen articulaciones plásticas, ver Figura 11.3.

11.2.5 Columna Fuerte, Viga Débil

En estructuras de edificios aporticados es requisito que los miembros horizontales fallen antes que los verticales,

permitiendo de esa manera el retraso del colapso total de una estructura. Las vigas y las losas generalmente no

fallan aún después de un daño severo en aquellos lugares que se hayan formado las articulaciones plásticas, en

cambio las columnas colapsan rápidamente bajo su carga vertical, cuando haya ocurrido aplastamiento del

hormigón. Esto conduce a que las vigas peraltadas sobre columnas ligeras, no son apropiadas en regiones

sísmicas.

11.3 SISTEMAS ESTRUCTURALES

Los sistemas estructurales deben clasificarse como uno de los tipos enunciados en la Tabla 12.7 y se definen en

esta sección:

Figura 11.4 Sistemas estructurales

11.3.1 Sistema de muros Portantes

Es un sistema estructural sin una estructura espacial de soporte de cargas verticales. Los muros de carga o

sistemas de arriostramiento proporcionan el soporte a todas o a la mayoría de las cargas por gravedad. La

resistencia a las cargas laterales la proporcionan los muros de corte o las estructuras arriostradas.

(a) Pórtico Resistente a Momentos

(c) Sistema Doble (Dual)

(b) Sistema de Muros Portantes

(d) Sistemas de Estructuras de

Edificación


141

11.3.2 Sistemas de Estructuras de Edificación

Es un sistema estructural con una estructura espacial esencialmente completa que proporciona soporte a las

cargas por gravedad. La resistencia a las cargas laterales la proporcionan los muros de corte o las estructuras

arriostradas que no cumplen con los requisitos de un sistema doble.

11.3.3 Sistema de Pórtico Resistente a Momentos

Es un sistema estructural con una estructura espacial esencialmente completa que proporciona soporte a las

cargas por gravedad. Los pórticos resistentes a momentos proporcionan resistencia a las cargas laterales

principalmente por la acción de flexión de sus elementos

11.3.4 Sistema Doble (Dual)

Es un sistema estructural con las siguientes características:

1. Estructura espacial esencialmente completa que proporciona apoyo a las cargas por gravedad.

2. La resistencia a las cargas laterales la proporcionan los muros de corte o las estructuras arriostradas y

pórticos resistentes a momentos (SMRF, IMRF, MMRWF, o OMRF en acero). Los pórticos resistentes a

momentos deben diseñarse para resistir independientemente por lo menos el 25% del esfuerzo cortante

basal máximo admisible de diseño.

3. Los dos sistemas deben diseñarse para resistir el esfuerzo cortante basal máximo admisible total de

diseño en proporción a sus rigideces relativas considerando la interacción del sistema doble en todos los

niveles.

11.4 SELECCIÓN DEL MÉTODO DE ANÁLISIS

En base a los requisitos de configuración y los sistemas estructurales descritos anteriormente, se elige el método

de análisis entre los que se tiene:

El método de la fuerza lateral estática puede utilizarse para las siguientes estructuras:

1. Todas las estructura regulares e irregulares, en la Zona Sísmica 1 y clasificadas como Categorías de

Destino 4 (destinos estándar) y 5 (destinos misceláneos) de la Zona Sísmica 2.

2. Estructuras regulares menores de 73 m. (240 ft) de altura cuya resistencia a las fuerzas laterales la

proporcionan los sistemas enunciados en la Tabla 12.71, excepto edificaciones localizadas en lugares que

tengan un perfil tipo de suelo SF y que tengan un periodo mayor de 0.7 segundos.

3. Estructuras irregulares de no mas de 5 pisos o 20 m. (65 ft) de altura.

4. Estructuras que tienen una parte superior flexible apoyada en una parte inferior rígida donde ambas

partes de la estructura consideradas separadamente pueden clasificarse como regulares, la rigidez del

piso promedio de la parte inferior es por lo menos 10 veces la rigidez del piso promedio de la parte

superior y el periodo de la estructura total no es mayor de 1.1 veces el periodo de la parte superior

considerada como una estructura separada fija en la base.

1 Referirse a la Tabla 12.7, pp. 165


142

El método de las fuerzas laterales dinámicas debe utilizarse para todas las demás estructuras, incluyendo las

siguientes:

1. Estructuras de 73 m. (240 ft) o más de altura con excepción de estructuras en la Zona Sísmica 1 y en

estructuras de destinos estándar y estructuras misceláneas como se define en la Tabla 12.82 de la Zona

Sísmica 2.

2. Estructuras que tienen una irregularidad de rigidez, peso o irregularidad vertical geométrica de los Tipos

1, 2 ó 3 como se define en la Tabla 11.1 u 11.2

3. Estructuras de más de 5 pisos o 20 m. (65 ft) de altura en las Zonas Sísmicas 3 y 4 que no tengan el

mismo sistema estructural a través de toda su altura.

4. Estructuras, regulares o irregulares, ubicadas en el Tipo de Perfil de Suelo SF que tengan un periodo

mayor de 0.7 segundos. El análisis debe incluir los efectos del suelo en el sitio

2 Referirse a la Tabla 12.8, pp. 166

Capítulo 12

MÉTODO DE LA FUERZA

HORIZONTAL EQUIVALENTE

12.1 DETERMINACIÓN DE LAS FUERZAS LATERALES

12.1.1 Factor de Zona Sísmica

Cada lugar o región está dividida en diferentes zonas sísmicas, las cuales están demarcadas según la aceleración

pico del suelo expresada en función de la constante de gravedad (g). Toda estructura a ser diseñada debe tener

asignada un factor de zona sísmica Z de acuerdo con la Tabla 12.1. Estos valores se basan en registros históricos

y datos geológicos y son también ajustados para proveer criterios de diseño consistentes con la región. Estos

factores de zona sísmica son usados, conjuntamente con el tipo de perfil de suelo, para determinar el coeficiente

de respuesta sísmica Ca y Cv dados en la Tabla 12.2. los cuales se utilizan para graficar el espectro de respuesta

ilustrado en la Figura 12.1.

Figura 12.1 Espectros de respuesta de diseño

Periodo [s]

Ace

lera

ción e

spec

tral

, g

T 0

Ca

T s

Cv / T

2.5 Ca

PERIODOS DE CONTROL

T s = Cv / 2.5 Ca

T 0 = 0.2.5 T s

Método de la fuerza horizontal equivalente

144

12.1.2 Coeficiente de Respuesta del Terreno

Los coeficientes de respuesta del suelo Ca y Cv se asignan a cada estructura de acuerdo con la Tabla 12.2, son

parámetros que reflejan la amplificación de la vibración del terreno causada por diferentes tipos de suelo; estos

coeficientes están en función del factor de zona Z, del tipo de perfil de suelo y, cuando sea necesario, del factor

de cercanía a la fuente de origen Na y Nv. El periodo fundamental de la estructura determina cual de los dos

coeficientes Ca o Cv gobierna el diseño sísmico de ésta.

12.1.3 Tipo de Perfil del Suelo

Las vibraciones del terreno causadas por un sismo tienden a ser mayores en suelos suaves que en suelos firmes o

roca. Como las vibraciones se propagan a través del material presente debajo de la estructura éstas pueden ser

amplificadas o atenuadas dependiendo del periodo fundamental del material. De este modo se identifican seis

tipos diferentes de perfil de suelos (Tabla 12.3); la clasificación se la realiza determinando en el sitio la velocidad

promedio de las ondas de corte a 100 [ft] de profundidad; alternativamente, para los tipos de perfil de suelo C, D

y E esta clasificación se realiza midiendo la resistencia al corte no drenada en el material o mediante el ensayo de

penetración standard. El tipo de perfil de suelo SF requiere una evaluación especifica del lugar, la cual es

realizada según la división V, sección 1636 del código UBC. Cuando se desconocen las propiedades del suelo

necesarias para determinar el tipo de perfil de suelo se debe emplear el tipo SD.

12.1.4 Tipo de Lugar de Origen del sismo

Para clasificar el tipo de origen sísmico se toma en consideración la magnitud del momento máximo de la falla y

su proporción de deslizamiento, se distinguen 5 tipos, desde el tipo o clase de origen más activo (tipo A) hasta el

menos activo (tipo C) en la Tabla 12.4.

12.1.5 Factor de Cercanía a la Fuente de Origen

En regiones sujetas a magnitudes sísmicas considerables, como las que tienen lugar en la zona sísmica 4, regiones

cerca de la falla de ruptura pueden experimentar una elevación en la aceleración del suelo del doble en una

distancia de 10 [km] a la redonda del origen. De acuerdo a esto, el código UBC introduce dos factores de

amplificación en la Tabla 12.5, Na, el factor basado en la aceleración, para estructuras de periodo corto; y Nv, el

factor basado en la velocidad para periodos que exceden 1 [s]. El código UBC1 limita a 1.1 el valor de Na para

estructuras regulares localizadas en tipos de perfil de suelo SA, SB, SC, o SD, con un factor de redundancia de 1

(=1).

12.1.6 Periodo fundamental

Cada estructura posee un único periodo natural o fundamental de vibración, el cual es el tiempo requerido para

completar un ciclo de vibración libre. La rigidez, la altura de la estructura son factores que determinan o influyen

en el periodo fundamental, y éste puede variar desde 0.1 [s], para sistemas simples, hasta varios segundos para

sistemas de varios niveles. Como primera aproximación el periodo fundamental puede ser asumido igual al

numero de niveles dividido por 10.

El valor del periodo fundamental de la edificación debe obtenerse a partir de las propiedades de su sistema de

resistencia sísmica, en la dirección a considerar; este requisito se puede suplir siguiendo los métodos presentados

por el código UBC:

1 UBC, Sección 1629.4.2 [ref.15]


145

Método A:

Para todas las edificaciones el valor de T puede aproximarse mediante la siguiente fórmula:

43

)( nt hCT (12.1)

donde:

hn= altura2 en m. (ft), medida desde la base, del piso más alto del edificio.

Ct= 0.0853 (0.035) para pórticos de acero resistentes a momento

Ct= 0.0731 (0.030) para pórticos de hormigón armado resistente a momentos y estructuras arriostradas

excéntricamente

Ct= 0.0488 (0.20) para todas las demás edificaciones

Método B: El periodo fundamental puede calcularse utilizando el procedimiento de Rayleigh:

n

i

ii

n

i

ii fgwT

11

22 (12.2)

donde:

i= desplazamiento horizontal en el nivel i debido a la fuerza fi

fi= fuerza lateral en el nivel i

wi= carga muerta del nivel i

Figura 12.2 Procedimiento de Rayleigh

Los valores de fi representan cualquier fuerza lateral distribuida en forma racional como muestra la Figura 12.2;

esta distribución en forma de triangulo invertido corresponde a la distribución de la cortante basal. Las

deflexiones elásticas i, deben calcularse utilizando las fuerzas laterales aplicadas fi.

Si la contribución de los elementos no estructurales a la rigidez de la estructura es subestimada, el calculo de las

deflexiones y el periodo natural son sobreestimados, dando valores demasiado bajos para los coeficientes de

2 Los coeficientes entre paréntesis son para unidades inglesas

n

n-1

i

2

1 1

2

i

n-1

n

f 1

2f

if

n-1f

nf

Nivel 1

Nivel 2

Nivel i

Nivel n-1

Nivel n

Pórtico Peso de los pisos Desplazamientos Fuerza Lateral

w

w

w

w

w


146

fuerza. Para reducir el efecto de este error el código UBC3 especifica que el valor de T del método B no debe

exceder de un valor de 30% mayor que el de T obtenido del método A en la zona sísmica 4 y del 40% en las

zonas sísmicas 1, 2 y 3.

12.1.7 Amortiguamiento y Ductilidad

Los niveles de amortiguamiento son naturalmente dependientes del nivel de deformación o esfuerzo en una

estructura, de los materiales empleados, la naturaleza del subsuelo, la forma de la estructura, la naturaleza de la

vibración. La gran cantidad de valores de amortiguamiento determinados experimentalmente han sido obtenidos

por lo general, ya sea de componentes estructurales individuales o a partir de vibraciones de baja amplitud. De

ahí que para estructuras de conjunto sujetas a movimiento fuerte del suelo, será necesaria alguna extrapolación de

los datos de amortiguamiento existentes. La Tabla 12.6 indica valores representativos del amortiguamiento para

varios tipos de construcción.

La ductilidad es una medida de la habilidad del sistema estructural de deformarse mas allá de su límite elástico

sin colapsar. Esto le permite a la estructura absorber energía y seguir soportando las cargas y resistiendo las

fuerzas. En el caso de una carga sísmica cíclica, la estructura sufre sucesivas cargas y descargas y la relación

fuerza-desplazamiento toma una secuencia histerética. Para un sistema elastoplástico idealizado esta relación es

ilustrada en la Figura 12.3 donde el área encerrada es una medida de la energía disipada por el sistema.

Figura 12.3 (a) Energía de disipación histerética. (b) Curva de fuerza-deformación asumida

Cuando una estructura es sujeta a un movimiento sísmico, ésta tiene la capacidad de absorber gran parte de la

energía sísmica; una parte sustancial de energía es almacenada temporalmente por la estructura en forma de

energía de deformación y energía cinética. Después de corto tiempo el movimiento sísmico puede ser tan fuerte

que el punto de fluencia se excede en ciertas partes de la estructura y principia la disipación permanente de

energía en forma de deformación inelástica (histerética). A través de todo el sismo la energía es disipada por

amortiguamiento, el cual es, por supuesto, el medio por el cual la energía elástica es disipada una vez que cesa el

movimiento del suelo. Es evidente que se requiere de una gran ductilidad para disipar en gran proporción la

energía histerética generada por un sismo.

3 UBC, Sección 1630.2.2 [ref.15

Desplazamiento

Fu

erza

Energia disipadaElástica

Real

Diseño

Fu

erza

V E

M V

SV

S

M

E

Desplazamiento

(a) (b)


147

Los factores de ductilidad para estructuras se utilizan en forma tal que implican una reducción en los valores

espectrales de respuesta, por consiguiente se requiere una estimación razonable del factor de ductilidad

permisible. Para este propósito se debe estar conciente de las diferencias entre los diferentes tipos de factores de

ductilidad involucrados en la respuesta de las estructuras a carga dinámica. A este respecto debe hacerse una

distinción entre el factor de ductilidad de un miembro, el factor de ductilidad de un entrepiso en un edificio y el

factor de ductilidad global del edificio, para usarse en el cálculo del cortante basal a partir de los valores

espectrales de respuesta.

El factor de ductilidad de un miembro, de un entrepiso o el factor de ductilidad global, están todos gobernados

por el desarrollo de una relación fuerza-desplazamiento, en la que el desplazamiento es la deformación

longitudinal en un miembro a tensión o a compresión, la rotación de una junta o conexión en un miembro a

flexión o la deformación por cortante en un muro de corte. El factor de ductilidad de entrepiso se define

esencialmente por medio de una relación en la que el desplazamiento es la deflexión relativa entre el piso por

encima y el piso por debajo del entrepiso que se trata. El factor de ductilidad global es, en general, un promedio

ponderado de los factores de ductilidad de entrepiso, y la mejor manera de definirlo es considerando un patrón

particular de desplazamiento que corresponda al modo preferible de deformación de la estructura, en una

condición de respuesta que la energía inelástica sea absorbida de manera tan general como sea posible para

desarrollar tal deformación por toda la estructura.

El factor de ductilidad de miembro puede ser considerablemente más grande que el factor de ductilidad de entre

piso, que a su vez puede ser algo más grande que el factor de ductilidad global. La asignación del factor de

ductilidad global de la estructura deberá realizarse de manera conservadora y teniendo en cuenta que las

posibilidades de disipación de energía por deformaciones inelásticas dependen de muchos factores como por

ejemplo: configuración estructural, distribución de rigideces y resistencia, características de los componentes

estructurales y uniones, materiales y otros.

12.1.8 Factor de Modificación de Respuesta

Como resulta antieconómico el diseñar una estructura que permanezca dentro de su rango elástico durante un

sismo; la capacidad de absorción de energía no lineal del sistema es una ventaja que permite limitar el daño

estructural sin disminuir la capacidad de la estructura de soportar carga vertical. En adición, como ocurre la

fluencia, el periodo natural y el coeficiente amortiguamiento se incrementan reduciendo de este modo la fuerza

sísmica desarrollada en la estructura.

El factor R de modificación de la respuesta es el coeficiente de la cortante basal sísmica, el cual debe

desarrollarse en un sistema linealmente elástico, y es una medida de la capacidad del sistema para absorber

energía y mantener un comportamiento cíclico de deformación sin colapsar. El código UBC proporciona una

serie de valores para R, los cuales están tabulados en la Tabla 12.7; el valor de R se incrementa a medida que la

ductilidad de la estructura aumenta y su capacidad de disipación de energía aumenta; R es un coeficiente

numérico representativo de la capacidad de ductilidad global de los sistemas resistentes a fuerzas laterales.

12.1.9 Factor de Importancia

Para propósitos de diseño resistente a movimientos sísmicos, cada estructura debe clasificarse de acuerdo a una

de las categorías de destino enunciadas en la Tabla 12.8, la cual asigna factores de importancia I.

12.1.10Coeficiente de Respuesta Sísmica

El coeficiente de respuesta esta definido por:

TR

ICC v

s

(12.3)


148

La forma de esta expresión indica que el coeficiente de respuesta se incrementa a medida que se incrementa el

factor de importancia y a medida que se reducen el factor de modificación de repuesta y el periodo natural.

Las estructuras de amortiguamiento bajo construidas de material quebradizo son incapaces de tolerar

deformaciones apreciables y para ellas se recomienda un valor bajo de R; en cambio a las estructuras altamente

amortiguadas construidas de materiales dúctiles se les asigna un valor mayor de R.

Para periodos fundamentales que exceden aproximadamente al segundo de tiempo (1.0 s), la respuesta de

aceleración de la estructura se atenúa proporcionalmente a su periodo, como se advierte en la forma de la

expresión del coeficiente de respuesta sísmica.

El coeficiente de respuesta sísmica no debe ser mayor que:

R

ICC a

s

5.2 (12.4)

Esta expresión es valida para periodos cortos de hasta 1 [s] aproximadamente. Para periodos mayores, la ecuación

12.4 da valores conservadores. Para prevenir que valores demasiado bajos del coeficiente de respuesta sísmica

sean adoptados para estructuras de periodos grandes, este coeficiente no debe ser menor que:

ICC as 11.0 (12.5)

Además, para la zona sísmica 4, el valor mínimo del valor del coeficiente de respuesta sísmica es:

R

INZC v

s

8.0 (12.6)

12.1.11Carga Muerta Sísmica

La carga muerta sísmica W, es la carga muerta total y las partes correspondientes a otras cargas que se enuncian a

continuación:

En las bodegas y destinos de almacenamiento se debe aplicar un mínimo de 25% de la carga viva del

piso.

Cuando se utilice una carga de tabiques en el diseño del piso, se debe incluir una carga no menor de 0.48

kN/m2 (10 psf).

La carga de diseño de nieve debe incluirse cuando ésta exceda los 1.44 kN/m2 (30 psf), pero puede

reducirse hasta el 75 % dependiendo de la configuración del techo, las condiciones del lugar, duración

de la carga.

Debe incluirse el peso total del equipo permanente y accesorios.

12.1.12Procedimiento de la Fuerza Lateral Equivalente

Las fuerzas laterales producidas en la estructura por la vibración del terreno pueden determinarse mediante la

estática o el procedimiento de la fuerza lateral equivalente, la cual utiliza la segunda ley de Newton para estimar

la fuerza cortante en la base de la estructura.

WCV

WTR

ICV

s

v

(12.7)


149

esta fórmula esta basada en la suposición de que la estructura sufrirá varios ciclos de deformación inelástica y

disipación de energía sin llegar a colapsar. Las fuerzas y desplazamientos en la estructura se calculan asumiendo

un comportamiento linealmente elástico.

La relación fuerza-desplazamiento idealizada es mostrada en la Figura 12.3(b). Ésta ilustra que la cortante basal

desarrollada en una estructura ideal completamente elástica es:

WT

CV v

E (12.8)

con un valor máximo de:

WCV aE 5.2 (12.9)

La cual es modificada por el factor de modificación de respuesta y el coeficiente de importancia para el calculo

de la cortante basal de diseño:

R

IVV ES (12.10)

Si el desplazamiento calculado para este valor de diseño es S y el factor de amplificación es 0.7·R se asume que

el desplazamiento real es:

SM R 7.0 (12.11)

esta expresión representa un valor promedio para el desplazamiento inelástico; sin embargo varios estudios

indican que la ecuación 12.11 puede subestimar el valor real de algunas estructuras. En otros casos M puede

calcularse por análisis de historia de tiempo (cronológico) no lineal; correspondiente al análisis dinámico de

estructuras.

