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

DISEÑO SISMORRESISTENTE DE EDIFICIOS DE HORMIGÓN ARMADO
Pasado y Futuro
Shunsuke Otani
Recibido 09 de septiembre 2003, revisada 26 de noviembre 2003
Abstracto
Este artículo revisa brevemente el desarrollo del diseño sismorresistente de edificios. La medición de la
aceleración del suelo se inició en la década de 1930, y el cálculo de la respuesta fue posible en la década de
1940. Espectros de respuesta fueron Diseño formulado a finales de 1950 a 1960. La respuesta no lineal se
introdujo en el diseño sísmico en la década de 1960 y la capacidad concepto de diseño se introduce generalmente
en la década de 1970 para la seguridad de colapso. Las estadísticas de averías de con- reforzado edificios de
concreto en el desastre de Kobe 1995 demostraron la mejora del rendimiento de los edificios con el desarrollo de
metodología de diseño. Edificios diseñados y construidos utilizando metodología fuera de fecha debe ser
actualizado. La ingeniería basada en rendimiento debe enfatizar, especialmente para la protección de las funciones
del edificio siguiente frecuencia de los terremotos.
1. Introducción
Un terremoto, causada por un movimiento de la falla
en la tierra superficie, los resultados en planta severa
agitación que conduce a la daños y colapso de
edificios y civil-infraestructuras, deslizamientos de
tierra en el caso de pistas sueltas, y licuefacción de
suelo arenoso. Si se produce un terremoto bajo el
mar, el movimiento del agua asociada causa
maremotos altos llamados tsunamis.
Desastres terremoto no se limitan a estructural daños
y lesiones / muerte de personas bajo colapsado
estructuras. Fuego se sabe que aumenta el alcance de
la desastres inmediatamente después de un
terremoto. La rotura de las líneas de agua reduce la
capacidad de lucha contra el fuego en las zonas
urbanas áreas. Las personas afectadas necesitan
apoyo, tales como Medi-tratamiento cal, alimentos,
agua potable, alojamiento y la ropa. Servicio continúo
de los sistemas de línea de vida, tales como
electricidad, gas ciudad, agua potable, líneas de
comunicación y transporte,es esencial para la vida de
las personas afectadas.
El daño a los viaductos de ferrocarril o carretera,
como se ve en la 1995 Kobe desastre del terremoto,
puede retrasar la evacuación y las operaciones de
rescate. Es la responsabilidad de los derechos civiles y
ingenieros de construcción den a la sociedad con la
tecnología para construir entornos seguros.
El hormigón armado se ha utilizado para la
construcción de edificios desde mediados del siglo 19,
primero para algunas partes de los edificios y, a
continuación, para todo el edificio estructura. El
hormigón armado es una importante construcción
material para la infraestructura civil en la sociedad
actual. Construcción siempre ha precedido al
desarrollo de la metodología de diseño
estructural. Colapso dramático de los edificios se ha
observado después de cada desastroso terremoto, lo
que resulta en la pérdida de la vida. Varios tipos de
daños han sido identificados a través de la
investigación de daños y perjuicios. Cada caso de
daños ha proporcionado importante información con
respecto a la mejora del diseño y prácticas de
construcción y la atención se ha dirigido a la
prevención de colapso estructural, para proteger la
ocurrencia ocupantes del mismo de la construcción en
el siglo pasado.
Gracias a los esfuerzos de muchos investigadores
pioneros e ingenieros, el estado de la técnica en
resistentes a los terremotos diseño y construcción
pueden reducir la amenaza la vida en edificios de
hormigón armado. La atención debe ser rígido a la
protección de las estructuras existentes construido
utilizando la vieja tecnología. La vulnerabilidad de
estos estructuras existentes deben ser examinados y
sísmicamente estructuras deficientes deben ser
adaptados. Uno de los objetivos de investigación
importantes en la actualidad es el desarrollo de la
metodología de diseño de mantener las funciones del
edificio después de los terremotos poco frecuentes,
por ejemplo, mediante la aplicación de con-
estructural tecnología de control.
Este artículo revisa el desarrollo del terremoto en
ingeniería en relación con la resistencia del terremoto
del edificio y discute los problemas actuales de
terremoto la ingeniería relacionada con la
construcción de concreto reforzado.
2. El desarrollo de la sismología y geofísica
Fenómenos Terremoto deben haber atraído la
curiosidad de los científicos en el pasado. Sofistas
griegos antiguos propusieron diferentes hipótesis de
las causas de los terremotos. Aristóteles
(383-322 aC), por ejemplo, relacionados con
acontecimientos atmosféricos tales como el viento,

truenos y relámpagos, y subterránea eventos, y
explicó que los vapores secos y ahumados causados
terremotos debajo de la tierra, y el viento, trueno,
relámpagos en la atmósfera. La teoría de Aristóteles
se creía a través de la Edad Media en Europa. El año
1755 El Terremoto de Lisboa (M8.7), que mató a
70.000, debido en parte a una ola de tsunami, y una
serie de terremotos en
Londres en 1749 y 1750 atrajo el interés de
científicos.
La primera investigación científica sobre el terremoto
se cree que los fenómenos que se haya llevado a cabo
por Robert Mallet, quien inició la físico-mecánica
investigación de propagación de la onda terremoto. Él
investigó los fenómenos del terremoto del 1857, el
Terremoto de Nápoles, y utiliza esos términos
técnicos como "Sismología", "hipocentro", "isosistas,"
y " camino de onda "en su informe (Mallet, 1862).
La medición de las vibraciones del suelo terremoto
debe haber sido un reto para los científicos. Chan
Heng, en 132 dC en China, desarrolló un instrumento
para detectar terremotos y señalan la dirección del
epicentro.
Mallet también inventóun instrumento para registrar
la intensidad de movimiento del suelo midiendo la
dirección y distancia de una partícula movido por el
movimiento. Se hicieron muchos intentos para
desarrollar sismómetros (sismógrafos) que podrían
registrar el movimiento del suelo durante un
terremoto. Luigi Palmieri desarrolló un sismógrafo
electromagnético en 1855.Unofue instalada cerca del
Monte Vesubio, y otro en la Universidad de
Nápoles. El Ministerio del Interior de Japón adoptó
Sismómetros de tipo Palmieri en 1875.
La primera sociedad sismológica en el mundo, la
Sociedad Sismológica de Japón, fue fundada en 1880,
cuando los profesores de ingeniería de Europa y
EE.UU., invitados a la Facultad de Ingeniería de Tokio,
estaban interesados en el terremoto de 1880 en
Yokohama (M5.5), que causó daños menores en
edificios, pero se derrumbóuna chimenea.John Milne,
profesor de Geología y Minas en la Escuela Superior
de Ingeniería, fue el líder en la investigación científica
y de ingeniería. Milne, junto con JA Ewing y T. Gray,
desarrolló un sismómetro de tres direccional
moderna en 1881. Importantes hallazgos de
investigación fueron publicados en las transacciones.
Por ejemplo, Milne presentó la obra de Mallet sobre
sismología y Ewing señalo la diferencia entre ondas
primarias y secundarias en el movimiento del suelo
registrado.
La Universidad de Tokio fue rebautizada como la
Universidad Imperial en 1886. Kiyokage Sekiya, que
trabajó estrechamente con Ewing y Milne, se convirtió
en el primer profesor de la silla de sismología en la
Facultad de Ciencias. Fusakichi Omori que le sucedió
en 1897, participó activamente en la investigación
experimental, así como teórica para la mitigación del
desastre del terremoto. La relación entre los
movimientos de fallas y terremotos fue señalado por
Grove K. Gilbert, un geólogo de Estados Unidos, que
informó en 1872 que los terremotos suelen centran
alrededor de una línea de falla. Movimiento relativo
Claro se observó a través de la Falla de San Andrés
después del 1906 terremoto de San Francisco (Ms
8.3). Este terremoto causó 700 a 800 muertes y
destruyó 28.188 edificios. La principal fuente de
desastre era fuego. Harry F. Reid, profesor de la
Universidad Johns Hopkins, presentó la "Teoría del
rebote elástico" en 1908 para describir el proceso de
un mecanismo terremoto; "... Las fuerzas externas
deben haber producido una deformación elástica en
la región acerca de John Milne, profesor de Geología y
Minas en la Escuela Superior de Ingeniería,fue el líder
en la investigación científica y de ingeniería. Milne,
junto con JA Ewing y T.Gray, desarrolló un
sismómetro de tres direccional moderna en 1881.