12.2 ESTRUCTURAS DE VARIOS NIVELES

12.2.1 Distribución Vertical de la Fuerza Sísmica

La distribución de la cortante basal sobre la altura de la edificación se obtiene como la superposición de todos los

modos de vibración de un sistema de varios grados de libertad. La magnitud de la fuerza lateral que actúa sobre

un nudo en particular depende de la masa del nudo, de la distribución de la rigidez sobre la altura de la estructura

y del desplazamiento nodal en un modo dado, y esta dada por:

ii

xxx

w

wVF

(12.12)

donde:

V’ = Cortante basal modal

wi = Carga muerta sísmica localizada en el nivel i

i = Componente de la forma modal en el nivel i para un modo dado

wx = Carga muerta sísmica localizada en el nivel x

x = Componente de la forma modal en el nivel x para un modo dado

Para una estructura con una distribución de masas sobre su altura y asumiendo una forma modal lineal, como se

observa en la Figura 12.4, la expresión anterior se reduce a:

ii

xxx

hw

hwVF

1 (12.13)


150

donde:

hi = Altura sobre la base hasta el nivel i

hx = Altura sobre la base hasta el nivel x

Figura 12.4 Distribución vertical de la fuerza sísmica

Si sólo se considera la forma modal fundamental, V1 representa la cortante basal de diseño para el modo

fundamental y la distribución de la fuerza es lineal. Para tomar en cuenta el efecto de los modos altos en las

edificaciones con periodos grandes, esto es cuando T excede a los 0.7 segundos, se debe añadir una fuerza Ft en

la parte superior de la estructura, la cual esta dada por:

VTFt 07.0 (12.14)

donde:

xt

t

FFV

VFV

1 (12.15)

donde :

V = Cortante basal total de diseño que incluye la fuerza total adicional para tomar en cuenta el efecto de

los modos altos

Entonces la fuerza lateral de diseño en el nivel x esta dado por:

ii

xxtx

hw

hwFVF

)( (12.16)

12.2.2 Volcamiento

De acuerdo al código UBC4 las estructuras deben ser diseñadas para resistir los efectos de volcamiento causados

por las fuerzas sísmicas, las cuales deben transmitirse hasta la cimentación. Cuando se hacen presentes

discontinuidades verticales en los elementos resistentes a fuerzas laterales, los elementos que soportan dichos

4 UBC, Sección 1630.8 [ref.15]

Nivel 1

Nivel 2

Nivel x

Nivel n-1

Nivel n

h

w1

w2

wx

wn-1

wn

F1

F2

Fx

Fn-1

FnF t

Ø = h /Hx x

H

x

V

Desplazamiento

de los pisosFuerza

lateral

Cortante

lateral

Peso de

los pisosPórtico


151

sistemas discontinuos deben tener la resistencia de diseño para soportar las cargas combinadas que resultan de las

combinaciones de cargas sísmicas, las cuales son:

m

h

ED

ELfD

0.19.0

0.12.1 01 (12.17)

donde:

D = Carga muerta

L = Carga viva, con excepción de la carga viva de techo

f1 = 1.0 para pisos de reunión publica, para cargas vivas que exceden de 4.79 kN/m2 (100 psf) y para

cargas vivas de garajes

f1 = 0.5 para otras cargas vivas

Em = Fuerza sísmica máxima que puede desarrollarse en la estructura

Eh = Fuerza sísmica horizontal de diseño

0 = Factor de amplificación de la fuerza sísmica que se requiere para tomar en cuenta la

sobreresistencia estructural en el rango inelástico, esta tabulado en la Tabla 12.7

S = Carga de nieve

Cuando se determinan los esfuerzos en la interfase suelo-fundación puede omitirse la fuerza Ft en las estructuras

regulares al determinar el momento de volcamiento, debido a que Ft representa la fuerza lateral debido a los

modos altos y las fuerzas en todos los niveles no alcanzan su punto máximo simultáneamente5. Adicionalmente

puede incrementarse una tercera parte en la presión admisible del suelo6. La presión del suelo se debe obtener de

la combinación de carga:

4.1/ESLD (12.18)

12.2.3 Efecto P-delta

El efecto P-delta en un piso dado es causado por la excentricidad de la carga gravitatoria presente por encima del

piso, la cual produce momentos secundarios aumentando las deflexiones horizontales y las fuerzas internas. Este

efecto debe tenerse en cuenta cuando el índice de estabilidad (i) excede a 0.1, ó en zonas sísmicas 3 y 4 cuando

la relación de desplazamiento de piso excede a 0.02/R. El índice de estabilidad esta dado por:

pi

sii

M

M (12.19)

donde:

Msi = Momento secundario del nivel en consideración

Mpi = Momento primario del nivel en consideración

El índice de estabilidad de cualquier piso no debe ser mayor a 0.3, si lo es, entonces la estructura es

potencialmente inestable y debe rigidizarse. El momento secundario de un piso se define como el producto de la

carga muerta total, carga viva y la carga de nieve por encima del piso multiplicada por el desplazamiento de piso.

El momento primario de un piso se define como la cortante sísmica en el piso multiplicada por la altura del piso.

Como se muestra en la Figura 12.5 el momento primario y secundario esta dado por:

Nivel Mpi Msi I

1 (F1 + F2)·hs1 2·(P1 + P2)·1 Ms1/Mp1

2 F2·hs2 2·P2·2 Ms2/Ms2

5 UBC, Sección 1809.4 [ref.15] 6 UBC, Sección 1612.3.2 y 1802 y Tabla 18-I-A[ref.15]


152

Figura 12.5 Efecto P-delta

El efecto P-delta puede incluirse en el análisis elástico mediante el factor de amplificación, el cual esta dado por:

i

ida

1 (12.20)

La cortante de nivel de cada piso es multiplicada por el factor (1-ad) correspondiente para ese nivel y las fuerzas

internas y desplazamientos deben ser recalculados para la estructura.

El efecto P-delta debe evaluarse utilizando las cargas de diseño, es decir las fuerzas que producen los

desplazamientos s, es decir las fuerzas derivadas de la estática o fuerza lateral equivalente.

12.2.4 Desplazamientos de Piso

El desplazamiento de piso es el desplazamiento lateral de un piso relativo al piso inferior de una estructura de

varios niveles. Para edificaciones con periodo natural menor a 0.7 segundos, la sección 1630.10.2 del código

UBC limita el desplazamiento relativo o la deriva a una máximo de 0.025 veces la altura del piso. Y para

estructuras que tengan un periodo fundamental de 0.7 segundos o mayor, el desplazamiento relativo calculado del

piso no debe exceder de 0.02 veces la altura del piso. El propósito de estas limitaciones es el asegurar un mínimo

de rigidez para así controlar la deformación inelástica y la posible inestabilidad.

Los desplazamientos relativos de piso o derivas deben calcularse utilizando el desplazamiento de respuesta

inelástica máxima dado como:

sM R 7.0 (12.21)

donde:

s = Desplazamiento de respuesta del nivel de diseño

Para el cálculo del desplazamiento del nivel de diseño se debe preparar un análisis elástico estático del sistema

resistente a las fuerzas laterales utilizando las fuerzas sísmicas de diseño; el modelo matemático debe cumplir con

la sección 1630.1.2 del código UBC:

h

h

1F

F2

2PP

2

P1

P1

2

1

s1

s2


153

Las propiedades de rigidez de los elementos de hormigón y de mampostería reforzados deben considerar

los efectos de las secciones agrietadas, y de acuerdo con la sección 1633.2.4 las propiedades de rigidez

pueden asumirse igual a la mitad de las propiedades de la sección bruta a menos que se realice un

análisis racional de la sección agrietada.

En los sistemas de pórticos de acero resistentes a momentos, debe incluirse la contribución de las

deformaciones de la franja de tablero al desplazamiento total del piso.

Adicionalmente se debe considerar el efecto P-delta en el cálculo del desplazamiento de respuesta inelástica

máxima cuando el caso así lo requiera.

El valor del periodo fundamental calculado por el método B (ecuación 12.2) es más realista que aquel calculado

por el método A (ecuación 12.1); en pero la sección 1630.10.3 del código UBC afloja el requisito, para el cálculo

de la deriva, en el cual TB puede no exceder el valor de TA por un 30% en la zona sísmica 4, y por un 40% en zona

sísmica 1,2,3. Y no debe imponerse límite de desplazamiento para estructuras de acero de un solo piso

clasificados como destinos de los grupos B, F y S o del grupo H división 4 o 57.

Cuando se diseña una estructura mediante el análisis dinámico, se debe utilizar el espectro de respuesta apropiado

del terreno sin reducción por el factor de modificación de respuesta R. Esto da resultados de desplazamiento

iguales a los valores elásticos correspondientes al espectro de respuesta elástico. Para estructuras de periodo

grande con un periodo fundamental dentro de la región sensitiva de velocidad del espectro de respuesta, este

desplazamiento de respuesta elástico es aproximadamente igual al desplazamiento total inelástico. Para

estructuras de periodo corto con un periodo fundamental dentro la región sensitiva de aceleración del espectro de

respuesta, este desplazamiento de respuesta elástico usualmente subestima el desplazamiento inelástico total.

Cuando el análisis dinámico, aplicado a una estructura regular, utiliza el espectro de respuesta construido de

acuerdo a la Figura 12.1, la sección 1631.5.4 del código UBC permite que la respuesta de desplazamiento elástico

se reduzca a un valor correspondiente a la cortante basal equivalente del 90% de la cortante basal derivada del

análisis estático. Cuando el análisis dinámico, aplicado a una estructura regular utiliza el espectro de respuesta

especifico del lugar, el código permite que la respuesta de desplazamiento elástico se reduzca a una valor

correspondiente a la cortante basal equivalente del 80% de la cortante basal derivada del análisis estático. En

ningún caso los desplazamientos pueden ser menores a los desplazamientos de respuesta elástica divididos por el

factor de modificación de respuesta.

12.2.5 Cargas en los Diafragmas

Los diafragmas de piso y techo deben diseñarse para resistir las fuerzas determinadas según la siguiente formula:

pxi

itpx w

w

FFF

(12.22)

pxapxpxa wICFwIC 0.15..0

donde:

Ft = Fuerza lateral concentrada en la parte superior de la estructura

Fi = Fuerza lateral en el nivel i

Fi = Fuerza cortante total en el nivel i

wi = Carga muerta sísmica total localizada en el nivel i

wi = Carga muerta sísmica total en el nivel i y por encima

wpx = El peso del diafragma y el elemento tributario al mismo en el nivel x, no incluye muros paralelos

a la dirección de la carga sísmica

7 UBC, Sección 1630.10.2 [ref.15]


154

Para una estructura simple ésta se reduce a:

pv

p

p

p

wTR

ICF

W

wVF

(12.23)

12.3 FUERZA CORTANTE BASAL PARA EL DISEÑO SIMPLIFICADO

Para pequeñas estructuras, la sección 1630.2.3 del código UBC permite un método de diseño alternativo. Este

método provee resultados conservadores en comparación con el otro método disponible, pero permite un rápido y

simple cálculo de la cortante basal sísmica. El método es aplicable a estructuras cuya categoría de destino

corresponde a la 4 o 5 de la Tabla 12.8, de pórticos ligeros que no excedan los 3 niveles, o de cualquier

construcción que no exceda los 2 pisos de altura.

12.3.1 Fuerza Cortante Basal

La fuerza cortante basal de diseño en una dirección determinada debe calcularse según:

WR

CV a

0.3 (12.24)

Cuando se desconoce los parámetros del suelo, para determinar el valor de Ca, debe utilizarse el tipo de perfil de

suelo SD en zonas sísmicas 3 y 4, y el tipo SE en las demás. Para estructuras regulares ubicadas en la zona sísmica

4 el factor de cercanía a la fuente no necesita ser mayor de 1.3.

12.3.2 Distribución Vertical

Las fuerzas en cada nivel deben calcularse utilizando la siguiente formula:

ix

ia

x

wW

VF

wR

CF

0.3

(12.25)

12.3.3 Calculo de los Desplazamientos de Piso

El efecto P-delta y los desplazamientos de piso no son normalmente requeridos cuando se utilice el método

simplificado. Si es necesario, en sistemas estructurales relativamente flexibles, se puede considerar los efectos P-

delta y los desplazamientos, y para ello el desplazamiento de respuesta inelástica máxima esta dada por:

sM h 01.0 (12.26)

donde:

hs = La altura de piso


155

12.3.4 Determinación de la Carga Sobre los Diafragmas

De acuerdo a la sección 1630.2.3.4 del código UBC, la carga actuante en el diafragma horizontal se determina a

partir de la expresión:

pxa

px wR

CF

0.3 (12.27)

pxpx wW

VF (12.28)

donde : pxapxpxa wCFwC 0.15.0

12.4 COMBINACIONES DE CARGA

12.4.1 Combinaciones de Carga Utilizando el Diseño por Resistencia

Llamado también diseño por factores de carga y de resistencia. Cuando se utiliza el principio de resistencias de

diseño, el requerimiento básico es de asegurarse que la resistencia de diseño de un miembro no sea menor que la

resistencia ultima requerida. Para la resistencia requerida se considera las cargas de servicio multiplicadas por un

factor de carga apropiado como los que indica el reglamento ACI y se presentan en la Tabla 12.9.

No es necesario asumir que el viento y las cargas debidas al sismo actúan simultáneamente. La carga sísmica E es

una función de ambas fuerzas sísmicas, horizontal y vertical, y esta dada por:

vh EEE (12.29)

donde:

Eh = carga sísmica debida al esfuerzo cortante en la base

Ev = fuerza vertical debida a los efectos de la aceleración vertical del suelo

Ev = es igual a añadir 0.5·Ca·I·D al efecto de la carga muerta para el diseño por resistencia

Ev = 0, para el diseño por esfuerzos admisibles

= factor de confiabilidad o redundancia.

y

ingleasas unidades 20

2

SI 1.6

2

max

max

B

B

Ar

Ar

(12.30)

5.10.1

donde:

AB = area de la estructura en el nivel del suelo en m2 (ft

2)

rmax = máxima relación del esfuerzo cortante del elemento-piso

El valor asumido para Ev representa la magnitud de la respuesta vertical debida a la aceleración vertical del suelo,

la cual es considerada que tiene gran probabilidad de ocurrir simultáneamente con la respuesta horizontal

máxima.


156

Para una dirección determinada de carga, la relación del esfuerzo cortante del elemento-piso es la relación del

esfuerzo cortante del piso de diseño en el elemento individual de mayor carga dividido por el esfuerzo cortante

total de diseño del piso. Para cualquier nivel esta relación se denomina ri. La relación máxima del esfuerzo

cortante del elemento-piso rmax se define como la mayor de las relaciones ri que se da en cualquiera de los niveles

de piso a un nivel igual a las 2/3 partes de la altura de la edificación o a una altura inferior.

Para proporcionar en la estructura varias trayectorias de resistencia a cargas laterales se provee de un cierto grado

de redundancia al sistema. La fluencia de un elemento del sistema deriva en una redistribución de la carga en los

elementos que todavía permanecen, de este modo se controla los desplazamientos y la deterioración de la

estructura y además se retarda la formación de mecanismos de colapso. De este modo para mejorar el

rendimiento sismo resistente de las edificaciones es necesario proporcionar múltiples trayectorias de carga para

hacer de este modo el sistema resistente a fuerzas laterales lo mas redundante posible. Es así que el factor de

redundancia penaliza a las estructuras que tiene un grado de redundancia bajo con un incremento hasta del 50%

de la fuerza horizontal de diseño. Y cuando se calcula el desplazamiento o cuando la estructura esta ubicada en

las zonas sísmicas 0, 1 ó 2, debe considerarse igual a 1.0

Para estructuras arriostradas, el valor de ri se determina como se muestra en la Figura 12.6. asumiendo que cada

tirante o abrazadera resiste igual cortante sísmica, la máxima relación del esfuerzo cortante del elemento-piso es:

rmax = 0.5

El factor de redundancia esta dado por:

14.1

20105.0

1.62

Figura 12.6 Pórtico arriostrado

Para pórticos resistentes a momentos, ri debe tomarse como el máximo de la suma de las fuerzas cortantes en

dos columnas contiguas cualquiera en una nave del pórtico resistente a momentos dividida por el esfuerzo

cortante del piso, como muestra la Figura 12.7 para una estructura de un nivel y 4 naves. Para una columna

común a dos niveles se utiliza el 70% del esfuerzo cortante en esa columna en la suma. Asumiendo que cada nave

resiste una fuerza sísmica como indica la Figura 12.7, rmax es:

rmax = 0.33

V/2

20 m

V/2

Arriostre

10 m


157

Figura 12.7 Pórtico resistente a momentos


mínimo 0.1

69.0

102033.0

1.62

En los pórticos especiales resistentes a momentos no debe ser mayor que 1.25.

En los muros de corte, ri se determina como en la Figura 12.8, el cual es el valor máximo del producto del

esfuerzo cortante del muro multiplicado por 3.05/lw (para unidades inglesas 10/lw) y dividido por el esfuerzo

cortante total del piso, donde lw es la longitud del muro en metros (ft). Asumiendo que cada muro de corte resiste

la mitad de la cortante sísmica como indica la Figura 12.8, rmax es:

05.0

30

05.35.0

05.35.0

max

max

max

r

r

lr

w

Figura 12.8 Estructura con muros de corte

V/6 V/3 V/3 V/6

10 m

20 m

Pórtico resistente a momentos

V/2V/2

60 m

30 m

Muro de Corte


158


mínimo 0.1

603005.0

1.62

En sistemas dobles (dual), ri se determina como se muestra en la Figura 12.9 y se toma como el valor máximo

definido en párrafos anteriores, considerando todos los elementos resistentes a cargas laterales. El factor de

redundancia se toma como el 80% del valor calculado normalmente. Asumiendo que la cortante es distribuida

entre los elementos como se indica en la Figura 12.9, rmax es:

rmax = 0.375


29.1

6030375.0

1.628.0

Figura 12.9 Sistema doble

Las combinaciones de carga presentes en la Tabla 12.9 no se aplican para elementos de concreto cuando en las

combinaciones no esta incluida la carga sísmica; para esta situación la sección 1909.2 del código UBC especifica

las combinaciones de carga a ser utilizadas. Las combinaciones de carga factorizadas deben multiplicarse por 1.1

para hormigón y mampostería cuando en las combinaciones de carga esta incluida la carga sísmica.

12.4.2 Combinaciones de Carga Utilizando el Diseño de Esfuerzo Admisible

El requisito básico para el diseño por esfuerzos admisibles es que, los esfuerzos en los elementos no deben

exceder a los limites permisibles cuando están sujetos a las cargas de servicio. Se debe permitir que las

estructuras y parte de las mismas se diseñen para los efectos más críticos que resulten de las siguientes

combinaciones de carga. Para las combinaciones de carga incluyendo viento y sismo se permite un incremento de

1/3 parte de los esfuerzos admisibles.

V/8

3V/8

V/8

3V/8

60 m

30 m

Pórtico Resistente a Momentos

Arriostre


159

Para el diseño por esfuerzos admisibles Ev , la respuesta vertical debida a los efectos de la aceleración vertical, se

toma igual a cero. Además las cargas de viento y sismo no necesitan asumirse simultáneamente

12.5 TORSIÓN

Para transferir las fuerzas sísmicas al suelo, se deben utilizar los elementos resistentes verticales y horizontales

para proporcionar trayectorias de cargas continuas a partir del tope de la estructura hacia las fundaciones. Los

componentes verticales consisten de muros de corte, pórticos arriostrados y pórticos resistentes a momentos. Los

componentes horizontales consisten de techos y diafragmas de piso, los cuales distribuyen las fuerzas laterales a

los elementos verticales.

Los diafragmas se consideran flexibles cuando la deformación lateral máxima del diafragma, bajo carga lateral,

es mas del doble del desplazamiento promedio por piso del piso asociado. Esto puede determinarse comparando

el punto medio calculado en la deflexión en planta del diafragma mismo con el desplazamiento por piso de los

elementos colindantes resistentes a las fuerzas verticales tal como ilustra la Figura 12.10. el diafragma puede

modelarse como una viga simple entre soportes y la distribución de la carga a éstos es independiente de sus

rigideces relativas y proporcional al área tributaria correspondiente.

Figura 12.10 Diafragma flexible

Cuando la deformación lateral máxima del diafragma es menor del doble del desplazamiento promedio de piso, el

diafragma se considera rígido. Se deben considerar los incrementos del esfuerzo cortante que resulta de la torsión

horizontal cuando los diafragmas no son flexibles. La distribución de la carga a los soportes es proporcional a sus

rigideces relativas y es independiente del área tributaria soportada.

12.5.1 Momento Torsor

El centro de rigideces es aquel punto alrededor del cual la estructura tiende a rotar cuando esta sujeta a una fuerza

excéntrica. En el caso de la fuerza sísmica, ésta actúa en el centro de masas de la estructura y el momento torsor

es el producto de la fuerza sísmica y la excentricidad del centro de masas con respecto al centro de rigideces. La

ubicación del centro de masas calculado no es exacta debido a la distribución imprecisa del peso de la estructura,

lo cual conduce a una torsión accidental; y acontece algo similar con el centro de rigideces calculado debido a la

rigidez despreciada de los componentes no estructurales.