Importantes hallazgos de investigación fueron
publicados en las transacciones. Por ejemplo, Milne
presentó la obra de Mallet sobre sismología y Ewing
señalar la diferencia entre ondas primarias y
secundarias en el movimiento del suelo registrado.
La Universidad de Tokio fue rebautizada como la
Universidad Imperial en 1886. Kiyokage Sekiya, que
trabajó estrechamente con Ewing y Milne, se convirtió
en el primer profesor de la silla de sismología en la
Facultad de Ciencias. Fusakichi Omori que le sucedió
en 1897, participó activamente en la investigación
experimental, así como teórica para la mitigación del
desastre del terremoto. La relación entre los
movimientos de fallas y terremotos fue señalado por
Grove K. Gilbert, un geólogo de Estados Unidos, que
informó en 1872 que los terremotos suelen centran
alrededor de una línea de falla. Movimiento relativo
Claro se observó a través de la Falla de San Andrés
después del 1906 terremoto de San Francisco (Ms
8.3). Este terremoto causó 700 a 800 muertes y
destruyó 28.188 edificios. La principal fuente de
desastre era fuego. Harry F. Reid, profesor de la
Universidad Johns Hopkins, presentó la "Teoría del
rebote elástico" en 1908 para describir el proceso de
un mecanismo terremoto; "... Las fuerzas externas
deben haber producido una deformación elástica en
la región acerca de la línea de fractura, y las tensiones
inducidas por tanto, eran las fuerzas que causaron los
desplazamientos repentinos, o rebotes elásticos,

cuando se produjo la ruptura...." Reid hizo no explicar
lo que hace que las fuerzas externas que actúan a lo
largo de las líneas de falla.
La evolución reciente de la geofísica son fascinantes;
especialmente la investigación sobre la relación entre
la tectónica de placas y los terremotos. Alfred
Wegener presentó la teoría de la deriva continental
(Wegener, 1915). Él proporcionó amplia evidencia de
apoyo para su teoría, como las formaciones
geológicas, fósiles, animales y climatología. Afirmó
que una masa única, llamada Pangea, se desvió y se
dividió para formar los continentes actuales.
Wegener, sin embargo, no tenía un mecanismo
convincente para explicar la deriva continental.
Exploración de datos con respecto a la corteza
terrestre, especialmente el fondo del océano, el
aumento en la década de 1950; por ejemplo, los
físicos estadounidenses M. Ewing y B. Heezen
descubrió la gran brecha global (la mitad de Ocean
Ridge en el Océano Atlántico). Sobre la base de estos
datos de exploración, H. Hess, profesor de Geología en
la Universidad de Princeton, propuso la teoría de la
expansión del fondo marino en 1960, que
proporcionó un mecanismo de apoyo a la deriva
continental de Wegener. La tectónica de placas puede
describir la acumulación de tensiones en los límites
de las placas adyacentes o dentrode una placa debido
a movimientos de las placas en la superficie de la
tierra, que causan terremotos. Principales terremotos
ocurren a lo largo de los límites de las placas
tectónicas en movimiento cuando la energía de
deformación, acumulada por la resistencia contra el
movimiento entre placas, se libera de repente. Este
tipo de terremotos inter-placa se produce
repetidamente en un relativamente corto intervalo de
50 a 200 años. Sísmicamente regiones en blanco,
donde la actividad sísmica es tranquila durante algún
tiempo a lo largo del límite de placa tectónica, se
identifican como la ubicación de futuras ocurrencias
de terremotos. Sin embargo, no es posible en este
momento predecir con precisión el tiempo, la
ubicación y magnitud de los sucesos del terremoto.
Otro tipo de terremotos se produce dentro de una
placa tectónica cuando el estrés acumulado dentro de
una placa por la presión de movimientos de las placas
periféricas, excede la capacidad de resistencia de las
capas de roca en el fallo. El epicentro es relativamente
poco profundo dentro de los 30 km de la superficie
terrestre. El fallo en una placa permanece como un
punto débil después de un terremoto, y los
terremotos ocurren repetidamente en el mismo lugar
si el estrés se acumula hasta el nivel de fracaso. La
ubicación de muchas fallas activas ha sido identificada
por los geólogos, y se toma en cuenta en la
elaboración de un mapa de sismicidad para el diseño
estructural. Si un terremoto dentro de la placa se
produce cerca de una ciudad, el desastre en las zonas
densamente pobladas puede ser significativo. Cabe
señalar que este tipo de terremotos intra-placa se
produce en un largo intervalo de 1.000 a 3.000 años.
Por lo tanto, es más difícil de predecir con precisión el
tiempo, la ubicación y magnitud de los terremotos
intra-placa.
Debemos hacer hincapié en la necesidad de medidas
de mitigación de desastres en la sociedad se centra en
la utilización óptima de los datos y geofísica.
3. El origen de la ingeniería sísmica
Cabe señalar que Sir Isaac Newton, en 1687 propuso
la ley de movimiento en "Philosophia Naturalis
Principia Mathematica"; es decir, cuando una fuerza
actúa sobre una partícula, la aceleración resultante de
la partícula es directamente proporcional a la fuerza.
La ecuación se introdujo para calcular el movimiento
de las estrellas en el universo. La ley de la moción fue
presentada en ingeniería por JR d'Alembert que
propuso el llamado principio de D'Alembert en su
"Traité de Dynamique" en 1743; es decir, el equilibrio
de fuerzas puede ser discutido en un problema
dinámico mediante la introducción de una fuerza de
inercia ficticio, proporcional a la aceleración y la masa
de una partícula, pero que actúa en la dirección
opuesta a la aceleración.
John William Strut, también conocido como Lord
Rayleigh, en su "Teoría del Sonido", publicado en
1877,se refirió a la vibración de un sistema de un solo
grado de libertad con amortiguamiento viscoso bajo
excitación armónica, longitudinal, torsión y vibración
lateral de bares, y la vibración de membranas, placas
y láminas. Tal conocimiento no podría ser utilizada en
ingeniería sísmica durante muchos años debido a que
la señal de aceleración en tierra de un terremoto no
se midió y porque la ecuación de movimiento no se
podía resolver para una función de excitación
arbitraria.
3.1 La intensidad de movimiento de tierra
Los ingenieros de terremotos primeros y sismólogos
no podían ignorar la importancia de la aceleración del
suelo para estimar las fuerzas de inercia que actúan
sobre las estructuras durante un terremoto. El
sismógrafo, sin embargo, no era capaz de medir la
aceleración del suelo, lo que era más importante para
propósitos de ingeniería. ES Holden (1888), director
del Observatorio Lick en California, informó que "Las

investigaciones de los sismólogos japoneses han
demostrado abundantemente que la destrucción de
edificios, etc., es proporcional a la aceleración
producida por el terremoto de choque en sí en una
masa conectada con la superficie de la tierra”.
De hecho, en Japón, se hicieron esfuerzos para
estimar la aceleración máxima del suelo durante un
terremoto. John Milne y su alumno, Kiyokage Sekiya,
estimadas amplitudes máximas de aceleración del
suelo desde el sismógrafo medido (desplazamiento)
registros asumiendo movimientos armónicos en
1884.Debido a que las frecuencias dominantes en las
señales de desplazamiento y aceleración eran
diferentes, este método tiende a subestimar la
aceleración máxima. Milne (1885) introdujo la
ecuación de Occidente, que se utilizó para estimar α la
aceleración máxima del suelo necesario para anular
un cuerpo rígido de la anchura y la altura h b adjunta
en el suelo utilizando simplemente equilibrio
dinámico (Fig. 1);
……….fig.1
donde la aceleración α se expresa como la relación a
la aceleración gravitacional. Este método se utiliza
ampliamente en Japón para estimar la intensidad de
los movimientos de tierra de las dimensiones de
piedras de la tumba volcados después de un
terremoto.
El 1891 Nohbi Terremoto (M 8,0) causó un daño
significativo a continuación modernas estructuras de
ladrillo y mampostería en la Ciudad de Nagoya. Se
trata de un terremoto de campo cercano más grande
de la clase que se han producido en Japón. 7273
fueron asesinados en zonas poco pobladas, y 142.177
casas fueron destruidas. Milne y Burton (1891)
registraron el desastre. Milne, después de observar el
efecto de la geología de superficie sobre la tasa de
daños, señaló que "hay que construir, no sólo para
resistir tensiones aplicadas verticalmente, pero
considerar cuidadosamente los efectos debidos a los
movimientos aplicados más o menos en dirección
horizontal." No podía definir la intensidad de las
fuerzas laterales que se utilizará en el diseño. El
Gobierno japonés estableció el Consejo de
Investigación de Desastres Prevención Sísmica en
1892 para la promoción de la investigación en
ingeniería sísmica y sismología, y para la aplicación
hallazgos de la investigación en la práctica. La
Sociedad Sismológica de Japón fue combinado en este
ayuntamiento.
3,2 fuerzas sísmicas de diseño
Se hicieron las primeras cuantitativas
recomendaciones de diseño sísmico después del1908
Messina Terremoto en Italia, en el que murieron más
de 83.000 personas. Housner (1984), declaró que "El
Gobierno de Italia respondió al terremoto de Messina
mediante el nombramiento de un comité especial
integrado por nueve ingenieros en ejercicio y cinco
profesores de ingeniería... M. Panetti, profesor de
Mecánica Aplicada en Turín... recomienda que el
primera historia ser diseñado para una fuerza
horizontal igual a 1/12 de peso y las segunda y
tercera historias para ser diseñados para 1/8 del peso
edificio por encima”. La altura de los edificios se
limitaba a tres historias. El fondo técnica para esta
cuantificación no está claro, pero es interesante
observar que el diseño de las fuerzas sísmicas se
definieron inicialmente en términos de un coeficiente
de cizallamiento historia, una proporción de
cizalladura historia a peso por encima, en lugar de un
coeficiente sísmico, una relación de la fuerza
horizontal de un piso al peso de la planta.
Riki (Toshikata) Sano (1916) propuso el uso de
coeficientes sísmicos en el diseño de edificios
resistentes a los terremotos.
Él asumió un edificio para ser rígido y conectado
directamente a la superficie del suelo, y sugirió un
coeficiente sísmico igual a la aceleración máxima del
terreno normalizado a aceleración de la gravedad G.
Aunque observó que la respuesta de aceleración
lateral podría amplificarse a partir de la aceleración
del suelo con una deformación lateral de la
estructura, ignoró el efecto en la determinación del
coeficiente sísmico. Estimó la aceleración máxima del
suelo en las áreas Honjo y Fukagawa en suelo blando
aluvial en Tokio para ser 0,30 G y encima, sobre la
base de los daños a casas en el 1855 Ansei-Edo
(Tokio) Terremoto, y que en el área de Yamanote en
suelo duro diluvial sea 0,15 G. Sano daños del
terremoto también discutió con mampostería de
ladrillo, acero, hormigón armado y las casas de
madera y los edificios y los métodos propuestos para
mejorar la resistencia a los terremotos de este tipo de
estructuras.

3.3 Métodos de análisis estructurales
Estructuras de los edificios son muy estáticamente
indeterminadas. Acciones y tensiones en un edificio
deben ser calculados antes de fuerzas sísmicas se
pueden utilizar en el diseño. Estudios fundamentales
de estructuras se desarrollaron en el medio del siglo
XIX. JC Maxwell en 1864 y O. Mohr en 1874
desarrollaron por separado el método de carga de la
unidad para determinar la desviación de cerchas
elásticas y el método de flexibilidad para determinar
las fuerzas redundantes en armaduras estáticamente
indeterminadas. LMH Navier fue el primero en
utilizar el método de la rigidez de análisis en el
problema de los dos grados de indeterminación
cinemática en 1826. El conocido Teorema de
Castigliano se presentaba en 1879.
La aplicación del método de la rigidez y el método de
desviación pendiente de pórticos planos originado
con A. Bendixen en 1914, y también fue utilizado por
W. Wilson y GA Maney en 1915. Un conjunto de
ecuaciones lineales tuvo que ser resuelto antes de la
distribución de momentos podía determinar. El
método práctico de análisis estructural se introdujo
más tarde; el método de distribución de momento fue
presentado por Hardy Cross (1930).
Tachu (Tanaka) Naito en la Universidad de Waseda
introdujo el método de la pendiente-deflexión en
Japón en 1922.Él estaba interesado en desarrollar un
procedimiento simple para su uso práctico. Naito
(1924) analizó una serie de marcos rectangulares
bajo fuerzas horizontales para estudiar la rigidez
lateral de las columnas y la altura de los puntos de
inflexión. Propuso proporciones de distribución de
fuerza lateral (D-valor) de (0.5) columnas interiores
(1.0) y exteriores, y para los marcos flexibles (1.0) y
muros de corte (8 a 20) y la altura de los puntos de
inflexión en las columnas para determinar la flexión
momento de la cizalladura conocido. Otra
contribución importante de Naito fue la introducción
de muros de corte en el Banco Industrial de Japón
Building (un acero de 8 pisos edificio de hormigón
armado completado en 1923) como elementos del
terremoto resistir. La eficacia de los muros
estructurales se demostró en el 1923 Terremoto de
Kanto.
Método D-valor de Naito de cálculo estructural para
edificios con estructura de se amplió por K. Muto en la
Universidad Imperial de Tokio (Instituto de
Arquitectura de Japón, 1933). La rigidez lateral de las
columnas se evaluó teóricamente teniendo en cuenta
(a) rigidez a la flexión de la columna, (b) la rigidez de
las vigas adyacentes inmediatamente por encima y
por debajo de la columna, y (c) las condiciones de
apoyo en la base de la columna. Historia de
cizallamiento se distribuyó a cada columna de
acuerdo con su rigidez lateral. La distribución de
momentos de la columna se determinó por el
cizallamiento de la columna y la altura del punto de
inflexión, que fue evaluada teniendo en cuenta (a) la
ubicación relativa de la historia, (b) la rigidez de las
vigas adyacentes inmediatamente por encima y por
debajo de la columna, ( c) cambios en la rigidez de las
vigas adyacentes, y (d) la diferencia de altura entre
pisos inmediatamente por encima y por debajo de la
columna. La suma de momentos en los extremos de
columna en una articulación se distribuyó a los
extremos de la viga en proporción a la rigidez de la
viga. Hay varios factores que se prepararon en forma
de tabla para el uso práctico.
El uso de las computadoras digitales para el análisis
de estructuras estáticamente indeterminadas
comenzó a mediados de la década de 1960. La
memoria mejorada, el aumento de la velocidad de los
cálculos y los procesos de entrada-salida, y el uso
eficiente de los gráficos hacen posible el uso de los
ordenadores digitales en las prácticas de diseño
estructural de rutina. El método de elementos finitos
para el análisis de estructuras continuo era hecho
posible a principios de 1960.
3.4 El diseño sísmico en Derecho Urbanístico Edificio
de Japón
El primer código de construcción japonesa, la Ley
Edificios Urbanos, fue promulgada en 1919 para
regular los edificios y planificación de la ciudad en
seis grandes ciudades. El diseño estructural se
especifica en la ley de construcción Reglamento de
aplicación; es decir, la calidad de los materiales, las
tensiones admisibles de materiales, conexiones, de
refuerzo, que detalla las cargas muertas y vivas, y el
método de cálculo se especificaron las tensiones, pero
el terremoto y viento fuerzas no lo eran. (De trabajo)
Permitidos diseño de estrés, por lo que el factor de
seguridad para las incertidumbres fue considerado en
la relación de la fuerza a la tensión admisible del
material, era de uso común en este momento en el
mundo.