Para tomar en cuenta estas incertidumbres debe asumirse que la masa en cada nivel se ha desplazado del centro

de masas calculado en cada dirección una distancia igual al 5% de la dimensión de la edificación en ese nivel

perpendicular a la dirección de la fuerza bajo consideración. Esta excentricidad accidental se amplifica cuando

AM

Muro de Corte

Diafragma

AM>

Carga Sísmica


160

existe una irregularidad torsional, como se define en la Tabla 11.2, multiplicándola por un coeficiente de

amplificación Ax determinado de acuerdo a la siguiente ecuación:

0.32.1

2

max

avgxA

(12.31)

donde:

avg = el promedio de los desplazamientos en los puntos extremos de la estructura en el nivel x

max = el desplazamiento máximo en el nivel x

12.5.2 Centro de Masas y Centro de Rigideces

Figura 12.11 Efecto de la torsión

rN

rS

B

rW rE=L·RW /(RW+RE)

L

ex

ea ea

V=Fuerza Sísmica N-S

RW

CR CM (calculada)

RN

RS

RE

N

RW V/(RW+RE) RE V/(RW+RE)

Fuerzas en el

Plano

-RW rW V(ex-ea)/R r2 RE rE V(ex+ea)/R r2

RS rS V(ex+ea)/R r2

RN rN V(ex+ea)/R r 2

Efectos de la

Torsión

T=V(ex+ea)_

V

ea = Excentricidad accidental = 0.05·L


161

La ubicación del centro de rigideces se obtiene a partir de momentos estáticos alrededor de un origen

conveniente. De la Figura 12.11 para la carga sísmica en la dirección Norte-Sur, los muros Norte y Sur, los cuales

no tienen rigidez en esa dirección, se desprecian y sólo se consideran los muros Este y Oeste, es así que la

ubicación del centro de rigideces con referencia al muro Este esta dada por:

EW

WE

EW

EWE

y

y

E

RR

LRr

RR

RLRr

R

xRr

0

La ubicación del centro de rigideces con referencia al muro Sur esta dado por:

SN

NS

SN

SNS

x

xS

RR

BRr

RR

RBRr

R

yRr

0

El momento de inercia polar de los muros esta dado por:

WWEESSNN RrRrRrRrJ

RrJ

2222

2

De forma similar se calcula la ubicación del centro de masas, x, y. Y la fuerza cortante total en la base de los

muros Este y Oeste esta dada entonces por la suma de la cortante debida a las fuerzas en ese plano y los

momentos torsores. Es importante que el momento torsor de diseño en un piso determinado debe ser el momento

resultante de las excentricidades entre las fuerzas laterales de diseño aplicadas en los niveles por encima de ese

piso y los elementos resistentes a las cargas verticales en ese piso más una torsión accidental.

12.5.3 Efectos de la Torsión

La excentricidad entre el centro de masas y el centro de rigideces esta ilustrada en la Figura 12.11 como:

xre Ex

La excentricidad accidental esta dada por:

Lea 05.0

La excentricidad máxima es:

axmaz eee

La excentricidad mínima es:

ax eee min

El momento torsor máximo para la carga sísmica Norte-Sur esta dado por:

)(max

maxmax

ax eeVT

eVT


162

El momento torsor mínimo para la carga sísmica Norte-Sur esta dado por:

)(min

minmin

ax eeVT

eVT

La fuerza total en el muro Este, para la carga sísmica Norte-Sur es:

(max)TS FFF

donde la fuerza cortante en la dirección considerada es:

VRR

RF

WE

ES

La fuerza cortante debido al momento torsor más critico en el muro Este es:

J

RrTF EE

T

max

(max)

Para el muro Oeste, debido a que el momento torsor actúa en sentido opuesto al plano de acción de las fuerzas, la

fuerza cortante debido al momento torsor mas critico es:

J

RrTF WW

T

min

(min)

Y la fuerza total de diseño es:

(min)TS FFF

12.6 TABLAS

Zona 1 2ª 2B 3 4

Z 0.075 0.15 0.20 0.30 0.40

Nota.- La zona sísmica debe determinarse del mapa de zonas sísmicas

Tabla 12.1 Factor de zona sísmica Z

Perfil del Zona 1 Zona 2A Zona 2B Zona 3 Zona 4

suelo Ca Cv Ca Cv Ca Cv Ca Cv Ca Cv

SA 0.06 0.06 0.12 0.12 0.16 0.16 0.24 0.24 0.32·Na 0.32·Nv

SB 0.08 0.08 0.15 0.15 0.20 0.20 0.30 0.30 0.40·Na 0.40·Nv

SC 0.09 0.13 0.18 0.25 0.24 0.32 0.33 0.45 0.40·Na 0.56·Nv

SD 0.12 0.18 0.22 0.32 0.28 0.40 0.36 0.54 0.44·Na 0.64·Nv

SE 0.19 0.26 0.30 0.50 0.34 0.64 0.36 0.84 0.36·Na 0.96·Nv

SF Se deben realizar investigaciones geotécnicas y análisis de respuesta dinámica del

lugar para determinar los coeficientes de sismicidad

Tabla 12.2 Coeficientes de respuesta del terreno


163

Tipo de

perfil de

suelos

Descripción

Propiedades del suelo promedio para los 30 m. (100 ft.) superiores

del perfil del suelo

Velocidad de onda de

corte, vs, ft/s (m/s)

Ensayo estándar de

penetración, N

(golpes/ft)

Resistencia a corte no

drenado, Su psf

(kPa)

SA Roca dura >5000

(1500)

SB Roca 2500 a 5000

(760 a 1500)

SC

Suelo muy

denso y roca

blanda

1200 a 2500

(360 a 760) >50

>2000

(100)

SD Perfil de suelo

rígido

600 a 1200

(180 a 360) 15 a 50

1000 a 2000

(50 a 100)

SE1 Perfil de suelo

sólido

<600

(180) <15

<1000

(50)

SF Suelo que requiere evaluación especifica del lugar. véase UBC 1629.3.1 1 El suelo del perfil Tipo SE también incluye cualquier perfil de suelo con mas de 3048 mm (10 ft) de arcilla blanda definida como

un suelo con un índice de plasticidad, PI>20, wme40% y su<24 kPa (500psf). El índice de plasticidad, PI, y el contenido de

humedad, wme, deben determinarse de acuerdo a la norma ASTM

Tabla 12.3 Tipos de perfile de suelo

Tipo de

lugar de

origen del

sismo

Descripción a la fuente del sismo

Definición a la fuente del sismo1

Magnitud del

momento

máximo M

Proporción de

deslizamiento, SR

(mm/año)

A Fallas que pueden producir eventos de gran magnitud y

que tienen una alta relación de actividad sísmica. M 7.0 SR 5

B Otras fallas además de los tipos A y C

M 7.0

M < 7.0

M 6.5

SR < 5

SR > 2

SR < 2

C

Fallas que no pueden producir eventos de gran

magnitud y que tienen una relación de actividad

sísmica relativamente baja.

M < 6.5 SR 2

1 Tanto las condiciones de magnitud del momento máximo como de proporción de deslizamiento deben ser satisfechas simultáneamente

cuando se determina el tipo de lugar de origen del sismo.

Tabla 12.4 Tipo de lugar de origen del sismo

Tipo de lugar

de origen del

sismo

Distancia más próxima a la fuente del sismo conocido

2 km 5 km 10 km 15 km

Na Nv Na Nv Na Nv Na Nv

A 1.5 2.0 1.2 1.6 1.0 1.2 1.0 1.0

B 1.3 1.6 1.0 1.2 1.0 1.0 1.0 1.0

C 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0

Nota.- Los factores de cercanía a la fuente pueden basarse en la interpolación lineal de valores para distancias diferentes a las que se muestran

en la Tabla.

Tabla 12.5 Factores de cercanía a la fuente


164

Descripción del tipo de Construcción Amortiguamiento

Pórtico de acero, soldado, con todos los muros de construcción flexible 0.02

Pórtico de acero, soldado o apernado, con revestimiento rígido y con todos los muros

interiores flexibles 0.05

Pórtico de acero soldado o apernado, con muros de cortante de hormigón 0.07

Pórtico de hormigón con todos los muros de construcción flexible 0.05

Pórtico de hormigón, con revestimiento rígido y todos los muros interiores flexibles 0.07

Pórtico de hormigón, con muros de cortante de hormigón o mampostería 0.10

Edificios con muros de cortante de hormigón y/o mampostería 0.10

Construcción de muros de cortante de madera 0.15

Tabla 12.6 Relaciones de amortiguamiento típico para estructuras

Sistema

estructural

básico

Descripción de los sistemas resistentes R o

Altura límite

para las zonas

sísmicas 3 y 4

(ft) ×304.8

para mm.

1. Sistemas de

muros de

carga

1. Muros de estructuras ligeras con paneles de corte

a. Muros de paneles estructurales de madera para

estructuras de 3 pisos o menos. 5.5 2.8 65

b. Todos los demás muros con estructuras livianas 4.5 2.8 65

2. Muros de corte

a. Hormigón. 4.5 2.8 160

b. Albañilería. 4.5 2.8 160

3. Muros de carga de estructuras de acero ligero con

arriostramiento solo para tensión. 2.8 2.2 65

4. Estructuras arriostradas donde los arriostres transmiten

cargas por gravedad

a. Acero 4.4 2.2 160

b. Hormigón. 2.8 2.2

c. Maderos estructurales. 2.8 2.2 65

2. Sistemas de

estructura de

la edificación

1. Estructuras de acero arriostradas excéntricamente (EBF) 7.0 2.8 240

2. Muros de estructuras ligeras con paneles de cortante:

a. Muros de paneles estructurales de madera para

estructuras de 3 pisos o menos 6.5 2.8 65

b. Todos los demás muros con estructuras livianas 5.0 2.8 65

3. Muros de cortante

a. Hormigón. 5.5 2.8 240

b. Albañilería 5.5 2.8 160

4. Estructuras comunes arriostradas

a. Acero 5.6 2.2 160

b. Hormigón 5.6 2.2

c. Maderos estructurales 5.6 2.2 65

5. Estructuras especiales arriostradas concéntricamente

a. Acero 6.4 2.2 240

3. Sistema de

estructuras

resistente a

los momentos

1. Estructuras especiales resistente a los momentos (SMRF)

a. Acero 8.5 2.5 N.L

b. Hormigón 8.5 2.5 N.L.

2. Estructuras de muros de albañilería resistente a los

momentos (MMRWF) 6.5 2.8 160

3. Estructuras intermedias de hormigón resistente a los

momentos (IMRF) 5.5 2.8


165

4. Estructuras comunes resistentes a los momentos (OMRF)

a. Acero 4.5 2.8 160

b. Hormigón 3.5 2.8

5. Estructuras de acero con cerchas especiales para

momentos (STMF) 6.5 2.8 240

4. Sistema

doble (dual)

1. Muros de cortante

a. Hormigón con SMRF 8.5 2.8 N.L.

b. Hormigón con OMRF en Acero 4.2 2.8 160

c. Hormigones con IMRF en hormigón 6.5 2.8 160

d. Albañilería con SMRF 5.5 2.8 160

e. Albañilería con OMRF en acero 4.2 2.8 160

f. Albañilería con IMRF en hormigón 4.2 2.8

g. Albañilería con MMRWF en albañilería 6.0 2.8 160

2. EBF en acero

a. Con SMRF en acero 8.5 2.8 N.L.

b. Con OMRF en acero 4.2 2.8 160

3. Estructuras comunes arriostradas

a. Acero con SMRF en acero 6.5 2.8 N.L.

b. Acero con OMRF en acero 4.2 2.8 160

c. Hormigón con SMRF en hormigón 6.5 2.8

d. Hormigón con IMRF en hormigón 4.2 2.8

4. Estructuras especiales arriostradas concéntricamente

a. Acero con SMRF en acero 7.5 2.8 N.L.

b. Acero con OMRF en acero 4.2 2.8 160

5. Sistemas de

edificación

de columnas

en voladizo

1. Elementos de columnas en voladizo 2.2 2.0 35

6. Sistema de

interacción

de estructuras

y muros de

cortante

1. Hormigón 5.5 2.8 160

7. Sistemas

indefinidos 1. Véase las secciones 1629.6.7 y 1629.9.2 UBC

Tabla 12.7 Sistemas estructurales


166

Categoría de

tenencia Destino o funciones de la estructura

Factor de

importancia

sísmica, I

Factor de

importancia

sísmica, Ip

Factor de

importancia

sísmica, Iw

1. Instalaciones

esenciales

Destinos del grupo I, División 1 que tienen áreas

para cirugías y tratamientos de emergencia

Estaciones de bomberos y policías

Garajes y cocheras para vehículos y naves aéreas de

emergencia.

Estructuras y refugios en centros de preparación

para emergencias

Torres de control de aviación

Estructuras y equipos en centros de comunicación

del gobierno y otras instalaciones requeridas para

respuestas de emergencia

Equipos de generación de energía de reserva para

instalaciones de la Categoría 1

Tanques u otras estructuras que albergan, contienen

o soportan agua u otros materiales para combatir

incendios o equipos requeridos para protección de

estructuras de las Categorías 1, 2 ó 3

1.25 1.50 1.15

2. Instalaciones

peligrosas

Destinos del grupo H, Divisiones 1, 2, 6 y 7 y las

estructuras de las mismas que albergan o contienen

productos químicos o sustancias toxicas o

explosivas

Estructuras que no forman parte de edificaciones

que albergan, soportan o contienen cantidades de

sustancias toxicas o explosivas de las cuales, si

estuvieran contenidas dentro de una edificación,

harían que dicha edificación se clasificara como

Destino del Grupo H, Divisiones 1, 2 ó 7

1.25 1.5 1.15

3. Estructuras

para destinos

especiales

Destinos del Grupo A, Divisiones 1, 2 y 2.1

Edificaciones que contienen destinos del Grupo E,

Divisiones 1 y 3 con capacidad mayor de 300

estudiantes.

Edificaciones que contienen destinos del Grupo B

utilizadas para educación superior o de adultos con

capacidad mayor de 500 estudiantes.

Destinos del Grupo I, Divisiones 1 y 2 con 50 o más

pacientes residentes incapacitados, pero no

incluidos en la categoría I.

Destinos del Grupo I, División 3

Todas las estructuras con un número de ocupantes

mayor de 5000 personas.

Estructuras y equipo en estaciones de generación de

energía y otras instalaciones de servicios públicos

no incluidos en las categorías 1 ó 2 anteriores, pero

requeridas para operación continua.

1.00 1.00 1.00

4. Estructuras

para destinos

estándar

Todas las estructuras que contiene destinos o tienen

funciones no indicadas en las Categorías 1, 2 ó 3 y

las torres de destinos del Grupo U 1.00 1.00 1.00

5. Estructuras

misceláneas Destinos del Grupo U excepto las torres 1.00 1.00 1.00

Ip Coeficiente de importancia para elementos no estructurales

Iw Coeficiente de importancia cuando se diseña por cargas de viento.

Tabla 12.8 Categoría de destino (coeficientes de importancia)


167

Combinación de carga Factores de carga

D L Lr W S E

D + L + Lr (ó S) 1.2 1.6 0.5 (0.5)

D + L + Lr (ó S) 1.2 f1 1.6 (1.6)

D + Lr (ó S) + W 1.2 1.6 0.8 (1.6)

D + L + Lr (ó S) + W 1.2 f1 0.5 1.3 (0.5)

D + L 1.4 1.7

D + L + E 1.05 1.275 1.4025

D + L + S + E 1.2 f1 f2 1.0

D + W 0.9 1.3

D + E 0.9 1.43

D = Carga muerta, L = Carga viva, Lr = carga viva de techo, W = carga de viento, S = carga de nieve, E = carga sísmica,

f1 = 1.0 para garajes, áreas ocupadas como lugares públicos de reunión y todas las áreas donde la carga viva sea mayor de 48 kN/m2 (100 psf),

f1 = 0.5 para otras cargas vivas.

f2 = 0.2 para configuraciones de techo que soportan nieve = 0. 7 para otras configuraciones

E = Eh + Ev

Para concretos y estructuras de mampostería, los factores de carga mencionados arriba son multiplicados por 1.1, donde las combinaciones de

carga incluyen fuerza sísmica. Para estructuras de concreto, donde las combinaciones de carga no incluyen fuerzas sísmicas, las combinaciones de carga del código UBC sección 1909.2 son aplicables.

Tabla 12.9 Factores de carga para el método de diseño por resistencia

Combinación de

carga

Factores de carga

D L Lr W S E Esfuerzo >

D + L + Lr (ó S) 1.0 1.0 1.0 (1.0) 0.0

D + L + W 1.0 1.0 1.0 1/3

D + L + E 1.0 1.0 1/1.4 1/3

D + L + S + W 1.0 1.0 1.0 0.5 1/3

D + L + S + W 1.0 1.0 0.5 1.0 1/3

D + L + S + E 1.0 1.0 1.0 1/1.4 1/3

D = Carga muerta, L = Carga viva, Lr = carga viva de techo, W = carga de viento, S = carga de nieve, E = carga sísmica,

Para cargas de nieve que no exceden 14.5 kN/m2 (30 psf) no necesitan comobinarse con cargas sismicas

E = Eh

Tabla 12.10 Factores de carga para el método de diseño por esfuerzos admisibles


168

12.7 EJEMPLOS

Ejemplo 12.1 Determinación del coeficiente de respuesta sísmica

El pórtico de acero resistente a momentos, cuyas propiedades se muestran en la Figura 12.12, tiene una altura de

12 m. y un coeficiente de amortiguamiento de 5%; está ubicado en un sitio, el cual pertenece a una zona sísmica

de 3 con un perfil indeterminado de suelo. Calcular el valor del coeficiente de respuesta sísmica.

Figura 12.12

Solución:

Los coeficientes de respuesta del suelo se obtienen a partir de la Tabla 12.2, utilizando el perfil del tipo de suelo

SD para perfiles de suelo indeterminados:

Ca = 0.36

Cv = 0.54

El período natural de la estructura, utilizando el método A, es: 4/3

ntA hCT

donde: Ct = 0.0853 para pórticos de acero resistentes a momentos

hn = 12 [m] altura del techo

entonces el periodo natural es:

s 55.0)12(0853.0 4/3 AT

El coeficiente de respuesta sísmica está dado por:

TR

ICC v

s

donde el valor del factor de modificación de respuesta R, para pórtico resistente a momentos, se obtiene a partir

de la Tabla 12.7, de este modo se tiene que:

115.055.05.8

154.0

sC

El valor mínimo permitido para el coeficiente de respuesta sísmica es:

04.0136.011.0

11.0

s

as

C

ICC

3

2

1

w =400 [t]

w =400 [t]

w =400 [t]

1

2

3

k =50 [t/cm]

k =70 [t/cm]

k =100 [t/cm]

2

3

1


169

El valor máximo permitido para el coeficiente de respuesta sísmica es:

gobierna que el ... 106.05.8

136.05.2

5.2

s

as

C

R

ICC

Ejemplo 12.2 Determinación de la cortante basal

El pórtico de acero resistente a momentos de la Figura 12.12 está ubicado en un sitio correspondiente a una zona

sísmica 4, con un tipo de perfil de suelo SB; el sitio está ubicado a 7.5 km del origen sísmico tipo A. Calcular el

valor de la cortante basal sísmica.

Solución:

De las Tablas 12.2 y 12.5 se obtienen los coeficientes requeridos para el cálculo, correspondientes al tipo de

perfil de suelo SB para un sitio ubicado a 7.5 km del origen sísmico tipo A:

56.04.0

44.04.0

4.1

1.1

vv

aa

v

a

NC

NC

N

N

Los valores de T correspondientes a la Figura 12.1 son:

s 102.02.0

s 509.044.05.2

56.0

5.2

sa

a

vs

TT

C

CT

El periodo natural utilizando el método A está resuelto en el ejemplo 12.1, el cual es:

TA = 0.55 [s]

TA > Ts

De la Tabla 12.7 se obtiene el factor de modificación de respuesta R = 8.5 para el pórtico de acero resistente a

momentos; entonces la cortante basal está dada por:

t 74.14312.055.05.8

156.0

WWV

WTR

ICWCV v

s


170

Ejemplo 12.3 Distribución vertical de la fuerza sísmica

La estructura mostrada en la Figura 12.13 es de muros portantes de mampostería, tiene una cubierta y un segundo

piso que pesan 100 [kg/m2], los muros pesan alrededor de 500 [kg/m

2]. La edificación está localizada en una zona

sísmica 3 con un perfil de suelo desconocido. Determinar la distribución vertical de la fuerza.

Figura 12.13

Solución:

El período natural de la estructura, utilizando el método A, es:

s 23.0)8(0488.0 4/34/3 nt hCT

s 7.0T

Por tanto el valor de la fuerza Ft=0, y la ecuación 12.16 para la distribución de la fuerza sísmica se reduce a:

ii

xxx

hw

hwVF

Para ello, la carga muerta sísmica localizada en el nivel 1 es:

2º piso : 0.100·30·30 = 90 [t]

muros : 4·0.5·30·4 = 240 [t]

w1 = 330 [t]

La carga muerta sísmica localizada en el nivel 2 es:

techo : 0.100·30·30 = 90 [t]

muros : 4·0.5·36·4/2 = 120 [t]

w1 = 210 [t]

El coeficiente de respuesta sísmica está dado por:

5.5

136.05.2

23.05.5

154.0

5.2

s

avs

C

R

IC

TR

ICC

gobierna ... 164.0

164.0420.0

s

s

C

C

nivel 1

nivel 2

estructura

de muros portantes

30 x 30 [m]

4 m

4 m


171

La cortante basal está dada por:

t 56.88540164.0 WCV s

y

xxxx

x hwhw

F

02952.03000

56.88

La distribución vertical de la fuerza sísmica está dada en la siguiente tabla:

Nivel wx hx wx·hx Fx

2 210 8 1680 49.59

1 330 4 1320 38.97

Total 540 - 3000 88.56

Ejemplo 12.4 Efecto P-

Del pórtico de acero detallado en el ejemplo 10.1, determinar si es necesario considerar el efecto P-.

Figura 12.14

Solución:

El momento primario para el primer piso es:

mt 80.2094)20.3025.22()( 1211 sp hFFM

El momento secundario para el primer piso es:

mt 44.6100

60.4702)( 1211 xwwM s

El índice de estabilidad está dado por:

1.0031.080.209

44.6

1

11

p

s

M

M

Por tanto no es necesario considerar el efecto P-

2

1

w =70 [t]

w =70 [t]

1

2

k =3 [t/cm]

k =7 [t/cm]

2

14 m

4 m

10.27 [cm]

4.60 [cm]30.20 [t]

22.25 [t]


172

Ejemplo 12.5 Desplazamiento de entrepiso

Dado el pórtico especial resistente a momentos como se ilustra en la Figura 12.15. El módulo de elasticidad

E=2038900 [kg/cm2]. Todas las columnas están fijas en la parte superior. La viga continua es infinitamente

rígida.

Figura 12.15

Se requiere:

1. Calcular el desplazamiento de piso debido a la carga sísmica de 40 [t]

2. Determinar si los desplazamientos calculados están en conformidad con los requisitos del código UBC.

3. Si se rellenan cada uno de los tramos con muros de mampostería no estructural, cuales son los

espaciamientos mínimos recomendados entre el muro y la columna para estar de acuerdo con los

requisitos del código UBC.

Solución:

La rigidez del pórtico se obtiene a partir de la sumatoria de las rigideces individuales de cada columna.

La rigidez de la columna A está dada por:

t/cm 21.19)1003.4(

62435900.20381212

33

l

IEk A

La rigidez de la columna B está dada por:

t/cm 45.3)1001.5(

74920900.203833

33

l

IEkB

La rigidez de la columna C es cero, puesto que tiene dos articulaciones:

t/cm 00.0Ck

40 [t]

A B C D E

I =

62435

I =

74920

I =

74920

I =

87400

I =

124870

0.00 m

+7.60 m

+1.00 m

+2.50 m

+3.30 m

viga infinitamente rígida

empotramiento

articulación

articulación

empotramiento


173

La rigidez de la columna D está dada por:

t/cm 86.1)1006.6(

87400900.203833

33

l

IEk D

La rigidez de la columna E está dada por:

t/cm 96.6)1006.7(

124870900.20381212

33

l

IEkE

La rigidez total del pórtico, para la carga lateral, es:

t/cm 49.31

T

EDCBAT

k

kkkkkk

1. El desplazamiento lateral del pórtico debido a una carga sísmica V de 40 [t] es:

cm 27.149.31

40

Ts

k

V

2. Desplazamiento lateral admisible. Asumiendo que la edificación tiene un periodo fundamental menor a

0.7 [s], la relación del desplazamiento admisible está limitado a:

025.0R

La respuesta de desplazamiento del nivel de diseño es:

002953.01003.4

27.1

s

sRS

h

Para pórticos especiales de acero resistentes a momentos, el factor de modificación de respuesta R es

8.5, de este modo la relación de respuesta de desplazamiento inelástico es:

RRSRM R 0176.0002953.05.87.07.0

Por tanto la relación de desplazamiento calculado está de acuerdo con los requisitos del código UBC.

3. Separación de la edificación. Es un requisito el que todas las partes de la edificación estén separadas

una distancia suficiente de tal modo que les permita un movimiento sísmico independiente sin dar lugar

al impacto entre partes adyacentes. Considerando despreciable el desplazamiento de los muros de

mampostería y tomando en cuenta sólo el desplazamiento del pórtico de acero. La separación admisible

entre los elementos estructurales está dada por el desplazamiento de respuesta inelástica:

cm 56.7

27.15.87.0

7.0

M

M

sM R


174

Ejemplo 12.6 Cargas en los diafragmas

Determinar las cargas sobre los diafragmas para la estructura de dos niveles detallada en el ejemplo 12.3.

Solución:

Debido a que la fuerza lateral en el nivel superior es cero, la ecuación 12.22 se reduce a:

i

ipxpx

w

FwF

La carga muerta sísmica tributaria sobre el diafragma correspondiente al nivel 2 es:

cubierta : 0.100·30·30 = 90 [t]

muros : 2·0.5·30·4/2 = 60 [t]

wp2 = 90+60 = 150 [t]

La carga muerta sísmica tributaria sobre el diafragma correspondiente al nivel 1 es:

2º piso : 0.100·30·30 = 90 [t]

muros : 2·0.5·30·4 = 120 [t]

wp1 = 90+120 = 210 [t]

Los valores máximos y mínimos estipulados son:

pxpxpxapmáx

pxpxpxap

wwwICF

wwwICF

36.0136.00.10.1

18.0136.05.05.0min

Los valores correspondientes a las fuerzas están dados en la siguiente tabla:

Nivel iw iF i

iw

F

Máx. Mín. wpx Fpx

2 210 49.59 0.236 0.36 0.18 150 35.40

1 540 88.56 0.164 0.36 0.18 210 37.80

Capítulo 13

MÉTODO DINÁMICO

SUPERPOSICIÓN MODAL

13.1 INTRODUCCIÓN

El análisis debe basarse en una representación apropiada del movimiento del suelo y debe realizarse utilizando

los principios aceptados de la dinámica.

13.2 VENTAJAS DEL ANÁLISIS MODAL

El procedimiento de análisis modal es apropiado para calcular la respuesta de estructuras complejas de varios

grados de libertad a movimientos sísmicos. La respuesta estructural es modelada como la máxima respuesta de un

número de oscilaciones de un simple grado de libertad, cada uno representando un modo específico de vibración

de la estructura real. Combinando la respuesta de los modos individuales se obtienen las fuerzas externas

equivalentes, la cortante basal y el cortante de piso, que pueden usarse de la misma forma como en el

procedimiento de fuerza lateral estática. El procedimiento de análisis modal tiene la ventaja de determinar la

distribución real de las fuerzas laterales, de las masas y una distribución de rigideces a lo largo de la altura de una

estructura irregular, que puede diferir apreciablemente de la distribución lineal simplificada asumida en el

método de la fuerza lateral estática. Además, considera los efectos de los modos más altos de la respuesta de una

estructura, alguno de los cuales puede contribuir significativamente en la respuesta global de la estructura.

13.3 PROCEDIMIENTO DEL ANÁLISIS MODAL

Las fases necesarias en el procedimiento del análisis modal se basan en seleccionar un espectro de respuesta

sísmica apropiado, aplicando una técnica de análisis dinámico para un modelo matemático de la estructura,

combinando la respuesta de un número suficiente de modos para asegurar de que por lo menos el 90% de la masa

participante de la estructura esté incluido en el cálculo de respuesta para cada dirección horizontal principal.

El espectro de diseño presentado en el código UBC e ilustrado en la Figura 13.1, puede utilizarse después de

aplicarse valores apropiados de Ca y Cv consistentes con el lugar específico. Las ordenadas de aceleración del

espectro de diseño deben multiplicarse por la aceleración de la gravedad. Alternativamente, se pueden utilizar

espectros de diseño de lugares específicos como el ilustrado en la Figura 10.6. El espectro de diseño debe

suavizarse para eliminar reducciones de respuesta para periodos específicos, debe tener como mínimo 10% de

probabilidad de ser excedido en 50 años, además, el espectro debe desarrollarse para una relación de

Método dinámico, superposición modal

176

amortiguamiento de 5%, a menos que se demuestre que un valor diferente sea consistente con el comportamiento

estructural anticipado a la intensidad de vibración establecida para el sitio.

Figura 13.1 Espectro de respuesta de diseño

Como se dijo anteriormente es necesario una cantidad suficiente de modos para asegurar que el 90% de la masa

participante de la estructura este incluida en el cálculo. De este modo el peso total de la estructura está dado por:

iwW (13.1)

y el peso efectivo para un modo dado esta definido por:

2

2)(

ii

iiE

w

wW

(13.2)

aE

iiE

iiE

SVgW

wPW

wPW

22

(13.3)

donde:

P = Factor de participación para un modo dado = (wi·i)/wi·i2

Para una forma modal normalizada, el factor de participación se reduce a:

g

wP ii (13.4)

Por tanto la ecuación 13.2 se reduce a:

g

wW iiE

2)( (13.5)

La relación entre el peso efectivo y el peso total de la estructura está dado por:

Periodo [s]

Ace

lera

ció

n e

spec

tral

, g

T 0

Ca

T s

Cv / T

2.5 Ca

PERIODOS DE CONTROL

T s = Cv / 2.5 Ca

T 0 = 0.2.5 T s


177

WW E (13.6)

donde:

WE = es la suma de los pesos efectivos para todos los modos.

Por consiguiente, debe definirse un número suficiente de modos para asegurar que la suma de sus pesos efectivos

sea:

WW E 9.0 (13.7)

Para asegurar consistencia con los principios básicos de diseño adoptados en el procedimiento de fuerza lateral

estática, el código UBC estipula un valor mínimo del cortante basal calculado por un análisis dinámico, y todos

los parámetros correspondientes de respuesta deben estar de acuerdo con:

Para una estructura regular, usando el espectro de respuesta que presenta el código UBC, el cortante

basal determinado por un análisis dinámico no debe ser menor que 90% del obtenido por el

procedimiento de fuerza lateral estática.

Para una estructura regular, usando un espectro de respuesta específico de un sitio, el cortante basal

determinado por un análisis dinámico no debe ser menor que 80% del obtenido por el procedimiento de

fuerza lateral estática.

Para una estructura irregular, el cortante basal adoptado no debe ser menor que el obtenido por el


Para cualquier estructura, el cortante basal adoptado no debe ser menor que el obtenido por un análisis

dinámico dividido entre un valor apropiado de R.

El código UBC proporciona dos métodos de análisis dinámico: el análisis espectral y el análisis por historia del

tiempo, que se describen a continuación.

13.4 ANÁLISIS ESPECTRAL1

Es un análisis dinámico elástico de una estructura que utiliza la respuesta dinámica máxima de todos los modos

que tienen una contribución importante a la respuesta estructural total. Las respuestas modales máximas se

calculan utilizando las ordenadas de la curva de espectro de respuesta apropiada que corresponda a los periodos

modales. Las contribuciones modales máximas se combinan de manera estadística para obtener una respuesta

estructural total aproximada.

Los parámetros de respuesta correspondientes incluyendo fuerzas, momentos y desplazamientos, deben

denominarse Parámetros de Respuesta Elástica.

13.4.1 Numero de Modos

Debe satisfacerse el requisito de incluir todos los modos importantes, demostrando que en los modos

considerados, por lo menos el 90% de la masa participante de la estructura este incluida en el cálculo de respuesta

para cada dirección horizontal principal, ver la ecuación 13.7.

Los modos de vibración deben obtenerse utilizando metodologías establecidas de dinámica estructural, tales

como: el Análisis de Eigenvectores o el Análisis de los Vectores de Ritz



178

13.4.2 Combinación de Modos

Las fuerzas máximas del elemento, desplazamientos, fuerzas cortantes por piso y reacciones de base para cada

modo, deben combinarse mediante métodos reconocidos, tales como: El método CQC, Combinación Cuadrática

Completa, método descrito por Wilson, Der Kiureghian, y Bayo. (1981). El método GMC, Combinación Modal

General, método descrito por Gupta (1990). El método SRSS, Raíz Cuadrada de la Suma de los Cuadrados. El

método de La suma de valores absolutos, ABS

Cuando se utilicen modelos tridimensionales para el análisis, los efectos de interacción modal deben considerarse

cuando se combinen las máximas modales

13.4.3 Efectos de Dirección

En las zonas sísmicas 2, 3 y 4, deben considerarse los efectos de las fuerzas sísmicas que actúan en direcciones

diferentes a los ejes principales en cada una de las siguientes circunstancias:

La estructura tiene irregularidad de planta del Tipo 5 como se indica en la Tabla 11.2

La estructura tiene irregularidad de planta del Tipo 1 en ambos ejes principales como se indica en la

Tabla 11.2

Cuando una columna de una estructura forma parte de dos o más sistemas interceptantes de resistencia a

las fuerzas sísmicas

Los efectos ortogonales pueden tenerse en cuenta suponiendo la concurrencia simultanea del 100% de las fuerzas

sísmicas en una dirección y el 30% de las fuerzas sísmicas en la dirección perpendicular. Debe utilizarse la

combinación que requiera la mayor resistencia del elemento. Alternativamente, los efectos de las dos direcciones

ortogonales pueden combinarse basándose en la Raíz Cuadrada de la Suma de los Cuadrados, SRSS. Cuando se

utilice el método SRSS en la combinación de los efectos direccionales, a cada término calculado se le debe

asignar el signo del resultado más conservador.

13.4.4 Torsión

El análisis debe considerar los efectos torsionales, incluyendo los efectos torsionales accidentales como se

describe en la sección 12.5.1. Cuando se utilicen modelos tridimensionales para el análisis, los efectos de torsión

accidental deben incluirse haciendo los ajustes apropiados en el modelo, como ajustes de ubicaciones de masas o

mediante los procedimientos estáticos equivalentes.

13.4.5 Sistemas Dobles

Cuando las fuerzas laterales son resistidas por un sistema doble, tal como se define en la sección 11.3.4, el

sistema combinado debe tener capacidad para resistir el esfuerzo de corte basal que se obtiene por medio del

análisis dinámico. El pórtico resistente a momentos debe diseñarse para resistir independientemente por lo menos

el 25% del esfuerzo cortante basal máximo admisible de diseño, y puede llevarse a cabo por medio de un análisis

dinámico apropiado o por medio de un análisis de fuerza horizontal equivalente.

13.5 EL ANÁLISIS POR HISTORIA DEL TIEMPO (CRONOLÓGICO)2

Determina la respuesta de la estructura a través de una integración numérica sobre pequeños incrementos de

tiempo, cuando la base está sujeta a una cronología específica del movimiento del suelo.



179

La metodología de un análisis dinámico cronológico puede ser utilizada cuando a juicio del ingeniero diseñador

ella describe adecuadamente las propiedades dinámicas de la estructura y conduce a resultados representativos de

los movimientos sísmicos de diseño. El modelo matemático empleado puede ser linealmente elástico o inelástico.

13.6 SIMULADOR ESTRUCTURAL.

Esta sección describe los tipos básicos de análisis disponibles en el Programa SAP2000

Diferentes tipos de análisis son disponibles en el Programa:

Análisis estático

Análisis P-delta

Análisis Modal para los modos de vibración, usando eigenvectores o vectores de Ritz

Análisis del espectro de respuesta para una respuesta sísmica

Análisis dinámico cronológico: lineal, no lineal y periódico.

Análisis de cargas móviles para cargas vivas de vehículos en puentes

Estos diferentes tipos de análisis pueden desarrollarse en la misma ejecución del programa, con las siguientes

excepciones:

El análisis modal requiere realizar un análisis espectral o un análisis dinámico cronológico.

Solamente un análisis modal puede realizarse en una sola corrida: el análisis de eigenvectores o el

análisis de vectores de Ritz

Cuando se realiza el análisis del efecto P-delta, afecta los resultados de todos los otros análisis realizados en la

misma ejecución del programa.

13.6.1 Análisis de Eigenvectores

El análisis de eigenvectores determina las formas modales para vibración libre no amortiguada y frecuencias del

sistema. Estos modos naturales proporcionan una visión excelente en el comportamiento de la estructura. Éstos

también pueden usarse como base para el análisis del espectro de respuesta o el análisis dinámico cronológico,

aunque se recomiendan los vectores de Ritz para este propósito.

El análisis de Eigenvectores involucra la solución de la ecuación de eigenvalores generalizado dado por la

ecuación 10.17:

02 MK

donde:

K = es la matriz de rigidez

M = es la matriz diagonal de masa

= es la matriz diagonal de eigenvalores

= matriz de los correspondientes eigenvectores (formas modales)

Cada par de Eigenvalor-Eigenvector es llamado modo de vibración natural de la estructura. Los Modos se

identifican por los números del 1 al n, en el orden en que los modos son encontrados por el programa.

El eigenvalor es el cuadrado de la frecuencia circular, , para ese modo, (a menos de que se utilice un cambio de

frecuencia). La frecuencia cíclica, f, y periodo, T, del modo se relacionan con por medio de:


180

fT

1 y

2f

Se puede especificar el número de modos a ser encontrado, una tolerancia de la convergencia, y el rango de

frecuencia de interés. Estos parámetros se describen a continuación:

Numero de Modos

Se puede especificar el número de modos, n, a ser hallado. El programa busca los n Modos de frecuencias bajas

(periodos largos). Si un cambio de frecuencia diferente de cero ha sido especificado, el programa buscará los n

modos más cercanos al cambio de frecuencia.

El número de modos realmente hallados, n, esta limitado por:

El numero de modos requerido, n, para un adecuado análisis dinámico, ver la sección 13.4.1

El número de modos presentes en el rango de frecuencias especificado.

El número de grados de masa de libertad en el modelo.

Un grado de masa de libertad es cualquier grado activo de libertad que posee masa traslacional o el momento de

masa rotacional de inercia. La masa puede asignarse directamente a un nudo o puede venir de los elementos

conectados.

Sólo los Modos que realmente se encuentran estarán disponibles para cualquier subsecuente análisis del espectro

de respuesta o el análisis dinámico cronológico.

Rango de frecuencia

Se puede especificar un rango de frecuencia restringido, en el que se buscarán los Modos de vibración, usando los

parámetros:

Shift: centro del rango de frecuencias cíclico, conocido como la frecuencia de cambio

cut: radio del rango de frecuencia cíclico.

El programa buscara sólo los modos con las frecuencias que satisfacen:

f shift cut

El valor por defecto de cut = 0 no restringe el rango de frecuencia de los modos.

Los modos son hallados en el orden creciente de distancia de la frecuencia de cambio (shift). Esto continúa hasta

alcanzar, cut , el número definido de modos, o el el número de grados de masa de libertad.

Una estructura estable tendrá todas las frecuencias naturales positivas. Al realizar un análisis sísmico y más otros

análisis dinámicos, los modos de bajas-frecuencia son normalmente de mayor interés. Es entonces apropiado usar

un shift igual a cero, resultando en modos de frecuencias bajas de la estructura calculada.

Si el programa detecta modos de frecuencias negativas, éste detendrá el análisis puesto que los resultados no

tienen sentido. Para evitar problemas es recomendable usar siempre valores positivos de shift con un análisis P-

delta, es recomendable también que un análisis preliminar P-delta sea realizado usando shit igual a cero.


181

Tolerancia de convergencia

El SAP2000 resuelve para el par de Eigenvalor-Eigenvector usando un algoritmo de iteración. Durante la fase de

solución, el programa proporciona un eigenvalor aproximado después de cada iteración. Para mayores detalles

del algoritmo, ver Wilson y Tetsuji (1983).

Se puede especificar la tolerancia de la convergencia relativa, tol, para controlar la solución; el valor por defecto

es tol =10-5

, que es un valor aceptable, para obtener buenos resultados y relativa rapidez en la solución del

modelo. Se puede establecer valores más pequeños de tol, para obtener mejores aproximaciones en los resultados

del par de Eigenvalor-Eigenvector a costa de mayor tiempo de computo.

13.6.2 Análisis del Vector de Ritz

Las investigaciones han indicado que las formas modales en vibración libre no son las mejores bases para el

análisis de superpoción modal de estructuras sujetas a cargas dinámicas. Ha sido demostrado (Wilson, Yuan, y

Dickens, 1982) que el análisis dinámico basado en un juego especial de vectores de Ritz dependientes de carga,

proporcionan resultados más exactos que el uso del mismo número de formas modales naturales.

La razón de que los vectores de Ritz dan excelentes resultados, es que son generados tomando en cuenta la

distribución espacial de la carga dinámica.

13.6.3 Resultados del Análisis Modal

Varias propiedades de los modos de vibración son impresos en el archivo de resultados. Esta información es la

misma independientemente si se usa un análisis de eigenvectores o un análisis de vectores de Ritz, y es descrito

en las siguientes secciones:

Periodos y Frecuencias

Las siguientes propiedades de periodos y frecuencias son impresas para cada Modo:

El periodo T, en unidades de tiempo.

La frecuencia cíclica, f, en unidades de ciclos por tiempo.

La frecuencia circular, , en unidades de radianes por tiempo.

El eigenvalor, 2, en unidades de radianes por tiempo al cuadrado.