El terremoto de 1923 Kanto (Tokio) (M 7,9) causó
daños significativos en las áreas de Tokio y
Yokohama, matando a más de 140.000, dañando más
de 250.000 casas, y la quema de más de 450.000
viviendas. Más del 90 por ciento de la pérdida de
vidas y los edificios fue causado por el fuego. El daño
a los edificios de hormigón armado fue relativamente

bajo, aunque no hay normativa de diseño sísmico se
aplicaron antes del terremoto. Se observó el daño en
edificios de hormigón armadoproporcionadas con (a)
tabiques de ladrillo, (b) los pequeños muros de corte,
o construido con (c) pobre al armado, (d) la vuelta
corta longitud de empalme, (e) las conexiones viga-
columna pobres , (f) pobre construcción, o diseñado
con (g) de configuración irregular, y (h) pobre
fundación.
La Ley de Reglamento de Aplicación de construcción
fueron revisadas en 1924 para exigir el diseño
sísmico utilizando coeficientes sísmicos de 0,10 por
primera vez en el mundo. De la medición incompleta
de desplazamiento del suelo en la Universidad de
Tokio, la aceleración máxima del terreno se estimó en
0,3 G. El esfuerzoadmisible en diseño era de un tercio
a la mitad de la resistencia del material en las normas
de diseño. Por lo tanto, el diseño coeficiente sísmico
0,1 se determinó dividiendo la aceleración del suelo
máximo estimado de 0,3 G por thesafety factor de 3
de tensiones admisibles.
3.5 El diseño sísmico in Uniform Building Code EE.UU.
La primera edición del Código Uniforme de
Construcción en 1927, un código de modelo en los
Estados Unidos publicado por la Conferencia de
Funcionarios Edificio Costa del Pacífico, adoptó el
método de coeficiente sísmico para el diseño
estructural de las regiones sísmicas basadas en la
experiencia del 1925 en Santa Barbara, California,
terremoto. El coeficiente sísmico se varió para las
condiciones delsuelo entre 0,075 y 0,10; aunque eran
conocidos edificios en suelo blando a sufrir daño más
grande, esta era la primera vez para un código de
construcción para reconocer la amplificación del
movimiento del suelo por suelo blando.
Después del 1933 Long Beach, California, terremoto,
diseño sísmico utilizando un coeficiente sísmico de
0,02 se hizo obligatoria en California por la Ley de
Riley, y una mayor seguridad sísmica, utilizando un
coeficiente sísmico de 0,10, se convirtió en obligatorio
para los edificios de las escuelas por la Ley de campo.
En 1935 el Código Uniforme de Construcción aprobó
variaciones en el diseño las fuerzas sísmicas en tres
zonas sísmicas, reconociendo los diferentes niveles de
riesgo sísmico de una región a otra.
3.6 El diseño sísmico en el Edificio Ley Uniforme de
Japón
La Ley de Normas de Construcción, aplicable a todos
los edificios a través de Japón, fue proclamada en
1950. Las cuestiones técnicas se indican en la Norma
Ley de Título Ejecutivo Edificio (Orden de Gabinete).
Horizontal fuerza terremoto Fi a nivel del suelo i se
calculó como
…………..(2)
donde Z: factor de zona sísmica (0,8 a 1,0), G: el factor
de la estructura del suelo (0,6 a 1,0), K: coeficiente
sísmico (0.20 a la altura de 16 m y por debajo,
incrementado en 0,01 por cada 4,0 m más arriba), y i
W: peso de la historia i incluyendo carga viva por
parte inercia terremoto. Factor de suelo-estructura G
se varió para las condiciones del suelo y de los
materiales de construcción; por ejemplo, para la
construcción de concreto reforzado, el coeficiente fue
de 0,8 en la roca o el suelo rígido, 0,9 en suelo
intermedio y 1,0 en suelo blando. El factor de zona
sísmica se basó en el mapa de amenaza sísmica
preparado por H. Kawasumi del Instituto de
Investigación Sísmica de la Universidad de Tokio y
publicado en 1946.
En esta etapa, los investigadores e ingenieros
discuten el diseño de edificios resistentes a los
terremotos sin conocer la intensidad y características
de los movimientos sísmicos de diseño probable.
4. Acelerógrafo y espectro de respuesta
El Instituto de Investigaciones Sismológicas se
estableció en la Universidad de Tokio en 1925,
haciéndose cargo de las funciones del Consejo de
Investigación de Desastres Prevención Sísmica. Se
hicieron muchos nuevos esfuerzos para comprender
los fenómenos del terremoto y también para
desarrollar la tecnología para reducir los desastres
del terremoto. M. Ishimoto desarrolló un acelerógrafo
en 1931; registros acelerógrafo se utilizaron para
estudiar el período dominante de movimiento del
suelo en diferentes sitios, pero no para el cálculo de
estructura de respuesta.
K. Suyehiro, primer director del Instituto de
Investigaciones Sismológicas, fue invitado por la
Sociedad Americana de Ingenieros Civiles para dar
una serie de conferencias sobre la sismología
ingeniería en universidades de Estados Unidos en
1931 (Suyehiro 1932). Señaló la falta de información
acerca de la aceleración del suelo terremoto y destacó
la importancia del desarrollo de acelerógrafos para
propósitos de ingeniería.
En la Encuesta Sismológico de Estados Unidos Field
(más tarde conocido como el US Coast and Geodetic
Survey), establecida en 1932, F. Wenner y HE
McComb trabajaron en el desarrollo de la primera
fuerte acelerógrafo movimiento (modelo Montana) en
el mismo año. Un acelerógrafos en el monte Estación
de Vernon mide el movimiento durante el 1933 Long

Beach, California, terremoto, pero la amplitud excede
la capacidad del instrumento.
Registros de aceleración de fuertes movimientos
sísmicos se registraron durante el 1935 Helena,
Montana, el terremoto y el 1938 Ferndale, California,
terremoto con amplitudes máximas de 0,16 hasta
0,18 G, respectivamente. Los conocidos registros de El
Centro se obtuvieron durante el terremoto Valle
Imperial 1940. Los registros de El Centro han sido
ampliamente estudiados y considerados como
registros de aceleración estándar durante mucho
tiempo. Una señal de aceleración terremoto no es
armónica, pero es bastante al azar en la naturaleza,
que contiene componentes de alta frecuencia. Por lo
tanto las señales de aceleración son muy diferentes de
las señales de desplazamiento en términos de
contenido de frecuencia.
MA Biot (1933) del Instituto de Tecnología de
California sugirió en 1933 que la amplitud de la
respuesta al terremoto de sistemas simples a
impulsos transitorios debe variar con sus periodos
naturales, e introdujo el concepto de un espectro de
respuesta. Sugirió el uso de un analizador eléctrico.
Biot (1941), que más tarde pasó a la Universidad de
Colombia, desarrolló un analizador mecánico
(péndulo de torsión) para calcular la respuesta de los
sistemas linealmente elásticas a una función
emocionante arbitraria; el 1935 Helena, Montana,
terremoto y los 1.938 registros de terremotos
Ferndale, California fueron utilizados para desarrollar
la primera espectros de respuesta al terremoto. No
amortiguación se utilizó en el cálculo. Propuso que el
espectro de respuesta amortiguada alcanzó un
máximo de 0,2 s con una amplitud máxima de 1,0 G, y
decayó inversamente proporcional al periodo de
sistemas. Señaló que las amplitudes de respuesta
podrían reducirse por el efecto de la histéresis de una
estructura en un rango inelástico o amortiguación
asociados con la radiación de energía cinética a la
fundación (K. Sezawa y K. Kanai, 1938).
Hallazgo de Biot que la fuerza del terremoto
disminuyó con el periodo fundamentalfue reconocido
por primera vez en la ciudad de Los Ángeles Código
de Construcción en 1943; es decir, el Ci diseño
coeficiente sísmico en el piso i se definió como:
…………………….. (3)
Donde N: el número de plantas por encima de la
historia en cuestión. El número máximo de historias
se limita a 13. El requisito también indica el aumento
de los coeficientes sísmicos con la altura desde el
suelo que refleja la forma desviada bajo excitación
dinámica. La edición 1949 de la UBC especifica diseño
similar fuerzas sísmicas de la siguiente manera:
………………….(4)
Donde, N: número de pisos por encima, Z: sísmica
factor de zona, y wi: cargas muertas y vivas a nivel i.