Éstos pueden hallarse en el archivo de resultados bajo el título de:

MODAL PERIODS AND FRECUENCIES

Factor de Participación

Los factores de participación para los n modos correspondientes, son referidos al sistema de coordenadas

globales X, Y y Z, y puede hallarse en el archivo de resultados bajo el título de:

MODAL PARTICIPATION FACTORS

Las magnitudes reales y los signos de los factores de participación no son importantes. Lo que es importante es el

valor relativo de los tres factores para un modo dado.


182

Relación masa participación

La relación masa participación para un Modo dado es una medida de cómo de importante es el Modo para

calcular la respuesta para una carga de aceleración en cada una de las direcciones globales. Esto es útil para

determinar la exactitud del análisis del espectro de respuesta y el análisis dinámico cronológico. La relación masa

participación no proporciona una información sobre la exactitud de análisis dinámico cronológico sujeta a otras

cargas.

La relación masa participación es expresada en porcentaje y puede hallarse en el archivo de resultados bajo el

título de:

MODAL PARTICIPATING MASS RATIOS

La suma acumulativa de la relación masa participación para todos los Modos hasta el Modo n es impreso con los

valores individuales para cada Modo. Esto proporciona una medida simple de cuantos modos son requeridos para

lograr un nivel dado de exactitud para una carga de aceleración del suelo.

13.6.4 Análisis del Espectro de Respuesta

El análisis del espectro de respuesta busca la máxima respuesta probable. La aceleración sísmica del suelo en

cada dirección es dada como una curva digitalizada del espectro de respuesta de seudo aceleración espectral de

respuesta versus el periodo de la estructura.

Aunque pueden especificarse las aceleraciones en las tres direcciones, sólo un resultado positivo es producido

para cada cantidad de respuesta. Las cantidades de respuesta incluyen: desplazamientos, fuerzas y esfuerzos.

Cada cálculo del resultado representa una medida estadística de la máxima magnitud probable para una cantidad

de respuesta.

El análisis del espectro de respuesta es realizado usando el método de la superposición modal (Wilson y Button,

1982). Los Modos pueden calcularse usando un análisis de eigenvectores o un análisis de vectores de Ritz. Se

recomiendan los vectores de Ritz, puesto que éstos dan resultados más exactos para el mismo numero de Modos.

Cualquier número de análisis del espectro de respuesta puede realizarse en una sola ejecución del programa. Cada

caso de análisis es llamado Spec, para el que se asigna una única etiqueta. Cada Spec puede diferir en el espectro

de aceleración aplicado y la manera en que sus resultados son combinados. Los resultados de cada Spec pueden

imprimirse directamente o usados en combinaciones de carga.

En las siguientes secciones se detallan los parámetros que se utilizan para definir cada Spec.

Sistema de coordenadas locales

Cada Spec tiene su propio sistema de coordenadas locales del espectro de respuesta usado para definir la

dirección de la carga de aceleración del suelo. Los ejes de este sistema local son denotados por: 1, 2 y 3, por

defecto éstos corresponden a las direcciones globales X, Y y Z respectivamente.

Se puede cambiar la orientación del sistema de coordenadas locales especificando:

Un sistema de coordenadas csys (por defecto es cero, indicando el sistema de coordenada global)

Un ángulo de coordenada, ang (por defecto es cero)

El eje local 3 es siempre el mismo que el eje Z del sistema de coordenadas csys. Los ejes locales 1 y 2 coinciden

con los ejes X y Y de csys si el ángulo ang es cero. Por otra parte, ang es el ángulo del eje X con el eje local 1,

medido según la ley de la mano derecha.


183

Curva del espectro de respuesta

La curva del espectro de respuesta para una dirección dada se define por los puntos digitalizados de una respuesta

de seudo aceleración espectral versus el periodo de la estructura. Todos los valores para las abscisas y ordenadas

de esta función deben ser mayores o iguales a cero.

Se puede especificar un factor de escala, sf, para multiplicar las ordenadas (respuesta de seudoaceleración

espectral) de la función. Esto es a menudo necesario para convertir los valores dados en términos de la

aceleración debido a la gravedad para las unidades consistentes al resto del modelo.

La curva del espectro de respuesta debe reflejar el amortiguamiento presente en la estructura a ser modelada.

Note que el amortiguamiento es esencial en esta curva del espectro. Éste no es afectado por la relación de

amortiguamiento, damp, usado para el método CQC o GMC de combinación modal, aunque normalmente estos

dos valores de amortiguamiento deben ser el mismo.

Combinación Modal

Para una dirección dada de aceleración los desplazamientos máximos, las fuerzas, y los esfuerzos son calculados

a lo largo de la estructura para cada uno de los Modos de Vibración. Estos valores modales se combinan para una

cantidad de respuesta dada para producir un solo resultado positivo para la dirección de aceleración dada

utilizando uno de los siguientes métodos:

Método CQC

Se especifica modc=CQC para combinar los resultados modales por la técnica de Combinación Cuadrática

Completa descrita por Wilson, Der Kiureghian, y Bayo (1981). Es el método presente por defecto en el programa.

El método CQC toma en cuenta el acoplamiento estadístico entre modos estrechamente espaciados causados por

el amortiguamiento. Incrementando el amortiguamiento modal, incrementa el acoplamiento entre modos

estrechamente espaciados. Si el amortiguamiento es cero para todos los modos, este método degenera en el

método SRSS.

Puede especificarse una relación de amortiguamiento modal para CQC, damp, medido como una fracción del

amortiguamiento critico: 0damp1. Este amortiguamiento igualmente afecta a todos los modos, y debe reflejar

el amortiguamiento presente de la estructura a ser modelada.

Método GMC

SE especifica modc=CQC para combinar los resultados modales por la técnica de Combinación Modal General,

descrito por Gupta (1990). Este método además de tomar en cuenta el acople estadístico entre modos

estrechamente espaciados, (CQC), también incluye las correlaciones entre los modos con respuesta rígida.

Adicionalmente, este método requiere especificar dos frecuencias, f1 y f2 que definen la respuesta rígida. Éstos

deben satisfacer: 0<f1<f2. Éste método asume respuesta no rígida debajo de la frecuencia f1, una respuesta

completamente rígida encima de la frecuencia f2, y una cantidad interpolada de respuesta rígida para las

frecuencias entre f1 y f2.

Las frecuencias f1 y f2 son propiedades del sismo de diseño, no de la estructura.

El valor por defecto de f2 es cero, que indica una frecuencia infinita. Para este valor por defecto, el método GMC

da resultados similares al método CQC.


184

Método SRSS

Se especifica modc=SRSS para combinar los resultados modales por la técnica de la Raíz Cuadrada de la Suma

de los Cuadrados. Este método no toma en cuenta el amortiguamiento, ni ningún acople de modos, como lo hacen

los métodos CQC y GMC.

Método de la Suma Absoluta

Se especifica modc=ABS para combinar los resultados modales tomando la suma absoluta de sus valores. Este

método es normalmente muy conservador.

13.6.5 Resultados del Análisis del Espectro de Respuesta

Los resultados para cada análisis del espectro de respuesta se encuentran en el archivo de resultados. Esta

información es descrita en las siguientes secciones:

Aceleraciones y amortiguamiento

El amortiguamiento modal y las aceleraciones del suelo actuando en cada dirección son impresos para cada modo

bajo el título de:

RESPONSE SPECTRUM ACCELERATIONS

El valor del amortiguamiento para cada modo es el especificado para el Método CQC y GMC, más el

amortiguamiento modal contribuido por el amortiguamiento efectivo en elementos no lineales, si es que hubiera.

Las aceleraciones impresas para cada modo son los valores reales interpolados de la curva de espectro de

respuesta para el periodo respectivo. Las aceleraciones son siempre referidos a los ejes locales del análisis del

espectro de respuesta. Ellos son identificados en el archivo de resultados como U1, U2 y U3.

Amplitudes Modales

Estos valores son impresos en el archivo de resultados bajo el título de:

RESPONSE SPECTRUM MODAL AMPLITUDES

Factores de Correlación Modal

Cuando el tipo de combinación modal CQC o GMC es definido, una matriz de correlación modal parcial es

impreso en el archivo de resultados. Esta matriz muestra el acoplamiento asumido entre modos estrechamente-

espaciados. Los factores de la correlación siempre están entre cero y uno.

Los factores de correlación acoplando cada modo con los próximos nueve modos más altos son impresos en el

archivo de resultados bajo el título de:

RESPONSE SPECTRUM MODAL CORRELATIONS

Esta matriz de correlación es simétrica.


185

Reacciones en la Base

Las reacciones en la base son las fuerzas totales y momentos sobre los soportes (restricciones y resortes) para

resistir las fuerzas de inercia debido a las cargas del espectro de respuesta (cargas laterales). Éstos son impresos

en el archivo de resultados bajo el título de:

RESPONSE SPECTRUM BASE REACTIONS

Éstos están separadamente impresos para cada Modo individual y cada dirección de cargar sin ninguna

combinación. Las reacciones totales están impresas después de realizar la combinación modal y la combinación

direccional.

Las fuerzas de reacción y momentos son siempre referidos a los ejes locales del análisis del espectro de respuesta.

Éstos se identifican en el archivo de resultados como F1, F2, F3, M1, M2, y M3.


186

13.7 EJEMPLOS

Ejemplo 13.1 Número de modos

Para el pórtico de 2 pisos mostrada en la Figura 13.2 determine el número de modos que deben combinarse para

asegurar que todos los modos significantes estén incluidos en el análisis.

Figura 13.2

Solución:

La matriz diagonal de los valores de diseño elástico del espectro de aceleración para los 2 periodos:

sT

sT

5.0

22.1

2

1

previamente calculado en el ejemplo 10.1, es:

gA

83.00

023.0

La cortante basal para ambos modos, previamente calculados en el ejemplo 10.1 es:

312.18460.26V

El peso total de la estructura es:

tW

W

wwW

140

7070

2211

El peso efectivo para cada modo esta dado por: A

VgW E

2283.0

312.18

11523.0

460.26

12

11

ggw

ggw

E

E

La suma de los pesos efectivos debe ser igual al peso total, pero debido al redondeo no se constata esto.

y en notación matricial, el vector de peso especifico es:

22115EW

expresado en porcentaje es:

%16%84100* W

W E

Debido a que el 90% del peso total de la estructura debe tomarse en cuenta; Ambos modos deben ser incluidos

en el análisis.

w1 = 70 [t]

4 m.

4 m. k2 = 3 [t/cm]

k1 = 7 [t/cm]

k2 = 3 [t/cm]

k1 = 7 [t/cm]

W1 = 70 [t]

W1 = 70 [t] w1 = 70 [t]


187

Ejemplo 13.2 Fuerza lateral dinámica

Una estructura de acero de 5 pisos resistente a momentos se muestra en la Figura 13.3. La forma modal

fundamental ha sido determinada por un análisis en computadora, el periodo fundamental ha sido calculado por

un análisis racional como T=0.90 [s]. Los datos de un espectro de respuesta para un sitio especifico son dados en

la Tabla 13.1.

Figura 13.3

Considerar los siguientes criterios:

Zona sísmica 4

Tipo de perfil de suelo, SC

Factor de importancia, I=1.0

Asumir solo la respuesta del modo fundamental necesario para el análisis dinámico

Distancia al origen del sismo 15 km.

Periodo A V D

Segundos in/s2

in/s in rad/s

0.10 308.80 4.91 0.08 62.83

0.20 386.00 12.29 0.39 31.42

0.30 386.00 18.43 0.88 20.94

0.40 386.00 24.57 1.56 15.71

0.50 386.00 30.72 2.44 12.57

0.60 347.40 33.18 3.17 10.47

0.70 301.10 33.55 3.74 8.98

0.80 258.60 32.93 4.19 7.85

0.90 231.60 33.18 4.75 6.98

1.00 208.40 33.17 5.28 6.28

1.50 154.40 36.86 8.80 4.19

2.00 115.80 36.86 11.73 3.14

2.50 96.50 38.40 15.28 2.51

Tabla 13.1

Forma ModalModelo DinámicoEstructura

w =215 [t]1

2w =215 [t]

3w =215 [t]

4w =215 [t]

5w =215 [t]

w1

w2

w3

w4

w5

3 m

3 m

3 m

3 m

5.5 m

0.20

0.40

0.59

0.78

1.00


188

Se requiere

a) Usando la distribución de masa dada, la forma modal, el periodo de la estructura y los datos del espectro

de respuesta regional; determine el cortante total para la base de la estructura, basado en la respuesta

elástica de la estructura.

b) Usando los datos dados, determine la fuerza lateral de diseño (cortante para la base) usando el


c) Usando el espectro de respuesta, determine la distribución de cortante de piso de diseño de acuerdo con

el código UBC sección 1631.5.4

d) Usando el espectro de respuesta, determine el desplazamiento esperado para la parte superior de la

estructura y las derivas.

Solución:

a.) Procedimiento dinámico

Para el periodo fundamental de 0.90 segundos la aceleración espectral es:

2

2

cm/s 264.588

in/s 6.231

A

A

Para determinar el peso efectivo WE se realiza la siguiente Tabla 13.2:

Nivel Wi i Wi·I Wi·i2 Fi [t]

Techo 215 1.0 215 215 21.18

4 215 0.78 167.70 130.81 16.52

3 215 0.59 126.85 74.84 12.49

2 215 0.40 86 34.40 8.47

1 215 0.20 43 8.60 4.24

Sumatoria 638.55 463.65

Tabla 13.2

tW

W

WW

E

ii

iiE

43.87965.463

55.638 2

2

2

asumiendo un comportamiento elástico el cortante basal total es:

t 36.527981

264.58843.879

D

ED

V

g

AWV

b.) Procedimiento estático

En el procedimiento de la fuerza lateral estática, existen 2 procedimientos para el calculo del periodo

fundamental(sección 12.1.6) y cualquiera de estos valores puede usarse para determinar el cortante basal.


189

Método A:

El periodo fundamental es dado por:

sT

hCT

A

ntA

729.05.17853.0 43

43

donde:

Ct = 0.853 para pórticos de acero resistente a momentos

hn = altura total de la estructura

De la Tabla 12.2, para el tipo de perfil de suelo SD y para la Zona sísmica 4 determinamos los coeficientes

de respuesta:

vv

aa

NC

NC

56.0

4.0

el factor de cercanía a la fuente Na = 1.0 para una distancia 15 km.

el factor de cercanía a la fuente Nv = 1.0 para una distancia 15 km.

Por tanto:

56.0

4.0

v

a

C

C

Del espectro de diseño, Figura 13.1, el periodo de control es:

STsT

C

CT

As

a

vs

729.056.04.05.2

56.0

5.2

El factor de modificación de respuesta R, se obtiene de la Tabla 12.7 como: 5.8R

El cortante basal esta dado por:

t.V

WTR

ICV v

152971075729.05.8

0.156.0

Método B

De acuerdo con el código UBC sección 1630.2.2, para una estructura en la zona sísmica 4 el periodo

fundamental TB obtenido por el método B es limitado al valor de:

s 0.9 s 948.0729.03.1

3.1

B

AB

T

TT

por tanto TB = 0.9 es un valor aceptable

El cortante basal es:

tIV

WTR

ICV

B

B

vB

693.7810759.05.8

56.0

el que gobierna


190

c.) La distribución del cortante por piso

El mínimo cortante basal aceptable para una estructura regular usando el espectro de respuesta regional, de

acuerdo con el código UBC sección 1631.5.4 es dado por el máximo valor de:

t 954.62693.788.0

8.0

V

VV B

o

tV

R

VV D

042.625.8

36.527

Por tanto la fuerza lateral de diseño para cada nivel es dado por:

iii

iii

ii

iii

WF

WF

W

WVF

0985.0

55.638

954.62

t 24.4430985.0

t 47.8860985.0

t 49.1285.1260985.0

t 52.1670.1670985.0

t 18.212150985.0

1

2

3

4

F

F

F

F

Fc

estos valores están resumidos en la Tabla 13.2

d.) Desplazamientos esperados

Para el periodo fundamental dado, T = 0.90 [s], el desplazamiento espectral especifico es:

cm 065.12

in 75.4

D

D

asumiendo un comportamiento elástico, el desplazamiento para cada nivel es dado por:

DPx ii

donde el factor de participación es:

377.155.638

43.879

P

W

WP

ii

E

ii

ii

x

x

62.16

065.12377.1


191

La deriva para un piso dado es definido como el desplazamiento relativo del piso superior respecto al piso

inferior inmediato, y la deriva elástica para un piso especifico es dado por:

1 iiEi xx

la relación de la deriva para un piso dado es definido como la relación de la deriva del piso con la altura de

tal piso y la relación de la deriva elástica para un nivel especifico es dado por:

i

EiREi

h

estos valores son mostrados en la Tabla 13.3

Nivel hi i xi Ei Rei (%)

Techo 1.0 16.62

4 3 0.78 12.96 3.66 1.22

3 3 0.59 9.80 3.16 1.05

2 3 0.40 6.65 3.16 1.05

1 3 0.20 3.32 3.32 1.11

base 5.5 3.32 0.60

Tabla 13.3

Los máximos desplazamientos de diseño inelástico son dados por el código UBC sección 1630.9.2 como:

sM Rx 7.0

donde:

s = desplazamiento de respuesta del nivel de diseño, que es el desplazamiento total de piso

que ocurre cuando la estructura esta sujeta a las fuerzas sísmicas de diseño.

iis

D

Bis

xx

V

Vx

119.036.527

693.788.0

8.0

iMi

iMi

xx

xx

710.0

119.05.87.0

Similarmente la deriva de diseño inelástico es dado por:

EiMi 710.0


192

Ejemplo 13.3 Fuerza lateral dinámica

Una estructura de acero de 3 pisos, (pórtico dúctil resistente a momentos), simétricamente en ambas direcciones

es mostrada en la Figura 13.4. Considerar una zona sísmica 4 y 15 km de distancia a la fuente potencial sísmica

Figura 13.4

Considerar los siguientes criterios:

Para T 0.65 [s] A = 0.3·g

Para T > 0.65 [s] Sv = 12 [in/s]

Se requiere

I Método estático

a) Determinar la cortante basal sísmica usando el tipo de perfil de suelo SD.

b) Distribuir la cortante basal sísmica sobre la altura de la estructura.

c) Determinar las fuerzas en los diafragmas para cada nivel.

II Método dinámico.- Usando las 2 formas modales de la Figura 13.4

d) Determinar el peso efectivo, la fuerza de piso y la cortante en cada modo.

e) Determinar la fuerza de piso combinado usando el método SRSS

Solución:

I Método estático

a) Cortante basal sísmica

Según la Sección 12.1.6 (método A) el periodo es dado por:

s 584.08.110853.0 43

43

T

hCT nt

donde: Ct = 0.0853 para pórticos de acero resistente a momentos

Modo 1T = 1.50 [s]

Modelo DinámicoEstructura

w =385 [t]1

2w =385 [t]

3w =317 [t]

w1

w2

w3

0.252

0.675

1.00

-0.350

0.250

1.00

Modo 2T = 0.64 [s]


193

de la Tabla 12.2 para el tipo de perfil de suelo SD y para la zona sísmica 4, los coeficientes de respuesta

sísmica son:

vv

aa

NC

NC

64.0

44.0

el factor de cercanía a la fuente Na = 1.0 para una distancia 15 km.

el factor de cercanía a la fuente Nv = 1.0 para una distancia 15 km.

Por tanto:

64.0

44.0

v

a

C

C

Del espectro de respuesta de diseño de la Figura 13.1, el periodo de control es:

sTsT

C

CT

s

a

vs

584.0 582.044.05.2

64.0

5.2

El factor de modificación de respuesta R, se obtiene de la Tabla 12.7 como: 5.8R

El cortante basal esta dado por:

tV

WTR

ICV v

145.140385385317584.05.8

0.164.0

b) Distribución de la cortante basal

La cortante basal es distribuido sobre la altura de la estructura de acuerdo con la sección 12.2.1:

ii

xxtx

hw

hwFVF

)(

donde:

Fx = fuerza lateral para el nivel x

V = cortante basal

Ft = fuerza concentrada en la parte superior =0 para T < 0.7 [s]

Wx = carga muerta de la estructura al nivel x

hx = altura por debajo del nivel x

En la tabla 13.4 se resumen todo los cálculos:

xxxx

x hwhw

F

01474.09511

145.140

Nivel wx hx wx·hx Fx

Vx

Techo 317 13 4121 60.723

2 385 9 3465 51.057 60.723

1 385 5 1925 28.365 111.780

Base 140.145

Sumatoria 1087 9511 140.145

Tabla 13.4


194

c) Fuerzas en los diafragmas

La fuerza en el diafragma para el nivel x es dado según la sección 12.2.5 como:

pxi

itpx w

w

FFF

pxpxpx

pxpxpx

pxapxpxa

wFw

wFw

wICFwIC

44.022.0

0.144.00.10.144.05.0

0.15..0

donde:

Ft = Fuerza lateral concentrada en la parte superior de la estructura

Fi = Fuerza lateral en el nivel i

Fi = Fuerza cortante total en el nivel i

wi = Carga muerta sísmica total localizada en el nivel i

wi = Carga muerta sísmica total en el nivel i y por encima

wpx = El peso del diafragma y el elemento tributario al mismo en el nivel x, no incluye muros

paralelos a la dirección de la carga sísmica

Asumiendo que el peso de los muros es despreciable comprados con el peso del diafragma para cada nivel, el

peso tributario para cada diafragma es idéntico con la carga muerta de la estructura para tal nivel, por tanto:

xpx ww

En la tabla 13.5 se resumen todos los cálculos para determinar las fuerzas en los diafragmas.