El comité conjunto de la sección de San Francisco de
la Sociedad Americana de Ingenieros Civiles y la
Asociación de Ingenieros Estructurales de California
del Norte recomendó un código modelo en el que los
coeficientes sísmicos de diseño se determinaron
inversamente proporcional al periodo fundamental
estimado de la estructura (Comité Mixto de 1951 ) y
la fuerza lateral se distribuye linealmente desde la
base hasta la parte superior. El cortante en la base V
se define por la siguiente ecuación:
….(5)
donde C: coeficiente cortante basal, W: suma de la
carga muerta y viva, y T: periodo natural de un
edificio evaluadas por una simple expresión. El efecto
del período de la amplitud de las fuerzas sísmicas de
diseño no se consideró en Japón hasta 1981.
5. Sistema de ductilidad
Con el desarrollo de las computadoras digitales en la
década de 1950 y con la acumulación de registros de
movimientos fuertes, se hizo posible calcular
linealmente elástica así como la respuesta no lineal de
sistemas estructurales simples bajo fuertes
movimientos sísmicos. NM Newmark hizo una
contribución significativa a la ingeniería sísmica y la
mecánica estructural, desarrollando en 1959 un
procedimiento numérico para resolver la ecuación de
movimiento en las computadoras digitales (Newmark,
1959). Este método se utiliza ampliamente en los
programas actuales de análisis de respuesta.
5.1 Criterios de diseño de Newmark
Veletsos y Newmark (1960) informaron de la relación
entre la respuesta máxima de los sistemas simples
linealmente elásticas y elasto-plástico bajo
movimientos sísmicos; es decir, para los sistemas
linealmente elásticas y elasto-plástico que tiene el
mismo período inicial, la energía de deformación
almacenada en la respuesta máxima fue comparable
en un período corto alcance y las amplitudes de
desplazamiento máximo de respuesta fueron
comparables en un largo período de gama. Sobre la
base de sus observaciones, Newmark propuso que un

solo grado de libertad elástica de plástico del sistema
(SDF) que tiene la capacidad de ductilidad μ
(deformación final dividido por la deformación de
rendimiento) debe ser proporcionado con coeficiente
mínimo cortante en la base Cy para resistir una
movimiento de tierra que produjo elástica respuesta
cortante basal coeficiente Ce;
Sistemas de corto período….(6)
Sistemas de período largo… (7)
El coeficiente de cortante en la base elástica se puede
encontrar a partir de los espectros de respuesta lineal
elástica de un movimiento sísmico; la trama de
respuesta máxima amplitudes con respecto al período
elástica de sistemas para diferentes factores de
amortiguación. Una estructura podría ser diseñado
para la resistencia más pequeña si la estructura
podría deformar mucho más allá del punto de
rendimiento. "Ductilidad" se convirtió en una palabra
importante en el diseño sísmico y un gran énfasis fue
puesto en el desarrollo de los detalles estructurales
para mejorar la capacidad de deformación.
Reglas de diseño de Newmark abrieron una nueva
dirección en el diseño sísmico, proporcionando un
medio para definir la resistencia lateral necesaria
para la supervivencia de una estructura. Para la
aplicación de normas precisas de Newmark,
plastichinges en un edificio de varios pisos deben
ceder el paso simultáneo para formar un mecanismo
de plástico. El debido cuidado debe ejercerse para la
concentración de la deformación plástica en
localidades limitadas en las que se desarrolla
temprano rendimiento durante los terremotos.
Blume, Newmark y Corning (1961) escribieron un
manualde "clásico" diseñopara edificios de hormigón
armado de varios pisos, publicado por la Asociación
de Cemento Portland. El manual fue el estado de la
técnica en ingeniería sísmica y resistencia sísmica de
edificios de hormigón armado. Eldiseño se basa en las
recomendaciones 1959 SEAOC en términos de las
fuerzas sísmicas de diseño, pero el diseño de
hormigón armado se basa en el procedimiento de
tensión admisible del American Concrete Institute
Building Code 1956; el procedimiento de diseño
resistencia última fue tratado como método
alternativo en el código. Cabe señalar que el manual
discute la ventaja de los sistemas de fuerte columna
débil de haz. Se discutió la evaluación de resistencia,
ductilidad y la absorción de energía de elementos de
hormigón armado, elaborando en cuestiones como la
relación momento-curvatura de las secciones a
fracaso, el efecto de la armadura longitudinal de
compresión y confinando el refuerzo de la capacidad
de deformación, la interacción de último momento y
axial la fuerza, y el efecto de carga invertida. Los
buenos datos de refuerzo fueron sugeridas para
mejorar la ductilidad y la absorción de energía.
Los estudios sobre la respuesta al terremoto de
sistemas estructurales se desaceleraron en Japón
durante y después de la Segunda Guerra Mundial.
Como las condiciones económicas estabilizaron y
mejoraron durante y después de la Guerra de Corea
(1950-1953), fueron puestos a disposición de las
comunidades de investigación de algunos fondos de
investigación. El Comité Fuerte Acelerógrafo Motion
(SMAC) se formó en 1951 y desarrolló una serie de
sismómetros de tipo SMAC que se instalaron en todo
el país. El fuerte terremoto Respuesta Análisis
Computer (SERAC) fue construido en la Universidad
de Tokio (Fuerte Terremoto Comité de Análisis de
Respuesta, 1962) bajo la dirección de K. Muto. Este
fue un ordenador analógico eléctrico capaz de
calcular la respuesta elasto-plástico de hasta un
sistema de resorte de cinco masa. Esta computadora
analógica fue sustituida como el resultado del
desarrollo de las computadoras digitales
aproximadamente cinco años más tarde,pero produjo
información útil sobre la respuesta al terremoto no
lineal de sistemas de varios grados de libertad, los
datos que sean de interés para la construcción de
edificios de gran altura en un país propenso
terremoto como Japón. La reducción de las fuerzas
sísmicas de diseño que dependen de la ductilidad no
fue considerada en Japón hasta 1981.
5.2 efecto no lineal en el Código SEAOC
El Comité Sismológico de la Asociación de Ingenieros
Estructurales de California (SEAOC) publicó un código
modelo de diseño sísmico en 1957, que fue aprobado
formalmente en 1959 (Comité de Sismología, 1959).
El código representado el estado de la técnica en la
ingeniería sísmica en el momento. El mínimo base de
cálculo a cortante V para edificios se expresa como:
….(8)
Donde el factor fuerza horizontal K: el tipo de
sistemas estructurales, y W: el peso de un edificio.
Coeficiente sísmico C es inversamente proporcional a
la raíz cúbica del período fundamental T de
estructuras, pero está limitado a 0,10;
….(9)
El código reconocido diferente rendimiento de los
sistemas estructurales durante un terremoto. Factor
de fuerza Horizontal K fue de 1,33 para los edificios
con un sistema de caja, and0.80 para edificios con un

completo sistema de arriostramiento horizontal capaz
de resistir todas las fuerzas laterales. Este último
sistema incluía un momento resistente marco de
espacio que, cuando se supone que actuar de forma
independiente, era capaz de resistir un mínimo de
25% de la fuerza lateraltotal requerida.K fue de 0,67
para los edificios con un momento resistente
estructura espacial que cuando se supone que actúan
independientemente de cualquier otro elemento más
rígidos era capaz de resistir 100% del total de las
fuerzas laterales requeridos en el marco solo, y 1,0
para el resto de sistemas de estructuras de
construcción.
El comentario del código SEAOC 1967 declaró
explícitamente que "... las estructuras diseñadas de
conformidad con las disposiciones y principios
enunciados en ella, deberían ser capaces de:
1. Resistir sismos menores sin daños;
2. Resistir sismos moderados sin daño estructural,
pero con algunos daños no estructurales;
3. Resistir grandes terremotos, de la intensidad de la
gravedad de los más fuertes con experiencia en
California, sin colapso, pero "con algunos
estructurales, así como daños no estructurales.
Este concepto ha sido generalmente aceptado por los
investigadores y los ingenieros en el mundo.
La Figura 2 muestra esquemáticamente el
rendimiento esperado de un edificio en movimientos
sísmicos. El nivel de resistencia lateral mínima debe
ser determinado (a) para controlar el mantenimiento
de los edificios de movimientos sísmicos de menor
importancia, peromás frecuentes y (b) para proteger
la vida de los ocupantes mediante la limitación de la
deformación no lineal de muy raras pero máximos
movimientos sísmicos probables. Los elementos
arquitectónicos, tales como muros cortina no
estructural, particiones e instalaciones mecánicas,
deben ser protegidos por el uso continuado de un
edificio después de los terremotos más frecuentes.
Cabe señalar que la estructura de mayor resistencia
no sufre daños de los terremotos poco frecuentes,
mientras que la estructura de baja resistencia sufre
algún daño estructural y daño no estructural
asociado, que debe ser reparado antes de que se
reanude el uso.
El código 1966 SEAOC asigna implícitamente
ductilidad esperada de un edificio de acuerdo con su
sistema de encuadre, y la variación mucho mayor fue
adoptada en factor de fuerza horizontal K. Más
estrictos requisitos que detallan estructurales fueron
especificados para los sistemas de montaje siguiendo
un pequeño factor de fuerza horizontal.
5.3 diseño por tensiones admisibles de resistencia
final
Fig. 2 Los objetivos de desempeño de la construcción.
Diseño
La limitación del procedimiento de diseño por
tensiones admisibles en función del factor de
seguridad de materiales solo se observó poco a poco;
por ejemplo, (a) la consecución de la resistencia del
material en una localidad no condujo a la falta del
elemento estructural, (b) el margen de seguridad en
el fracaso después de tensiones en la sección llegaron
a la tensión admisible varió con la cantidad de
refuerzo, (c ), incluso después de la consecución de la
fuerza miembro, algunos miembros podrían seguir
apoyando a la carga aplicada con deformación
plástica, (d) los niveles de daño aceptables puedan
variar con la importancia de los miembros y con los
diferentes incertidumbres de las condiciones de
carga; por ejemplo, cargas muertas y vivas.
El Architectural Estándar Japón, que se publicó en
1947, propone dos niveles de tensiones admisibles
para el cálculo estructural; es decir, uno para la carga
permanente y el otro para la carga extraordinaria.
Muchas tensiones admisibles más grandes se han
especificado para la carga extraordinaria con el
correspondiente aumento de la amplitud de las
fuerzas de diseño. Se hicieron esfuerzos similares en
Europa durante la Segunda Guerra Mundial.
La resistencia a la rotura de elementos de hormigón
armado se ha estudiado ampliamente en los años
1950 y 1960. Resistencia a la flexión de los elementos
de hormigón armado con y sin cargas axiales se pudo
estimar con razonable certeza. Se identificaron
algunos modos de fallo y frágiles tales modos debían
evitarse en el diseño, ya sea mediante el uso de altas
fuerzas de diseño o mediante el uso de bajo factor de
reducción de la capacidad. Variación estadística de
resistencias de los materiales en la práctica y
amplitudes de las cargas, la fiabilidad de las

evaluaciones de fuerza, consecuencia del fracaso
miembro se consideraron en el factor de carga y
formato factor de reducción de la capacidad. El
American Concrete Institute (1956 y 1963) adoptó el
procedimiento de diseño de resistencia a la rotura
como procedimiento alternativo al actual diseño por
tensiones admisibles en 1956, y luego cambió a partir
del diseño por tensiones admisibles para el diseño
resistencia última en 1963. El Euro-Internacional
Comité de hormigón (1964),fundada en 1953, trató a
los problemas de diseño de manera probabilística
más riguroso y recomendó diseño estados límites
sobre la base de la resistencia a la rotura de los
miembros.
6. análisis de la respuesta no lineal de edificios
Con el conocimiento para estimar la resistencia final
de elementos de hormigón armado, se investigó el
comportamiento en inversiones de carga. La
respuesta de las secciones de hormigón armado bajo
momento alterna fue calculada por Aoyama (1964); el
efecto de refuerzo longitudinal en el comportamiento
de histéresis se demostró. El análisis de la respuesta
de hormigón armado bajo inversiones de carga es
difícil porque la relación fuerza-deformación varía
con la historia de carga y porque eldañose extiende a
lo largo del miembro.
6.1 análisis de la respuesta no lineal terremoto de
edificios
Con una acumulación de datos experimentales en el
laboratorio, las relaciones resistencia-deformación
más realista, comúnmente conocidos como modelos
de histéresis, se formularon para los miembros
estructurales; por ejemplo, el modelo de Clough
(Clough y Johnston, 1966) y el modelo de Takeda
(Takeda et al. 1970). Se estudiaron los modelos
matemáticos para representar la distribución de los
daños de un miembro. Métodos para calcular la
respuesta al terremoto nolineal de estructuras fueron
desarrollados por Clough et al. (1965) y Giberson
(1967). Modelo de un componente de Giberson, en el
que se asumió toda deformación inelástica a
concentrarse en los extremos miembros, es de uso
común en el análisis de respuesta al terremoto.
Software de computadora de propósito general fue
desarrollado por muchos investigadores; por ejemplo
DRENAJE programa 2D por Powell en 1973.
La primera tabla sacudida estadounidense se instaló
en 1967 en la Universidad de Illinois en Urbana-
Champaign, y más tarde en la Universidad de
California en Berkeley. Takeda et al.
(1970) probaron columnas de hormigón armadoen el
simulador de terremotos Illinois y demostraron que la
respuesta no lineal de las columnas de hormigón
armado bajo excitación terremoto podría ser
simulada de forma fiable si se utilizó una relación
fuerza-deformación realista en el análisis. Otani y
Sozen (1973) probaron tres pisos de un bastidor
reforzado marcos de hormigón y demostró que la
respuesta de tales marcos podría ser simulada con el
uso de modelos de histéresis miembro y distribución
daños fiables.
Es técnicamente difícil de probar miembros
estructurales bajo condiciones dinámicas en un
laboratorio. La velocidad de carga es conocida por
influir en la rigidez y la resistencia de diversos
materiales. Mahin y Bertero (1972) informaron de los
resultados de prueba dinámica de los miembros de
hormigón armado como sigue: (a) altas velocidades
de deformación aumentaron la resistencia inicial de
rendimiento, pero causaron pequeñas diferencias en
cualquiera de rigidez o resistencia en los ciclos
posteriores en las mismas amplitudes de
desplazamiento; (B) Sin efecto tipo tensión en la
resistencia disminuyó con el aumento de la
deformación en un rango de endurecimiento por
deformación; y (c) no se observaron cambios
sustanciales en la ductilidad y la capacidad total de
absorción de energía. Por lo tanto, el efecto de la
velocidad de deformación fue juzgado para ser
pequeño en el caso de la respuesta terremoto.
A gran escala de siete pisos edificio de hormigón
armado con una pared estructural fue probada
usando el método computarizado en línea pseudo-
dinámico de pruebas en el Instituto de
Investigaciones sobre la Construcción del Ministerio
de la Construcción en 1980, como parte de la
investigación cooperativa entre Estados Unidos y
Japón utilizando la prueba grande instalaciones.
Especímenes miembros y sub-ensamblaje fueron
probados antes de la muestra a gran escala. Cuando
toda la información relativa a los miembros y los
resultados de pruebas a escala real se examinó
detenidamente en la formulación de un modelo
matemático, la respuesta estructural, así como
miembro total calculado se mostró de acuerdo bien
con la respuesta observada con el estado de la técnica
en el momento (Otani, et al. 1985).
6.2 El diseño sísmico en el ATC-03
Cuando el trabajo de revisión de la SEOC 1959 se
inició en el año 1970, el 1971 San Fernando,
California, terremoto golpeó áreas suburbanas de Los
Ángeles, causando importantes daños a los edificios

del hospital. Se reconoció que el potencial de los
principales daños aumenta terremotos con el
aumento de la población y la densidad urbana. El
Consejo de Tecnología Aplicada (ATC) inició un
proyecto para elaborar disposiciones de diseño
sísmico tentativos pero integrales en 1974 en virtud
de contratos de investigación con la Fundación
Nacional de la Ciencia y la Oficina Nacional de Normas
en los EE.UU. El primer documento exhaustivo diseño
sísmico se redactó en 1976 sobre la base de
terremoto moderna principios de ingeniería (Applied
Technology Council, 1978). Muchos se introdujeron
nuevos conceptos; por ejemplo, (a) la intensidad del
movimiento sísmico más realistas, (b) el efecto de los
terremotos distantes en largo período edificios, los
factores (c) reducción de respuesta de acuerdo con la
dureza y amortiguación en el rango inelástico, (d) la
introducción de grupos de exposición de riesgos
sísmicos, y (e) las categorías de desempeño sísmico.