Nivel Fx Fx wx = wpx wi Fi·/wi wpx

Fpx

Techo 60.723 60.723 317 317 0.1920.22 317 69.740

2 51.057 111.780 385 702 0.1590.22 385 84.700

1 28.365 140.145 385 1087 0.1290.22 385 84.700

Tabla 13.5

II Método dinámico

d) Peso efectivo, fuerza de piso y la cortante en cada modo

La cortante basal y las fuerzas de piso pueden obtenerse por el método del análisis de respuesta. Para una

estructura bidimensional, el número total de puntos nodales igual al número de pisos. Cada nodo es

localizado para un nivel de piso y tiene un grado de libertad en la dirección horizontal.

Primer modo

El periodo fundamental del primer modo es dado como:

s 0.65 s 5.1 T

por tanto la velocidad espectral es:

cm/s 48.30

in/s 12

v

v

S

S


195

y la correspondiente aceleración espectral es:

gA

A

T

SA v

13.0

cm/s 674.1275.1

48.302

2

2

para determinar el peso efectivo se realiza la siguiente Tabla 13.6:


Techo 317 1.0 317 317 53.730

2 385 0.617 259.875 175.416 44.048 53.730

1 385 0.252 97.449 24.449 16.444 97.778

Base 114.22

Sumatoria 673.895 516.865

Tabla 13.6

tW

W

WW

E

i

iiE

633.878865.516

895.673 2

2

2

la cortante basal esta dado por:

tg

gV

g

AWV E

222.11413.0

633.878

La fuerza para cada nivel y la cortante para cada piso Vi es calculado como:

iii

iii

ii

iii

WF

WF

VW

WF

169.0

222.114895.673

y resumido en la Tabla 13.6:

Segundo modo

El periodo natural del segundo modo es dado como:

s 0.65 s 64.0 T

por tanto la aceleración espectral es:

gA 3.0


196

para determinar el peso efectivo se realiza la siguiente Tabla 13.7:


Techo 317 1.0 317 317 68.931

2 385 0.250 96.250 24.063 20.929 68.931

1 385 -0.345 -132.825 45.825 -28.882 89.861

Base 60.978

Sumatoria 280.425 386.882

Tabla 13.7

tW

W

WW

E

i

iiE

259.203887.386

425.280 2

2

2

la cortante basal esta dado por:

tg

gV

g

AWV E

978.603.0

2.203

La fuerza para cada nivel y la cortante para cada piso Vi es calculado como:

iii

iii

ii

iii

WF

WF

VW

WF

217.0

978.60425.280

y resumido en la Tabla 13.7:

e) Fuerza de piso combinado

Como un porcentaje del peso total de la estructura, la suma de los pesos efectivos para los primeros 2 modos

es dado por:

%90%53.99100

1087

259.203633.87810021

W

WW EE

por tanto combinando los primeros dos modos se asegura que un mínimo de 90% de la masa de la estructura

participa en la determinación de los parámetros de respuesta. La fuerza combinada para cada nivel para los

modos puede obtenerse usando el método SRSS. Esto es aceptable para estructuras bidimensionales cuando

la relación de periodos de cualquier modo alto con cualquier modo bajo es 0.75

75.0427.05.1

64.0

por tanto la fuerza combinada para el nivel i es dado por:

21

22

21 iici FFF


197

donde:

F1i = Fuerza lateral para el nivel i, para el primer modo

F2i = Fuerza lateral para el nivel i, para el segundo modo

la fuerza combinada para cada nivel es resumido en la siguiente Tabla 13.8

Nivel F1i F2i Fci

Techo 53.730 68.931 87.398

2 44.048 20.929 48.767

1 16.444 -28.882 33.235

base 114.222 60.978 129.480

Tabla 13.8

Capítulo 14

DISEÑO SÍSMICO

DE

ESTRUCTURAS DE CONCRETO

14.1 INTRODUCCIÓN

Este capítulo contiene especificaciones que se consideran como los requisitos mínimos para producir una

estructura monolítica de concreto reforzado con los detalles y las dimensiones adecuadas que le permitan a ésta

soportar una serie de oscilaciones dentro del campo inelástico de respuesta sin deterioro crítico de la resistencia.

Como se vio con anterioridad, conforme una estructura apropiadamente detallada de concreto reforzado responde

a fuertes movimientos del suelo, su rigidez efectiva decrece y se incrementa su capacidad de disipar energía. Por

lo tanto, el empleo de fuerzas de diseño que representan efectos sísmicos demanda que el edificio este equipado

con un sistema resistente a fuerzas laterales que retenga una porción sustancial de su resistencia conforme se le

somete a inversiones de los desplazamientos dentro del campo inelástico.

La elección práctica esta entre: (a) Un sistema con suficiente resistencia para responder al movimiento del suelo

dentro del rango lineal o casi lineal de respuesta, y (b) Un sistema con disposiciones adecuados que permitan una

respuesta no lineal sin perdida crítica de la resistencia.

Este capítulo desarrolla una serie de requisitos relacionados con la segunda opción para su aplicación en zonas de

elevado riesgo sísmico.

14.2 CARGAS DE DISEÑO

Las combinaciones de carga a ser utilizadas en el método de la resistencia para el diseño de los elementos de

concreto están especificadas en la sección 9.2 del reglamento ACI y se dan a continuación:

1.4 D

1.4 D + 1.7 L

0.9 D 1.3 W

0.75 (1.4 D + 1.7 L 1.7 W)

0.9 D 1.3· 1.1 E

0.75 (1.4 D + 1.7 L 1.7· 1.1 E)


199

14.3 PÓRTICOS ESPECIALES RESISTENTES A MOMENTOS

14.3.1 Diseño por el Método de la Resistencia

El requisito básico de este método es de asegurar que la resistencia de diseño de un elemento no sea menor que la

resistencia última requerida. Para cargas sísmicas, la resistencia requerida consiste de las cargas de servicio

multiplicadas por un factor de carga especificado en la Sección 14.2. La resistencia de diseño de un elemento

consiste de la resistencia nominal, o la resistencia teórica última, multiplicada por un factor de reducción de

resistencia . De este modo se tiene:

(resistencia nominal) U

Los factores de reducción () según el código UBC1 son:

0.9 para flexión

0.85 para cortante y torsión

0.75 para miembros en compresión con refuerzo en espiral

0.70 para miembros en compresión con estribos

En zonas sísmicas 3 y 4 el factor de reducción de resistencia al cortante debe ser 0.6 para el diseño de muros,

losas superiores y elementos estructurales con una resistencia nominal al cortante menor que el corte

correspondiente al desarrollo de su resistencia nominal a flexión. La resistencia nominal a flexión debe

determinarse correspondiendo con las cargas axiales factorizadas más críticas incluyendo el efecto sísmico. El

factor de reducción de resistencia al cortante para la unión viga-columna es 0.85.

Consideraciones para el diseño de vigas:

La resistencia nominal de un elemento se determina de acuerdo con los principios definidos en la Sección

19210.2.7 del código UBC y desarrollado con mayor claridad por George Winter2. La capacidad nominal de un

elemento a flexión con sólo refuerzo a tensión esta dado por:

c

y

ysnf

fdfAM 59.01 (14.1)

donde:

As = área de acero a tensión, [cm2]

fy = esfuerzo de fluencia del acero, [kg/cm2]

= cuantía =As/(b·d)

fc = resistencia del concreto a la compresión, [kg/cm2]

d = peralte efectivo, [cm]

b = ancho de la sección, [cm]

A consecuencia de las cargas sísmicas se pueden formar rótulas plásticas en ambos extremos de las columnas de

un nivel determinado, produciendo un mecanismo de deslizamiento el cual causa el colapso del piso, para

prevenir este acontecimiento, se introduce el concepto de viga débil-columna fuerte. Una columna que forma

parte del sistema resistente a fuerzas laterales y con una carga axial factorizada mayor a 0.1Ag·fc , debe ser

diseñada para satisfacer:

ge MM 56 (14.2)

donde:

1 UBC, Sección 1909.3.2 [ref.15] 2 WINTER, George Cap. 1 pp. 11-15 [ref 19]


200

Me = suma de momentos en el centro de la junta correspondiente a la resistencia de diseño a la

flexión de las columnas que empalman en esa junta

Mg = suma de momentos en el centro de la junta correspondiente a la resistencia de diseño a la

flexión de las vigas que empalman en esa junta, y en el mismo plano de las columnas.

En la Figura 14.1 se ilustra este concepto, la convención de signos adoptada en la figura es que los momentos en

los extremos de un elemento se muestran actuando a partir del nudo hacia el elemento, se considera las

reacciones de los soportes; la cabeza de las flechas apunta hacia la cara de los elementos, la cual esta en tensión.

Figura 14.1 Concepto de Columna fuerte-Viga débil

Para asegurara la falla dúctil de un elemento y prevenir la falla frágil por cortante, es por tal motivo que, la fuerza

cortante de diseño se determina a partir de la resistencia probable a flexión en las caras de la junta considerando

las fuerzas estáticas en el elemento, y éste soporta la carga tributaria de gravedad a lo largo del claro. La

resistencia probable a flexión se calcula suponiendo una resistencia a la tensión en las barras longitudinales de al

menos 1.25 fy y un factor de reducción de la resistencia de 1.0. es así que la resistencia probable a flexión esta

dada por:

c

y

yspr

c

y

yspr

f

fdfAM

f

fdfAM

92.025.1

)25.1(59.01)25.1(

(14.3)

En la Figura 14.2, los momentos de signo opuesto actúan en los extremos de la viga sometida a doble curvatura y

el sentido de los momentos cambia debido a la característica reversible de la carga sísmica. De este modo se

deben calcular ambos momentos probables resistentes (de ida y vuelta) en los extremos de la viga para

determinar el valor del cortante crítico. La fuerza cortante de diseño en el extremo izquierdo de la viga para una

carga sísmica que actúa de derecha a izquierda es:

gn

prpr

e VL

MMV

21 (14.4)

donde:

Ln = claro de la viga

Vg = cortante debido a la carga de gravedad no factorizada

Carga sísmica

ctM

brM

cbM

brM

Carga sísmica

ct

M

M

br

Mcb

brM


201

Figura 14.2 Cortante en viga debido a la resistencia probable a flexión.

La fuerza cortante de diseño en el extremo derecho de la viga para una carga sísmica que actúa de izquierda a

derecha es:

gn

prpr

e VL

MMV

43 (14.5)

Consideraciones para el diseño de columnas:

De manera similar, la fuerza cortante de diseño para las columnas debe calcularse utilizando el momento

probable resistente de la base y del tope de la columna; los máximos momentos probables se asume que ocurren

bajo la carga axial máxima de 0.8 P0, la cual corresponde a la excentricidad mínima accidental. La fuerza

cortante de diseño en el tope y en la base de la columna es:

n

prpr

eH

MMV

21 (14.6)

donde:

Hn = altura de la columna

Sin embargo el cortante de diseño de la columna no necesita ser mayor que los valores determinados a partir del

momento probable resistente de las vigas que forman marco en la junta3.

3 ACI, Sección 21.4.5 [ref.20]

Carga sísmica

Mpr4

Vp2

pr3M

p2V

Carga sísmica

pr1M

Mpr2

p1V

p1V

Ln Ln

pr1M

pr2M Mpr3

Mpr4

p1V

Vp2

Diagrama

de Momentos

Diagrama

de Cortantes


202

Figura 14.3 Cortante en columna debido a la resistencia probable a flexión.

Figura 14.4 Cortante en columnas debido a la resistencia probable a flexión de las vigas

Carga sísmica

0.8P0

pr1M eV

Hn

Mpr2

Diagrama

de Momentos

eV

00.8P

pr1M

Mpr2

Diagrama

de Cortantes

eV

Ve

Carga sísmica

pr1M

eV

Hn

Mpr3Diagrama

de Momentos

eV

Diagrama

de Cortantes

eV

Mpr2Mpr1 pr2M+

2

2

pr4+Mpr3 M

pr4M

2

pr2+Mpr1 M

2

pr4pr3+ MM


203

Como se muestra en la Figura 14.4 la fuerza cortante para estas condiciones esta dada por:

n

prprprpr

eH

MMMMV

2

4321 (14.7)

Para asegurar una falla dúctil se debe despreciar la resistencia a corte del concreto cuando la fuerza axial

factorizada a compresión es menor que Agfc/20 y cuando la fuerza cortante inducida por sismo calculada según

las ecuaciones 14.6 ó 14.7 es igual o mayor a la mitad de la resistencia total de diseño al corte.

Consideraciones para el diseño de la conexión viga-columna:

En las uniones viga-columna la fuerza cortante horizontal de diseño se determina según la Figura 14.5.

Figura 14.5 Fuerzas que actúan en el nudo

La fuerza cortante producida en la columna por el momento probable resistente de la viga en el nudo es:

c

prpr

H

MMV

21

El esfuerzo probable en el refuerzo a tensión en la cara derecha del nudo correspondiente a la viga es:

T1 = 1.25·As1·fy

La compresión probable en el concreto en la cara izquierda del nudo correspondiente a la viga es:

C2 = T2 = 1.25·As2·fy

De este modo la cortante neta que actúa en el nudo es:

Ve = T1 + T2 – V

Ve = 1.25·fy·(As1 + As2) (Mpr1 + Mpr2)/Hc

La resistencia nominal al cortante de la junta depende de la resistencia del concreto y del área efectiva del nudo,

es así que está dada por:

pr2M

Mpr1

V

2C

V

2T=

2T = 1.25As2 fy

yf=1T 1.25As1

1C T1=

=Mpr1 + Mpr2

cH

Hc=

altu

ra d

e pis

o a

pis

o

punto de inflexión


204

jcn AfV 3.5 para nudos confinados en sus 4 caras

jcn AfV 4 para nudos confinados en 3 caras o en 2 caras opuestas

jcn AfV 2.3 para las otras

donde:

Aj = área efectiva de sección transversal dentro de una junta

En la Figura 14.6 se ilustra el área afectiva de la junta, donde las vigas están unidas a una columna de ancho

considerable, donde el ancho efectivo del nudo es:

be = b + h b + 2x

donde:

b = ancho de la viga

h = profundidad de la columna

x = menor de las distancias medidas desde el borde de la viga al borde de la columna

Figura 14.6 Área efectiva del nudo

14.3.2 Resistencia y ductilidad de secciones a flexión

Se tiene que tener en consideración los siguientes principios de diseño sismorresistente:

Las vigas fallan antes que las columnas

La falla es a flexión antes que a corte

Debe esperarse una falla prematura de nudos

Falla dúctil antes que frágil

El comportamiento dúctil es la habilidad de soportar grandes deformaciones inelásticas mientras la resistencia se

mantiene esencialmente constante.

vigaárea efectiva del nudo

b x

profund. efectiva del nudo = hprofund. de la columna = h

be

ancho efectivo del nudo = = b+h < b+2x eb


205

Se realiza un análisis previo de la viga para determinar los tipos de falla y éste es como sigue: Si el contenido de

acero de tensión es pequeño y el acero de compresión es alto, el acero de tensión alcanza la resistencia de

fluencia, pudiendo ocurrir entonces un gran incremento en la curvatura mientras que el momento flexionante se

mantiene esencialmente constante. Este tipo de falla se conoce como “falla de tensión”, aún cuando ocurra

finalmente aplastamiento del concreto. Por otra parte, si el contenido de acero de tensión es alto y el de

compresión es bajo, el acero de tensión no alcanza a fluir y la falla será frágil si el concreto no se encuentra

confinado. Lo anterior se conoce como “falla por compresión”. Al diseñar, las vigas siempre se proporcionan de

manera que puedan exhibir las características dúctiles de una falla de tensión. Para ello se requiere como premisa

que el acero de compresión esté por debajo del esfuerzo de fluencia.

Figura 14.7 Viga rectangular doblemente reforzada

Es necesario, en consecuencia, desarrollar ecuaciones mas generales para tener en cuenta la posibilidad de que el

refuerzo a compresión no fluya cuando la viga doblemente reforzada falle en la flexión.

A continuación se presenta el método para determinar si el acero a compresión fluye o no en la falla. Con

referencia a la Figura 14.7b, y se toma como caso límite ’s =y, se obtiene por geometría:

yu

u

d

c

o dc

yu

u

Si se suman las fuerzas en la dirección horizontal (Figura 14.7c) se obtiene la cuantía de acero a tensión

mínimacy que asegurará la fluencia del acero a compresión en la falla:

yy

ccy

fd

d

f

f

6300

630085.0 1 (14.8)

Si la cuantía de acero a tensión es menor que este valor límite, el eje neutro esta suficientemente alto de manera

que el esfuerzo del acero a compresión en la falla es menor que el esfuerzo de fluencia. En este caso puede

demostrarse fácilmente, en base a las Figuras 14.7b y 14.7c, que la cuantía balanceada de acero es:

y

sbb

f

f (14.9)

donde:

)( yuussss

d

dEEf y fy (14.10)

b

d

d'

s

'su

ca=1c

0.85 f 'c

A's

A s

A's f y

A s f y

(a) (b) (c)


206

de esta manera, la cuantía máxima de acero permitida por el código ACI 10.3.3 es:

y

sb

f

f 75.0max (14.11)

Debe hacerse énfasis en que la ecuación 14.10 para el esfuerzo en el acero a compresión se aplica únicamente

para una viga con la cuantía exacta balanceada de acero a tensión.

Si la cuantía de acero a tensión es menor que b, de acuerdo con la ecuación 14.9, y es menor quecy, entonces el

acero a tensión se encuentra en el esfuerzo de fluencia en la falla pero el acero de compresión no, y deben

desarrollarse nuevas ecuaciones para el esfuerzo en el acero de compresión y para la resistencia a flexión. El

esfuerzo en el acero a compresión puede expresarse en termino de la aún desconocida localización del eje neutro:

c

dcEf sus

o

a

daf s

16300

(14.12)

donde del estudio del equilibrio de fuerzas horizontales se obtiene el valor de a:

bf

fAfAa

c

ssys

85.0 o

bf

fRfda

c

sy

85.0

)( (14.13)

esta forma un sistema de ecuaciones con la ecuación de f’s, donde las incógnitas son: a y f’s; el valor de R es

R=’/. La resistencia nominal a flexión se encuentra reaplazando el valor de a y f’s en la expresión:

)(2

85.0 ddfAa

dabfM sscn

(14.14)

esta capacidad nominal debe reducirse mediante el coeficiente =0.9 para obtener la resistencia de diseño.

Ductilidad de curvatura

Figura 14.8 Viga rectangular doblemente reforzada: (a) En la primera fluencia del acero de tensión (b) al alcanzarse la deformación

unitaria última del concreto.

La ductilidad disponible de la sección puede expresarse mediante la relación de la curvatura última, u, entre la

curvatura en la primera fluencia, y. La Figura 14.8 representa el caso general de una sección doblemente

reforzada en la primera fluencia del acero de tensión, y en la deformación unitaria última del concreto.

Cuando el acero de tensión alcanza por primera vez la resistencia de fluencia, la distribución de esfuerzos en el

concreto aún puede ser lineal debido a que el máximo esfuerzo en el concreto es significativamente menor que su

resistencia, y la profundidad del eje neutro, kd, puede calcularse utilizando la teoría elástica como:

b

d

d'

'sc

kd

f c

A's

A s

f 's

f y

(a) (b)

s = fy/Es s > fy/Es

a=1c

f y

f ' s

0.85 f 'c

c

y

u

u

's


207

T=Cc + Cs

Asfy = kd·fc·b/2+A’s f’s

fy = k·fc /2+’f’s

de la grafica de deformación se tiene:

sskdd

dkd

y sc

kdd

kd

entonces se tiene lo siguiente:

ssccss EEkE 2/

reemplazando los valores de ’s y c, y definiendo n=Es/Ec se tiene:

kdd

dkdn

kdd

kdkn

2

d

dkn

kkn

kd

d

dkd

nk

kn

2)1(

)1(1

1

2

2

2

donde resolviendo para k se tiene:

112

2

2 nd

dnnk

Rnd

dRnRnk

112

22 (14.15)

La curvatura esta dada por la extensión por unidad de longitud del acero de tensión, en la primera fluencia (esto

es, la deformación unitaria de fluencia), dividida entre la distancia que existe entre el acero de tensión y el eje

neutro.

)1(

/

kd

Ef sy

y

en forma similar la curvatura ultima esta dada por:

1

a

cu

el factor de ductilidad de curvatura de la sección esta dada por:

1/

)1(

/

a

kd

Ef sy

c

y

u (14.16)

es evidente que si se mantienen constantes otras variables, el factor disponible de ductilidad de curvatura aumenta

al disminuir el contenido de acero de tensión, al aumentar el contenido de acero de compresión, con la

disminución de la resistencia del acero y el aumento de la del concreto. Si la zona de compresión de un elemento

se confina mediante estribos cerrados colocados a corta distancia, o espirales, se mejora notablemente la

ductilidad del concreto.