Intensidades de tierra e índices sísmicos fueron
definidas por la aceleración máxima del terreno y la
aceleración pico efectiva velocidad relacionada en el
sitio de construcción.
Se definieron tres grupos de exposición de riesgos
sísmicos.
Grupo III edificios que dispongan de instalaciones
esenciales que son necesarios para la recuperación
post-terremoto, deben tener la capacidad de
funcionar durante e inmediatamente después de un
terremoto. Edificios del Grupo II tienen un gran
número de ocupantes o ocupantes de movilidad
restringida. Grupo I edificios son todos los demás
edificios que nopertenecen algrupo III o del Grupo II.
Deriva de piso admisible se ha especificado para el
grupo de exposición de riesgo sísmico para controlar
el nivel de daño (relación deriva permitida es de 0,01
para el grupo III, y 0,015 para los grupos II y I).
Una categoría de comportamiento sísmico se asigna a
cada edificio. El procedimiento de análisis, se
especifica el diseño y los requisitos que detallan para
la categoría de desempeño sísmico. Procedimiento de
fuerza lateral equivalente y procedimiento de análisis
modal se esbozaron en eldocumento. El cortante en la
base de diseño V de un edificio en el procedimiento de
fuerza lateral equivalente se define como:
…….(10)
donde W: carga de gravedad total del edificio, Av:
aceleración pico efectiva velocidad relacionada, S:
Coeficiente de perfil del suelo (1.0 para suelo duro,
1,2 para el suelo intermedio y 1,5 para el suelo
blando), R: coeficiente de disipación de (4.5 para
reforzado sistema de muro de hormigón, 5,5 para la
construcción de sistema de estructura con muros de
corte, 7,0 de momento hormigón armado resistir el
cuadro y el 8.0 para el sistema dual con muros de
corte), y T: período fundamental del edificio. La
deflexión de un edificio se calcula primero como
deformación elástica bajo las fuerzas sísmicas de
diseño, y luego se multiplicó por el factor de
amplificación, que era ligeramente menor que el
factor de modificación de la respuesta. Interacción
suelo-estructura debe ser considerada en la
determinación de las fuerzas sísmicas de diseño y el
desplazamiento del edificio correspondiente.
El concepto de ATC03 se amplió y adoptado en el
Código Uniforme de Construcción.
7. Nuevos conceptos de diseño sísmico
Diseño por resistencia última se refiere a la
resistencia a la rotura de los elementos estructurales,
pero no representa la resistencia a la rotura de un
sistema estructural. El logro de la resistencia final en
unos pocos miembros no conducirá al colapso de la
estructura. Concepto de diseño, basado en la
formación de más explícito de un mecanismo de
colapso como la fuerza de un sistema estructural,
surgió a mediados de la década de 1970. Aunque se
supone que la respuesta inelástica de los elementos
estructurales en el diseño, la deformación elástica de
los miembros no se estima de forma realista en el
análisis estructural. Procedimientos de diseño
recientes en el mundoconsideran respuesta inelástica
de los elementos estructurales de manera explícita.
7.1 Capacidad de diseño
Un procedimiento de diseño integrado llamado
capacidad de diseño fue desarrollado para edificios de
hormigón armado en Nueva Zelanda bajo el liderazgo
de T. Paulay (Paulay, 1970). La filosofía de diseño de
la capacidad es un concepto de diseño general, para
darse cuenta de la formación de un mecanismo de
rendimiento previsto.
(1) la resistencia requerida
El nivel requerido de resistencia de fuerza horizontal
se determinará tomando en consideración, (a) las
características del movimiento del suelo intensidad
máxima prevista en la obra, y (b) la deformación
aceptable en regiones bisagra rendimiento esperados
de una estructura.
(2) Mecanismo de rendimiento deseado
El mecanismo fuerte columna débil viga ha sido
preferido por muchos ingenieros estructurales; es
decir, un marco de momento resistente desarrolla
rendimiento bisagras en el extremo de las vigas y en

la base de las columnas primera pisos y paredes
estructurales para formar mecanismo de colapso (Fig.
3). La energía de entrada terremoto puede disiparse
rápidamente por la grasa y la histéresis estable de
vigas rendimiento de flexión. Para un desplazamiento
dado de una estructura, la demanda de ductilidad en
rendimiento bisagras en la estructura fuerte columna
débil de haz es mínima debido a deformaciones
plásticas se distribuyen uniformemente por toda la
estructura. También es cierto que la capacidad de
deformación es razonablemente grande en elementos
de viga donde no actúa ninguna fuerza axial; Por otra
parte, la formación de una bisagra de plástico en la
base de la columna de la primera historia no es
deseable debido a gran capacidad de deformación es
difícil de desarrollar en la localidad debido a la
existencia de alta carga axial. Algún momento
resistente adicional debe ser proporcionada en la
base de las primeras columnas de la historia para
retrasar la formación de rendimiento de la bisagra.
Mecanismo de historia local, como se muestra en la
Fig. 3 Se debe evitar, pero menor rendimiento de
algunas columnas en una historia debe tolerar,
siempre y cuando la columna puede soportar la carga
de la gravedad.
Mecanismo de fuerte columna débil viga Mecanismo de historia local
Fig. 3 mecanismos de débil -viga sólida-columna.
(3) Resistencia al rendimiento bisagras
Un análisis no lineal (comúnmente conocido como
análisis de sobre impulso) bajo monótonamente
crecientes fuerzas laterales se lleva a cabo hasta que
el mecanismo de rendimiento previsto
(normalmente la fuerte columna mecanismo de
rendimiento débil de haz) desarrolla el daño
aceptable a regiones críticas. La distribución de la
fuerza lateral se toma similar a la primera forma del
modo. La contribución de los modos más altos se
debe considerar, especialmente en la respuesta de
desplazamiento de edificios de gran altura, en la
selección del patrón de distribución de fuerzas
laterales para edificios de gran altura. La resistencia
en el mecanismo de formación de rendimiento debe
ser mayor que la resistencia requerida.
(4) La garantía de mecanismo rendimiento previsto
A fin de asegurar el mecanismo de rendimiento
planeado durante un terremoto, resistencia
adicional debe ser proporcionado en la región donde
no se desea rendimiento y contra los modos frágiles
no deseados de fallo, como la insuficiencia de
cizallamiento y el fracaso división de enlace a lo
largo del refuerzo longitudinal. Los miembros y las
regiones que no forman parte del mecanismo de
rendimiento planeado deben ser protegidos de la
acción calculada en el análisis paso a paso por las
siguientes razones:
(A) distribución de la fuerza horizontal durante un
terremoto puede ser significativamente diferente de
la asumida en el análisis paso a paso debido a la
contribución modo superior;
(B) la resistencia del material real en el rendimiento
esperado de la bisagra pueden ser mayores que la
resistencia del material utilizado en el diseño
nominal; por lo tanto, las acciones en países no
miembros de rendimiento se pueden aumentar en la
formación de un mecanismo de rendimiento con una
mayor resistencia en cada bisagra rendimiento;
(C) la contribución adicional de refuerzo de la losa a
la resistencia a la flexión de una viga con una
deformación; es decir, la anchura de losas eficaz

para la resistencia a la flexión de una viga de
rendimiento se vuelve más amplia, con un
ensanchamiento de las grietas de flexión en la
sección crítica;
(D) Bidireccional movimiento sísmico se desarrolla
mayores acciones en elementos verticales que
movimiento sísmico unidireccional normalmente
asumido en un diseño estructural; y
(E) La cantidad real de refuerzo puede aumentarse
de la cantidad necesaria por razones de
construcción. El nivel de resistencia adicional se
debe determinar en el desarrollo de los requisitos de
diseño utilizando una serie de respuesta no lineal
análisis de los edificios típicos bajo movimientos
sísmicos creíbles.