208

14.3.3 Detalles Sismorresistentes para Vigas

Los elementos a flexión en marcos se definen como aquellos elementos en los cuales la fuerza de compresión

axial factorizada del elemento es menor que 0.1Agfc y el claro libre para el elemento es mayor a 4 veces su

peralte efectivo. Se impone las siguientes restricciones de geometría con el objetivo de dotar de sección

transversal compacta con buena estabilidad durante los desplazamientos no lineales:

b/h 0.3

b 25 [cm]

b bc + 0.75·h en cada lado de la columna

donde:

b = ancho de la viga

h = altura de la viga

bc = ancho de la columna

Las siguientes limitaciones en la cantidad de refuerzo longitudinal se dan para prevenir la congestión de acero,

asegurar el comportamiento dúctil y proveer un mínimo de capacidad de refuerzo mayor que la resistencia a

tensión del concreto.

yf

14min

y

c

f

f 8.0min

025.0max

Además:

Un mínimo de 2 barras deben estar dispuestas en forma continua, tanto en el tope como en el fondo.

La resistencia a los momentos positivos en la cara de la junta debe ser mayor o por lo menos igual a la

mitad de la resistencia a los momentos negativos provista en esa cara de la junta.

En cualquier sección, a lo largo de la viga, ni la resistencia a los momentos negativos ni positivos debe

ser menor que una cuarta parte de la resistencia al momento máximo provista en cualquier extremo de la

viga.

No se permite empalmes localizados en regiones donde el análisis indica una fluencia a flexión causada por los

desplazamientos laterales inelásticos de la estructura. No deben utilizarse empalmes:

Dentro de las juntas o nudos

Dentro una distancia del doble de la altura de la viga medida a partir de la cara de la columna.

Para prevenir el descascaramiento del concreto que recubre las zonas de empalme es que el espaciamiento

máximo del refuerzo transversal que envuelve las barras traslapadas no debe exceder de d/4 ó 10 [cm].

La longitud de desarrollo, ldh, para una barra con un gancho estándar de 90º en hormigones con agregado de peso

normal debe ser:

c

by

dhf

dfl

2.17 (14.17)

ldh 8 db

ldh 15 [cm]

donde:

db = diámetro de la barra


209

El gancho a 90º debe ubicarse dentro del núcleo confinado de la columna; para barras de diámetro de 9 [mm] a 35

[mm] (#3 al #11) la longitud de desarrollo, ld, para una barra recta no debe ser menor a:

ld 2.5·ldh

Y si la profundidad del hormigón vaciado en una operación por debajo de la barra excede de 30 [cm] entonces, ld,

debe ser menor a:

ld 3.5·ldh

Se requiere refuerzo transversal para proveer de resistencia al cortante y para proveer de confinamiento al

concreto localizado dentro de la zona de rótula plástica y para controlar el pandeo lateral de las barras

longitudinales. Lazos cerrados, como se ve en la Figura 14.9, proveen de confinamiento al hormigón y también

de resistencia al cortante. Los estribos sísmicos con ganchos a 135º sólo proveen resistencia al corte. En los

elementos estructurales deben proveerse lazos en las siguientes zonas:

Sobre una distancia 2d a partir de la cara de la columna

Sobre una distancia 2d a ambos lados de la sección sujeta a rótula plástica.

Figura 14.9 Lazos y estribos sísmicos

El primer lazo debe localizarse a no mas de 5 [cm] de la cara de la columna; el espaciamiento máximo entre los

lazos no debe ser mayor a:

smax d/4

smax 8·db

smax 24 dt

smax 30 [cm]

donde:

d = peralte efectivo

db = diámetro de la barra longitudinal

dt = diámetro de la barra del lazo.

Donde no se requieren lazos se pueden hacer usos de estribos sísmicos con ganchos a 135º, a través de la longitud

del elemento en un espaciamiento máximo de d/2. El detalle de la disposición de lazos y estribos se muestra en la

Figura 14.10.

135º

6 db

bd

6 db

135º

b6 d b6 d b6 d

135º 135º 90º

gancho

sísmico

estribo

sísmicolazo

simple

horquillas lazo

doble (2 pz)

estribo sísmico

horquilla


210

Figura 14.10 Disposición de los lazos y estribos

14.3.4 Detalles Sismorresistentes para Columnas

Las columnas son aquellos elementos con carga axial factorizada mayor a 0.1Agfc, estos elementos estructurales

también tiene que satisfacer las siguientes condiciones:

hmin 30 [cm]

hmin / hperp 0.4

donde:

hmin = menor dimensión de la sección transversal

hperp = la dimensión perpendicular a la menor dimensión

Para evitar la falla y controlar la congestión de acero y proveer resistencia a la flexión es que los límites para el

refuerzo longitudinal son:

g 0.01

g 0.06

donde:

g = relación entre el área de refuerzo y el área de la sección transversal

El descascaramiento del concreto ocurre en los extremos de las columnas, lo cual hace de estas regiones nada

recomendables para la localización de los empalmes. Se deben permitir empalmes dentro de la mitad de la

longitud del elemento y deben dimensionarse como empalmes de tensión.

Figura 14.11 Refuerzo transversal en la columna

> 2h > 2h

< 5 cm> 2dlazos

estribossísmicos

> empalme

lazosestribossísmicos

> 2dlazos

< 5 cm

sísmicoslazos> 2d estribos > empalme

lazos

s < d/4

s < 8 d

s < 24 ds < 30 cm

b

t

s < d/2s < d/4s < 10 cm

< 35 cm < 35 cm< 35 cm

< 3

5 c

m<

35

cm


211

El refuerzo transversal, que consiste de lazos cerrados y horquillas, debe estar dispuesto en toda la altura de la

columna para proporcionar resistencia al corte y confinamiento. El espaciamiento máximo de los lazos debe ser:

smax 6 db

smax 15 [cm]

Figura 14.12 Detalle del refuerzo en columnas

En la Figura 14.11 se ilustran los lazos cerrados y las horquillas las cuales deben estar espaciadas en un máximo

de 35 [cm]. En el extremo de la columna el área requerida de refuerzo por confinamiento esta dada por el valor

más grande de:

13.0

ch

g

y

ccsh

A

A

f

fhsA (14.18)

y

ccsh

f

fhsA

09.0

donde:

s = espaciamiento entre lazos

Ag = área bruta de la sección transversal de la columna

s/2

h

0

n

l > h

l > H /6

l > 45 cm

s

0

0

< 15 cm

empalme

a tensión

tipo As

s < 10 cm

s < h/4

s/2

l 0

H n


212

Ach = área transversal medida de extremo a extremo del acero de refuerzo transversal

hc = dimensión transversal del núcleo de la columna medida de centro a centro del refuerzo

confinante

El refuerzo de confinamiento debe estar dispuesto a lo largo de una distancia, l0, a partir de la cara del nudo en

ambos lados de cualquier sección donde pueda ocurrir fluencia a la flexión en conexión con los desplazamientos

laterales no-elásticos de la estructura.

l0 h

l0 Hn / 6

l0 45 [cm]

donde:

h = altura de la sección columna

Hn = luz libre de la columna

El espaciamiento de refuerzo de confinamiento esta limitado a:

s hmin/4

s 10 [cm]

donde:

hmin = dimensión menor de la columna

Los detalles de refuerzo en una columna se muestran en la Figura 14.12. Si el concepto de Columna fuerte-Viga

débil no se cumple en una unión, las columnas que soportan las reacciones de dicha junta deben estar provistas de

refuerzo de confinamiento en toda su longitud.

14.3.5 Unión Viga-Columna

Figura 14.13 Unión Viga-Columna

La unión Viga-Columna esta sujeta a concentraciones elevadas de esfuerzos y por tal motivo requiere de un

cuidado minucioso para asegurar el confinamiento del concreto. A excepción del nudo en el cual llegan a

empalmar las vigas de l pórtico en sus 4 caras, se debe proveer de acero de confinamiento (Ash) a través de la

altura del nudo con un espaciamiento máximo de 10 [cm]. Cuando las vigas empalman en los 4 lados de la junta

y cuando el ancho de cada viga es por lo menos ¾ partes del ancho de la columna, debe proveerse un refuerzo

transversal igual a Ash/2 con un máximo espaciamiento de 15 [cm].

El refuerzo longitudinal de una viga terminada en una columna debe extenderse hasta la cara alejada del núcleo

confinado de la columna y anclarse bajo tensión. En la Figura 14.13 se detalla un nudo típico.

h

ldh min

ldh min

s <

h/4

< 1

0 c

m


213

14.4 MUROS DE CORTE

14.4.1 Resistencia al corte

La resistencia nominal al corte de los muros cortantes está dada por:

)55.0( ynccvn ffAV (14.19)

donde:

Acv = área neta de la sección de hormigón limitada por el espesor del alma y la longitud de la

sección en la dirección de la fuerza cortante considerada. [mm2].

n = cuantía de refuerzo de corte distribuido en un plano perpendicular al plano Acv

La cuantía de refuerzo, v, para muros de corte no debe ser menor que 0.0025 a lo largo de los ejes longitudinales

y transversales cuando Vu excede a:

ccv fA 265.0

esto es:

0025.0

0025.0

cvsvv

cnsnn

AA

AA

donde:

Asn = área del refuerzo horizontal sobre la longitud vertical considerada.

Acn = área del alma sobre la longitud vertical considerada.

Asv = área del refuerzo vertical sobre la longitud horizontal considerada.

El espaciamiento del refuerzo en cada sentido en los muros no debe exceder de 45 [cm]; además se deben

disponer 2 cortinas de refuerzo en un muro si la fuerza cortante factorizada es mayor que:

ccv fA 53.0

Cuando la relación entre la altura del muro y la longitud de la base (hw/lw) es menor a 2, la resistencia nominal al

cortante del muro debe determinarse a partir de:

)265.0( yncccvn ffAV (14.20)

donde el coeficiente c varía linealmente desde 3.0 para un valor de (hw/lw)=1.5 hasta un valor de 2.0 para

(hw/lw)=2.0

14.4.2 Muros de Corte para cargas a flexión y axiales

Por la gran área de concreto en los muros es difícil llegar a una falla balanceada, por tanto se aumenta la

capacidad de momentos por fuerzas de gravedad en muros de corte. Debe tomarse en cuenta que la carga axial

reduce la ductilidad.

Para aumentar la ductilidad en el muro de corte debe asemejarse el muro a las columnas con estribos que están

sujetas a cargas combinadas de flexión y compresión y es así que deben diseñarse de cómo columnas con un

factor de reducción de 0.6 cuando gobierna el cortante. En la Figura 14.14 se ilustra el análisis para el cual se

asume una distribución lineal de deformaciones, con una deformación máxima para el concreto de 0.003.


214

El momento de diseño también se puede calcular utilizando la ecuación:

wys

uwysn

l

c

fA

PlfAM 11

185.0 bf

Pc

c

u

Figura 14.14 Hipótesis utilizada en el diseño de muros de corte

El ancho efectivo del ala de la sección que contribuye a la resistencia a compresión no debe extenderse más allá

de la cara del alma en una longitud igual a ½ de la distancia al alma de un muro de corte adyacente, ni más del

15% de la altura del muro para el ala en compresión, o más que el 30% de la altura del muro para el ala en

tensión.

Considerando la inestabilidad del muro puede por consideración de muros delgados analizarse los extremos como

columnas separadas pudiendo inclusive aumentarse la rigidez por flexión del muro llegando a un muro tipo “I”.

Es así que se deben disponer de este tipo de elementos frontera en los muros de corte cuando el esfuerzo máximo

de la fibra extrema, correspondiente a fuerzas factorizadas, incluyendo el efecto sísmico, sea mayor que 0.2 f’c.

El cálculo del área de acero de este tipo de muros se lo realiza utilizando los criterios y los diagramas de

interacción similares a los utilizadas para el cálculo de columnas, o pueden confeccionarse con las ecuaciones

respectivas de columnas para casos específicos.

El código UBC4 impone un límite superior para la fuerza axial de diseño por encima del cual el muro ya no se

considera efectivo para la resistencia a las fuerzas laterales:

Pu = 0.35P0

donde:

P0 = resistencia nominal a carga axial con una excentricidad cero.

P0 = 0.85·fc(Ag – Ast) + fy·Ast

Ag = área total de la sección.

Ast = área del refuerzo vertical.

4 UBC, Sección 1921.6.6.3 [ref.15]

b

c

1c

0.85 f 'c

Cc C s

P

M

Ts

lw

Sección del muro

Diagrama de

deformaciones

Diagrama de

fuerzas


215

Con el objetivo de prevenir la falla frágil es que se adopta la carga axial balanceada de:

Pb = 0.35P0

Este es el punto en el diagrama de interacción para columnas en el cual se alcanzan simultáneamente la máxima

deformación del concreto (0.003) y la fluencia del acero de refuerzo a tensión. Incrementando la carga axial

factorizada más allá de este valor trae como resultado el modo de falla por compresión del concreto, la cual es

frágil y repentina.


216

14.5 EJEMPLOS

Ejemplo 14.1 Diseño de un elemento a flexión

Determinar el refuerzo longitudinal y transversal para la viga A-B de la Figura 14.15. La viga soporta una carga

equivalente no factorizada muerta y viva de: 2.40 [t/m] y 1.20 [t/m] respectivamente. El resumen de momentos de

diseño se presenta en la Tabla 14.1. La viga tiene 50 [cm] de base y 60 [cm] de altura. La losa es de 20 [cm] de

espesor. Utilizar fc = 280 [kg/cm2], fy = 4200 [kg/cm

2].

Figura 14.15

1.4 D + 1.7 L (a)

0.75(1.4D+1.7L 1.7·1.1E) (b)

0.9 D 1.3· 1.1 E (c)

Viga A-B

Momento de Diseño [t·m]

A Tramo B

Ecuación (a)

Ecuación (b)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

Ecuación (c)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

-13.50

11.45

-36.90

18.60

-29.80

15.50

14.40

14.60

6.36

6.50

-21.70

-44.60

4.15

-33.30

15.50

Viga B-C B Tramo C

Ecuación (a)

Ecuación (b)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

Ecuación (c)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

-19.30

7.00

-43.30

17.10

-33.20

13.20

12.40

12.40

5.50

5.50

-19.35

-43.30

7.00

-33.20

17.15

Tabla 14.1

6.70 m.

A B C D

6.70 m.6.70 m.

-36.90 t·m -44.60 t·m

15.50 t·m

-43.30 t·m-43.30 t·m

13.20 t·m

-36.90 t·m-44.60 t·m

15.50 t·m

4.00 m.

col 55x55

col 55x55col 55x55

3º piso

2º piso


217

Solución:

a) Verificación de dimensiones:

b/h = 50/60 = 0.83 0.3 cumple

b = 50 [cm] 25 [cm] cumple

b bc + 0.75·h

b 56 + 0.75·60

50 101 cumple

ln 4·d

609 4·55.5

609 222 cumple

b) Refuerzo longitudinal

1. Refuerzo para momento negativo en B

Debido a que el refuerzo a flexión negativa para ambas vigas A-B y B-C en el nudo B será provista por las

mismas barras continuas se utilizará el mayor de los momentos negativos en el nudo B. De este modo Mu =

44.60 [t·m]. Para el cálculo se desprecia el efecto del acero de refuerzo a compresión, es así que se tiene:

2

5

cm 93.22

)2353.05.55(42009.0106.44

)2(

353.05028085.0

4200

85.0

s

ss

ysu

nu

ss

c

ys

A

AA

adfAM

MM

AA

bf

fAa

utilizar 5 25 (As = 24.54), que proporciona un momento Mn = 47.46 [t·m]

Verificación de los límites del refuerzo:

gobiernabdf

bdf

f

A

y

y

c

s

cm 16.95.55500033.014

cm 88.85.55504200

2808.08.0

2

2

min

Asmax 0.025·bd

Asmax = 0.025·50·55.5 = 69.37 [cm2]

Asmin As Asmax cumple

2. Refuerzo para momento negativo en A

Mu = 36.90 [t·m] que requiere un área de refuerzo de: As = 18.70 [cm2]

utilizar 4 25 (As = 19.63), que proporciona un momento Mn = 38.60 [t·m]

3. Refuerzo para momento positivo en los nudos:

La resistencia a momento positivo en la cara de la junta debe ser mayor o igual al 50% de la resistencia a

los momentos negativos provista en esa cara de la junta.


218

Min. Mu+

(A) = 38.6/2 = 19.30 [t·m],

para el cual satisface 2 25 (As = 9.82), que proporciona un momento Mn = 19.96 [t·m], el cual es mayor

al momento positivo requerido en A de Mu = 18.60 [t·m]

Min. Mu+

(B) = 47.46/2 = 23.73 [t·m],

para el cual satisface 3 25 (As = 14.73), que proporciona un momento Mn = 29.40 [t·m], el cual es

mayor al momento positivo requerido en B para ambos tramos de Mu = 17.10 [t·m]. Además notar que es

mayor al momento positivo requerido en los tramos (A-B y B-C)

4. Refuerzo para momento positivo en el tramo:

En cualquier sección a lo largo de la viga, ni la resistencia a los momentos negativos ni positivos debe ser

menor que una cuarta parte de la resistencia máxima a momento provista en cualquier extremo de la viga.

De este modo el valor mínimo de diseño para momento positivo es:

47.46/4 = 11.86 [t·m]

En el tramo se tiene un Mu = 15.50 [t·m]el cual es cubierto con la resistencia a momento proporcionada por

2 de 25

c) Cálculo de la longitudinal de anclaje requerida para el refuerzo a flexión en la columna exterior

La longitud de desarrollo mínima para gancho estándar a 90º es:

cm 15

cm 205.288

cm 375.362802.17

5.24200

2.17

b

c

by

dh d

gobiernaf

df

l

d) Calculo del refuerzo por cortante

La resistencia probable a flexión Mpr (momento probable resistente), asociada a la formación de la rótula

plástica, se calcula utilizando un factor de reducción = 1.0 y asumiendo que el esfuerzo del acero de

tensión es fs = 1.25·fy.

37 cm.

55 cm.

12 d60 cm.b


219

sc

ys

yspr

Abf

fAa

adfAM

441.085.0

25.1

)2(25.1

el esfuerzo cortante de diseño en los extremos de la viga para las dos condiciones de carga a ser

consideradas se determina a partir de:

w = wD + wL = 2.4 + 1.2 =3.6 [t/m]

y los momentos probables resistentes en cada nudo son:

)(AprM para 4 de 25 (As = 19.63) 52.7 [t·m]

)(AprM para 2 de 25 (As = 9.82) 27.5 [t·m]

)(BprM para 5 de 25 (As = 24.54) 64.5 [t·m]

)(BprM para 3 de 25 (As = 14.73) 40.4 [t·m]

Carga 2

)()( n

n

BprApr

e

lw

l

MMV

A B

-4.10 [t] 26.10 [t]

26.20 [t] -4.32 [t]

Para rotación al lado izquierdo, la cortante en A debido al momento probable resistente en ese extremo de la

viga se calcula a partir de:

t 30.1509.6

4.407.52)()(

n

BprApr

Al

MMV

debido a que VA = 15.30 [t] es mayor al 50 % de la cortante de diseño Ve = 26.2 [t] se desprecia la

contribución del concreto a la resistencia al corte.

ucs VVV

A

6.09 m.

w = 3.6 t/m27.50 t·m 64.50 t·m

B

hacia la deracha

6.09 m.

w = 3.6 t/m

hacia la izquierda

52.70 t·m

A

40.40 t·m

B


220

t 82.3085.0

20.26

us

VV

verificación de la sección:

5.55502801.282.30

1.2

bdfV cs

50.9782.30 cumple

el espaciamiento requerido para estribos cerrados considerando el diámetro del estribo =8 [mm] es:

s

yv

V

dfAs

cm 56.71082.30

5.55420013

s

cm 30

cm 2.198.02424

cm 205.288

cm 87.1345.554

maxt

b

d

d

gobiernad

s

con estribos de diámetro =10 [mm] se tiene un espaciamiento s=12 [cm], es decir para la zona de

confinamiento desde la cara de al columna hasta una distancia 2h= 1.20 [m], se requieren estribos =10 c/

12. Más allá de la distancia 2h se requieren estribos =10 c/24 que cumple el espaciamiento máximo de

smax=d/2=27.75 [cm].

e) Empalmes de barras longitudinales

Los empalmes deben ubicarse lejos de las regiones de máximo esfuerzo, es decir no deben estar junto al

nudo, dentro una distancia 2h a partir de la cara de la columna o dentro de regiones potenciales de

formación de rótula plástica. Considerar que todos los empalmes deben estar confinados por estribos

cerrados con un espaciamiento máximo d/4 ó 10 [cm] a lo largo de la longitud del empalme.

1. Empalme para barras de diámetro = 25 [mm] ubicadas en la base de la viga

Con el momento de 15.50 [t·m] se requiere un área de acero de 7.57 [cm2] para el cual área de refuerzo

provista es de 9.82 [cm2], se tiene entonces la relación:

23.157.7

82.9

sreq

sprov

A

A

debido a ello el empalme se considera de tipo B con una longitud de empalme requerida de 1.3·ld30 [cm].

Donde:

btrc

y

b

d

dkcf

f

d

l

/)(6.10

3

donde:

= factor de ubicación del refuerzo (1.0)

= factor de revestimiento (1.0)

= factor de tamaño del refuerzo (1.0)

= factor de agregados ligeros del hormigón (1.0)

(c+ktr)/db 2.5


221

cm 03.71

5.2

1

280

4200

6.10

3

5.2

d

d

l

l

la longitud del empalme es: 1.3·ld=92.35 95 [cm]

2. Empalme para barras de diámetro = 25 [mm] ubicadas en la parte superior de la viga

El empalme para esta ubicación se considera de clase A: con una longitud de empalme requerida de 1.0·ld

[cm]. Donde:

cm 35.92

5.2

1113.1

280

4200

6.10

3

5.2

d

d

l

l

la longitud del empalme es: 1.0·ld=92.35 95 [cm]

5 cm1.15 m.5 cm

l1/3+ld = 3.00 m.l1/4+ld = 2.50 m. 95 cm l2/3+ld = 3.00 m.2Ø25

2Ø25

3Ø25

2Ø25

2Ø25

1Ø25

Ø10 c/12

1.45 m.

Ø10 c/24 Ø10 c/10

1.15 m.

Ø10 c/12

1.30 m.

Ø10 c/24

2Ø25


222

Ejemplo 14.2 Diseño de columna

Determinar el refuerzo transversal para la columna exterior de la Figura 14.15 correspondiente al segundo nivel

de un pórtico resistente a momentos. La columna tiene las dimensiones de 55x55 [cm] con acero longitudinal de

8 de 25 distribuido uniformemente a lo largo de la cara de la columna, asumir la sección de las vigas igual al del

ejemplo 14.1 con el refuerzo de acero encontrado en dicho ejemplo. Las propiedades de los materiales son: f’c =

280 [kg/cm2] y fy = 4200 [kg/cm

2]

Columna exterior A Carga

axial [t]

Momento de Diseño [t·m]

Eje x-x Eje y-y

Tope Base Tope Base

Ecuación (a)

Ecuación (b)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

Ecuación (c)

Hacia la derecha

Hacia la izquierda

-470

-390

-530

-180

-320

6.70

2.30

-15.00

5.90

-11.50

-6.70

-4.10

16.80

-7.60

13.20

12.06

1.01

-5.33

1.86

-4.18

-11.90

-0.80

4.30

-1.60

3.90

Solución.

a) La fuerza axial de compresión factorizada en la columna esta dada por: Pu=530 [t], la cual es mayor a

0.1Ag f’c =0.1·552·280 ·10

-3= 84.70 [t], de este modo en el diseño del elemento gobierna la carga axial

y flexión.

b) Verificación de los requisitos de limites del refuerzo y resistencia de momentos.

1. Verificación de cantidad de refuerzo longitudinal:

0.01<g<0.06

0.01<39.27/552<0.06

0.01<0.013<0.06 cumple

2. Verificación del concepto de columna fuerte viga débil:

El momento resistente de diseño de la columna para 825 (39.27 cm2) en la dirección transversal se obtiene

por cualquier método de diseño racional y está dado por 18.42 [t·m], el momento resistente de la viga es de

38.60 [t·m] proveniente del ejemplo anterior.

ge MM 5

6

38.60 t·m

18.42 t·m

18.42 t·m


223

60.385

642.182

36.84 46.32 no cumple

la columna debe estar provista por refuerzo transversal de confinamiento en toda su longitud según:

y

ccsh

ch

g

y

ccsh

f

fhsA

A

A

f

fhsA

09.0

13.0

donde:

hc = 55-2·2.5-0.8 = 49.20 [cm]

Ach = (55-2·2.5)2 = 2500 [cm

2]

gobiernaA

A

sh

sh

cm 476.14200

28020.49509.0

cm 033.112500

55

4200

28020.4953.0

2

22

donde el espaciamiento máximo entre estribos es:

gobierna

b

s

cm 10

cm 75.134

55

4max

debido a ello se requiere de la colocación de una horquilla en la sección transversal para cada dirección.

c) Determinación del refuerzo transversal por cortante:

Las columnas solo necesitan diseñarse para resistir el cortante máximo que puede ser transferido a través de las

vigas. Aún así el cortante producido por las columnas, que no necesita ser mayor al cortante transferido por las

vigas es:

Mpr = Mn · 1.25/0.7

Mpr = 18.42 · 1.25/0.7 = 32.89 [t·m]

Vu = Mpr / Hn = 2 · 32.89/3.40 = 19.34 [t]

eØ8 c/5

8Ø25

Ø8

55 c

m

55 cm


224

el cortante máximo que puede ser transferido a través de las vigas es:

t 50.1540.3

2/7.522/7.522/2/ 21

n

prpru

H

MMV gobierna

Aporte del concreto a la resistencia al corte. Para despreciar la resistencia del corte al concreto debe cumplirse

con la siguiente condición:

5301020

28055

20

32

uc

g Pf

A

42.35 > 530 no cumple

dbfA

NV c

g

uc

1

200055.0

Conservadoramente se utiliza la menor fuerza de compresión Nu = 180 [t]:

t 30.26)2/5.28.05.255(552801552000

18000055.0

2

cV

Vc = 0.85 · Vc = 22.35 [t] > 15.50 [t]

el refuerzo transversal dispuesto a lo largo de la columna es el de confinamiento y no aquel debido al corte

d) Empalmes de barras longitudinales:

Los empalmes deben localizarse en la mitad de la longitud del elemento. Los empalmes para barras

longitudinales en columnas deben diseñarse como empalmes de clase B de tensión y el espaciamiento mínimo del

acero de refuerzo transversal a lo largo del empalme debe ser de 10 [cm].

Empalme clase B: 1.3 ld

btrc

y

b

d

dkcf

f

d

l

/)(6.10

3

cm 03.71

5.2

1

280

4200

6.10

3

5.2

d

d

l

l

la longitud del empalme es: 1.3·ld = 92.35 95 [cm]


225

55 cm

95 cm

e Ø

8 c

/5

3.40 m.

60 cm

5 c

m5 c

m

60 cm

55 cm


226

Ejemplo 14.3 Conexión viga-columna

Determinar el refuerzo transversal y la resistencia al cortante de la conexión exterior viga-columna entre la viga

del ejemplo 14.1 y la columna del ejemplo 14.2.

Solución.

a) Refuerzo por confinamiento.

El nudo debe tener la misma cantidad de refuerzo transversal por confinamiento proporcionada a la columna en

sus extremos (lo) a menos que el nudo este confinado por nudos que formen marco. Una viga se considera que

provee confinamiento si al menos cubre ¾ partes de la cara del nudo, para esta situación basta con la mitad de

estribos por confinamiento. Debido a que no se cumple con el criterio de columna fuerte viga débil el nudo tiene

la misma cantidad de acero por confinamiento que el de la columna

b) Resistencia al corte del nudo

La fuerza cortante que actúa en la sección transversal x-x del nudo es:

t 50.1540.3

70.52

n

prvigah

H

MV

T = As · 1.25 fy =19.63 · 1.25 · 4200 ·10-3

= 103.06 [t]

De este modo la fuerza cortante neta en la sección x-x del nudo es:

Vu = T – Vh = 87.56 [t]

La resistencia al corte del nudo está dada por:

jcn AfV 4

donde: Aj es el área efectiva del nudo en la cual:

h = 55 [cm]

gobiernaxb

hbbe

cm 555.22502

cm 1055550

4Ø25

C = T

Mpr = 52.70 t·m

T = As 1.25 fy

Nu

Vh

Mu

Nu

Mu

Vh

x x


227

t 10.1721055280485.0 32 nV

Vn > Vu resiste

Ejemplo 14.4 Diseño alternativo

Determinar el refuerzo longitudinal y transversal para la viga A-B del ejemplo 14.1 utilizando el método

alternativo de diseño que implica el considerar el aporte del acero de compresión a la resistencia a flexión y la

ductilidad. La viga soporta una carga equivalente no factorizada muerta y viva de: 2.40 [t/m] y 1.20 [t/m]

respectivamente. El resumen de momentos de diseño se presenta en el ejemplo 14.1. La viga tiene 50 [cm] de

base y 60 [cm] de altura. La losa es de 20 [cm] de espesor. Utilizar fc = 280 [kg/cm2], fy = 4200 [kg/cm

2] para

una ductilidad requerida de = 2.

Solución.

El diseño es idéntico al ejemplo 14.1 con la única excepción que el cálculo para momento negativo considera el

aporte a la resistencia a flexión del acero de compresión, debido a ello se arriba a un método iterativo, el cual es

resuelto mediante la ayuda del programa computacional “Mathcad Profesional” que se muestra a continuación:

55 cm

50 c

m

8Ø25

eØ8 c/5

60 c

m

4Ø25

4Ø25

2Ø25

eØ8


228

n: Es/Ec nEs

Ec n 8.311

k n2

p p R( )2

2 n p 1 Rd'

d

n p 1 R( ) k 0.296

B1 0.850.05 fc 280( )

70 B1 0.85

entre a=(d*p(fy-Rs*f's))/0.85*f'c y f's=6300(a-d'B1)/a se calcula los valores de a y f's

ad

2p

2 fy 6300 R( )

2 4 5355 fc d p R d' B1( ) d p fy 6300 R( )

2 0.85 fc a 6.184

f's 6300a d' B1

a f's 2.403 10

3

verificar el que f's sea menor que fy

la ductilidad de curvatura uy está dada por Q:

Qeu Es B1 d 1 k( )

a fy Q 8.055

uQ

4 u 2.014

p' p R p' 4.422 103 A's p' b d A's 12.27

Mn

0.85 fc a b da

2

A's f's d d'( )

100000 Mn 53.601

Mr 0.9Mn Mr 48.241

ay udantia

Datos generales:

resistencia del hormigón [kg/cm2] fc 280 y la deformación máxima: eu 0.003

Módulo de elasticidad del acero [kg/cm2] Es 2100000

fluencia del acero [kg/cm2] fy 4200

ductilidad ureq 2

d [cm] d 55.5

d' [cm] d' 4.5

b [cm] b 50

Momento requerido [tm] Mu 44.6

Solución :

relación de cuantías p'/p R 0.5

cuantía de acero a tensión As 24.54 pAs

b d p 8.843 10

3

Ec 15100 fc Ec 2.527 105

Nota:

Mr = Mn

p’ = ’

p =

u =

229

REFERENCIAS

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Sísmico Moderado. Una Comparación Técnico-Económica con un Diseño No Sísmico”, proyecto de

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Cochabamba, Bolivia.

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Cemento y del Concreto (IMCYC), 1ª edición, México D.F., México.

3. MICROSOFT, Home (1995) “Encarta`95”, The Complete Interactive Multimedia Encyclopedia for

windows, edicion 95.

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Geotécnicos”, proyecto de grado para optar al título de Licenciado en Ingeniería Civil, Universidad

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Simón, Cochabamba, Bolivia.

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S.A., México, D. F.

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Student Edition, McGraw-Hill International Book Company.

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Michigan, EEUU.

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concreto estructural (ACI 318-95) y Comentarios (ACI 318 R-95)”, Instituto Mexicano del cemento y

del concreto, A.C. México.

231

DIRECCIONES EN INTERNET

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Configuración de Edificios http://www.eerc.berkeley.edu/godden/godden_d.html

Comportamiento de estructuras ante sismos http://www.eerc.berkeley.edu/lessons/concretemm.html

Daños provocados por el sismo http://www.sfmuseum.org/1989/89photos.html

Sistemas estructurales http://www.eerc.berkeley.edu/lessons/arnold.html

Diseño de elementos no estructurales http://www.fire.gov/bfrlpubs/build97/art121.html

Sismo de El Salvador, 13 de Enero 2001 http://www.paho.org/English/PED/ElSalvador-photos.htm

Imágenes digitales y diseño sísmico http://urban.arch.virginia.edu/~km6e/ACSA-96/

Sismo de Loma Prieta http://www.eerc.berkeley.edu/loma_prieta/stewart.html

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Terremotos, mapa sísmico http://ftposso.univalle.edu.co/planii/cap03/text14.htm

Zonificación sísmica http://ftposso.univalle.edu.co/planii/cap04/text38.htm

Fallas geológicas http://www.isr.umd.edu/~austin/aladdin.d

Observaciones sobre conceptos estructurales http://www.eerc.berkeley.edu/lessons/concretemm.html

Características de los sismos http://tlacaelel.igeofcu.unam.mx/~davide/ssn.html

Licuefacción http://www.nd.edu/~quake/education/liquefaction/

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¿Qué hacer durante un sismo? http://www.geo.ign.es

Teoría de Placas http://www.exploratorium.edu/faultline/index.html

los 10 sismos más grandes del planeta http://tlc.discovery.com/tlcpages/greatquakes/

Falla de San Andrés http://www.er.doe.gov/featurs_articles_2000/

Programas para el cálculo estructural

SE-SISMO http://www.iie.org.mx/Civil/Sismo2.htm

http://www.esiisl.com/estruc/REI%2520STAADPRO.htm

StruCAD*3D Análisis y Diseño de estructuras http://www.seibo.com.ar/software/softplan/zentech/strucad/

STAAD-III implementa http://www.esiisl.com/estruc/REI%20STAAD.htm

Libros

1. http://www.dynasoftinc.com/Bookstore/bs_Seismic1.htm

Seismic Design of Buildings and Bridges : For Civil and Structural Engineers

Alan Williams / Hardcover / Published 1995


ó

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Dynamics of Structures: Theory and Applications to Earthquake Engineering

by Anil K. Chopra


ó

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Uniform Building Code Compliance Manual : 1997 Uniform Building Code

232

UNIVERSIDADES

Bolivia

Universidad Mayor de San Andrés, UMSA

Universidad Mayor de San Simón, UMSS

Universidad Privada del valle, Univalle

Universidad Católica Boliviana, UCB

Universidad Mayor, Real y Pontificia de San Francisco

Xavier de Chuquisaca

Universidad Técnica de Oruro, UTO

México

Universidad Autónoma de Laguna (Colegio de Ciencias

e Ingenierías)

Instituto de Ingeniería, UNAM

Colombia

Universidad Francisco de Paula Santander

Universidad de La Salle

España

Universidad politécnica de Madrid

Japón

Universidad Internacional de Japón

Norte América

Universidad de Baltimore

Universidad de Boston

Universidad de Connecticut

Universidad de Georgetown

Universidad de Harvard

Universidad de Florida

Universidad de Newhaven

Universidad de Nueva Inglaterra

Universidad de Princeton

Universidad de Toronto

Universidad de Yale

Universidad Estatal de Delaware

Universidad Estatal de Florida

Universidad Internacional de Florida

Cuba

Universidad de Oriente

Universidad de La República de Cuba

http://www.umsanet.edu.bo/

http://www.umss.edu.bo/

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http://www.fiu.edu/choice.html

http://www.uo.edu.cu/

http://www.web.net/cuba_university/

233

APÉNDICE A

234

A-1 Vibración libre no amortiguada

0 kuum

02

kudt

udm

02

um

k

dt

ud

022 uuD n

022 nDu

niD

solución tsenCtCu nn 21 cos

A-2 Vibración libre con amortiguamiento

0 kuucum

0 um

ku

m

cu

02 22

udt

du

dt

udnn

02 22 uDuuD nn

02 22 nn DDu

12

1422 22

nnnD

2

442 222nnn

D

2

142 22

nnD

2

122 2

nnD

12 nnD

21 nn iD

011 22

nnnn iDiDu

tsenCtCeu nntn 2

22

1 11cos

21 nD

235

tDsentCeu DDtn

cos

)0()0(cos)0(

0 nn DsenCeu n

0uC

0coscos utDtsenCetDsentCe DDDDt

DDt

nnn

0uDC Dn

00 uDu Dn

D

nuuD

00

A-3 Movimiento armónico forzado no amortiguado

tsenPkuum 0

tsenm

Puu n 02

Solución complementaria:

022 uuD n

022 nDu

22nD

niD

tBsentAu nnc cos

Solución complementaria:

Método de los coeficientes indeterminados:

tsenk

PQ n 20

tPDtsenPCu cos 00

tsenPDtPCu cos 00

tPDtsenPCu cos 20

20

tsenPtPDtsenPCtPDtsenPC n cos cos 00022

02

0

tsenm

Pt

m

PDDtsen

m

PCC nn cos 0022022

022 DD n D =0

122 CC n 22

1

n

C

tsenCk

Pu np 20

236

tsenk

Pu

n

np 1

22

20

tsenk

Pu

n

p

1

12

0

La solución total es:

tsenk

PtBsentAu

n

nnt

1

1cos

2

0

Para condiciones de inicio:

Au 0

tk

PtBtsenAu

n

nnnn cos

1

1cos

2

00

2

00

1

n

nk

PBu

n

nk

PuB

2

00

1

2

00

1 n

n

k

PuB

tsen

k

Ptsen

k

Putuu

n

n

n

n

nnt

1

1

1cos

2

0

2

00

0

Para u(0) = 0 y 00 u (condiciones en reposo)

tsenk

Ptsen

k

Pu

n

n

n

nt

1

1

12

0

2

0

tsentsen

k

Pu n

nn

t

1

12

0

Para resonancia = n la ecuación anterior no es valida, porque la elección de la solución particular

forma parte de la solución complementaria:

tsenk

pQ n

Cte

n .

20

tDttCtsenu nn cos

tsenDttDCtttCsenu nnnnnn coscos

tDttsenDtsenDtsenCttCtCu nnnnnnnnnnnn coscoscos 22

en la ecuación diferencial:

237

tsenCtetDttsenCt

tDttsenDtsenDtsenCttCtC

nnnnn

nnnnnnnnnnnn

cos

coscoscos

22

22

tsenCtetsenDtC nnnnn 2cos2

02 nC C = 0

.2 CteD n

202 nnk

PD

nk

PD

2

0

ttk

Pu nnp cos

2

0

pct uuu

ttk

PtBsentAu nnnnt cos

2cos 0

para: 0 0 )0()0( uu

0 0)0( AAu

0 2

cos2

cos 200)0(

tsent

k

Pt

k

PtBtsenAu nnnnnnnn

02

0 nnk

PB

k

PB

2

0

ttk

Ptsen

k

Pu nnnt cos

22

00)(

tttsenk

Pu nnnt cos

2

0)( ecc. para =n

A-4 Movimiento armónico forzado amortiguado

tsenpkuucum 0

tsenm

puu

m

cu n 02

tsenm

puu

m

mu n

n 2 02

tk

ptsen

m

puuu nnn 2 2002

solución complementaria:

238

02 22 uDuuD nn

0)2( 22 uDD nn

12

442 222

nnnD

2

122 2

nnD

21 nn iD

DD

nnnn iDiDu

22 11

la solución es: tBsentAeu DDt

cn

cos

Solución particular:

tsenk

pQ n 20

tDtsenCu cos

tsenDtCu cos

tDtsenCu cos 22

en la ecuación diferencial:

tsenk

ptDtsenCtsenDtCtDtsenC

Cte

nnnnn cos 2 cos2 cos

.

202222

tsenCtetDCDtsenDCC nnnn . cos 2 2 2222

0222 nn CD

2022 2 nnnk

pDC

n

nDC

2

22

20

222

22

nnn

n

k

pD

D

20222222

2

4n

n

nn

k

pD

20

224

22

1nn

n

nn

k

pD

20

222 2

2

1n

n

nnn

k

pD

239

k

pD

n

n

n 0

22

2

2

1

k

pD

n

nn

0

222

2

21

222

0

21

2

nn

n

k

pD

222

20

21

1

nn

n

k

pD

A-5 Secciones nominales de barras

Barra Nº Diámetro,

[in]

Diámetro

nominal,

[mm]

Peso nominal,

[kg/m]

Área de la sección

transversal,

[cm2]

¼ 6 0.222 0.28

516 8 0.395 0.50

3 38 10 0.617 0.79

4 ½ 12 0.888 1.13

5 58 16 1.578 2.01

6 ¾ 20 2.466 3.14

7 78 22 2.980 3.80

8 1 25 3.853 4.91

9 1 18 28 4.830 6.16

10 1 ¼ 32 6.313 8.04

11 1 38 36 7.990 10.18

14 1 ¾ 45 12.480 15.90

18 2 ¼ 55 20.239 23.76

240

A-6 Factores de conversión

Propiedades estructurales

Dimensión de la sección transversal 1 in = 2.54 cm

Área 1 in2

= 6.452 cm2

Modulo de sección 1 in3

= 16.39 cm3

Momento de inercia 1 in4 = 41.62 cm

4

Cargas

Cargas concentradas 1 lb = 0.454 kg

Cargas lineales 1 lb/ft = 1.488 kg/m

Cargas de superficie 1 lb/ft2

= 4.882 kg/m2

Esfuerzos y momentos

Fuerza 1kip = 453.59 kg

Esfuerzos 1 lb/in2

= 0.0703 kg/cm2

1 ksi = 70.307 kg/cm2

Momento 1 lb·ft = 0.1383 kg·m

1 kip·in = 11.521 kg·m

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