(5) Limitación
Cuandola supervivencia de una estructura en virtud
de un movimiento sísmico severo es el objetivo de
diseño, el diseño fuerte columna débil de haz es
probablemente la más deseable. Sin embargo, cabe
señalar que el mecanismo de fuerte columna débil
de haz requiere un número significativo de
localidades para ser reparado después de un
terremoto. Este es el problema después de un sismo
de mediana intensidad poco frecuente; es decir, la
reparación del daño y rendimiento asociado a
muchas localidades resulta en un costo significativo
para un uso continuado.
7.2 Para 1981 Aplicación de la ley de construcción
estándar
El Ministerio de Construcción de Japón organizó un
proyecto de desarrollo técnico integral titulado
"Desarrollo de Nuevo Diseño Sismorresistente
(1972-1977)." El orden de aplicación de la Ley de
Normas de Construcción fue revisado en julio de
1980, siguiendo las recomendaciones del proyecto
de desarrollo y se hizo cumplir a partir de junio de
1981. A continuación se enumeran los principales
puntos de revisión.
(1) El diseño y construcción de un edificio se hace
posible de hasta 60 m de altura; el diseño y
construcción de edificios más altos de 60 m deben
ser aprobados por el Ministro de la Construcción,
(2) Requisitos adicionales se introdujeron en el
cálculo estructural; (A) historia de deriva, el factor
de rigidez y el factor de excentricidad bajo diseño
fuerzas sísmicas, (b) examen de cizalladura historia
de la capacidad a resistir la formación de un
mecanismo de colapso bajo fuerzas laterales, (c)
procedimientos sencillos alternativos para edificios
con abundante cizallamiento lateral resistir la
capacidad,
(3) Se especificaron las fuerzas sísmicas de diseño
(a) por cizallamiento historia en lugar de fuerzas
horizontales, (b) la capacidad como una función del
período fundamental de la estructura, (c) en dos
niveles (diseño tensión admisible y el examen de
cizalladura historia resistir), y (d) también para las
estructuras subterráneas, y
(4) Resistencia de materiales se introdujo para el
cálculo de la resistencia de elementos último en la
estimación de cizalla historia resistir capacidad.
(1) Diseño de cizalla historia elástica
La sísmica (respuesta elástica) coeficiente de
cizallamiento historia Ci se calcula:
……(11)
Cuando, Z: Factor de zona sísmica (0,7 a 1,0 en
Japón), Rt: vibración factor característico, Ai: factor
que representa la distribución vertical del
coeficiente sísmico historia de cizallamiento, Co:
coeficiente básico cortante basal (0,2 para el diseño
por tensiones admisibles convencional y 1.0 para el
examen de la capacidad de resistencia a la
cizalladura historia). La vibración factor
característico Rt representa la forma de diseño
espectro de respuesta de aceleración:
……(12)
donde, Tc: tiempo dominante del subsuelo (0,4 s
para la arena dura oel suelo de grava, 0.6 s para otra
tierra y 0,8 s para aluvión que consiste
principalmente en suelos blandos orgánicos u
otros); T: período natural del edificio. El periodo
naturalde un edificio de hormigón armado se puede
estimar mediante la siguiente expresión simple:
…(13)
donde, H: altura total en m. El coeficiente de Ai
define la distribución del esfuerzo cortante historia
del diseño a lo largo de la altura de un edificio:
…(14)
donde yai = ΣWi / ΣW1, ΣWi: total de cargas muertas
y vivas anteriores historia i, y ΣW1: Total de cargas
muertas y vivas del edificio.
(2) Requisitos de Facilidad de servicio
Fuerzas sísmicas convencionales son la fuerza
cortante elástico historia del diseño utilizando el
estándar cortante basal coeficiente C0 de 0.20. El
estrés en los miembros estructurales bajo cargas de

gravedad y las fuerzas sísmicas convencionales no
debe exceder la tensión admisible de los materiales.
El ángulo de la historia deriva bajo las fuerzas
sísmicas convencionales debe ser no más de 1/200
de la altura de la historia y el límite deriva de piso se
puede aumentar a 1/120 si el daño de la estructura
y los elementos no estructurales se puede controlar.
(3) Requisitos de resistencia
Cada historia de un edificio debe conservar una
cizalla historia resistir capacidad superior a la cizalla
historia requerida resistir capacidad Qun se define a
continuación:
…(15)
donde, Ds: factor característico estructural, lo que
representa la ductilidad de articulación miembros
de la historia, de Fez: factor de configuración
estructural, que representa la distribución de la
rigidez y la masa en una historia, Ci: coeficiente de
cizallamiento historia, y ΣWi: total cargas muertas y
vivas por encima de historia i.
Factor característico estructural Ds, un factor de
reducción de la resistencia requerida de corte de
diseño elástico, se puede definir para cada historia,
teniendo en cuenta el grado de deformación de la
articulación miembros en la formación de un
mecanismo de rendimiento. El rango de
deformación se define por (a) relación de la tensión
de cizallamiento a la resistencia del hormigón, (b)
relación de refuerzo a la tracción, (c) proporción de
tensión axial a la resistencia del hormigón, y (d)
lapso de cizallamiento para relación de profundidad.
Factores característicos estructurales de edificios de
hormigón armado varían de 0,30 para las
estructuras dúctiles a 0,55 para las estructuras no
dúctiles.
Factor de configuración estructural Fes considera la
distribución de la rigidez a lo largo de la altura de la
estructura y también la excentricidad del centro de
masa con respecto al centro de rigidez en un piso. El
factor de configuración estructural se calcula como
el producto de factores Fs y Fe que representan la
irregularidad de la distribución de la rigidez en la
altura y la excentricidad en planta, respectivamente,
como se indica a continuación:
…(16)
7.3 Método del espectro de capacidad
El nuevo procedimiento de diseño estructural se
introdujo en el Edificio Norma Ley de título ejecutivo
existente en 2000 para la evaluación y verificación
del rendimiento (respuesta) en un determinado
conjunto de estados límite bajo (a) cargas de
gravedad,(b) las cargas de nieve, (c) viento y (d) las
fuerzas del terremoto. Además, las especificaciones
estructurales fueron prescritas para el método de
cálculo estructural, el control de calidad de
construcción y materiales, la durabilidad de los
edificios, y el rendimiento de los elementos no
estructurales.
(1) los estados límite de Diseño
El rendimiento de un edificio se examina en los dos
estados límite bajo dos niveles de movimientos
sísmicos de diseño; es decir, (a) estado límite de
daño a la iniciación y (b) estado límite de seguridad
humana.
Las propiedades deben ser protegidos bajo la carga
de gravedad normal y en eventos que pueden
ocurrir más de una vez en la vida útil del edificio; es
decir, el daño se debe evitar en marcos
estructurales, miembros, materiales de acabado
interior y exterior en eventos con periodos de
retorno de 30 a 50 años. Se alcanza el estado límite
de daño a la iniciación cuando se alcanza la tensión
admisible de los materiales en cualquier miembro o
cuando la deriva de piso llega a 0,5 por ciento de la
altura de piso en cualquier historia. El período
elástica inicial se utiliza para una estructura. Las
tensiones admisibles de hormigón y el refuerzo de
dos tercios nominal resistencia a la compresión y
producen estrés, respectivamente.
Para la protección de la vida humana,no hay historia
del edificio se derrumbase, incluso bajo condiciones
de carga extraordinarios, como un evento con un
período de retorno de varios cientos de años. Se
alcanza el estado límite de seguridad de la vida
cuandola estructura no puede sostener las cargas de
gravedad del diseño en una historia bajo
deformación horizontal adicional; es decir, cuando
un miembro estructural ha alcanzado su máxima
capacidad de deformación. La deformación máxima
de un miembro debe ser calculado como la suma de
flexión y cortante deformaciones del miembro y la
deformación resultante de la deformación en la
conexión con los elementos adyacentes.
(2) las fuerzas sísmicas de diseño
El espectro de aceleración de respuesta sísmica de
diseño SA (T) de la superficie libre movimiento del
suelo en un factor de amortiguación 5% se
representa como sigue;
… (17)
donde Z: factor de zona sísmica, Gs (T): factor de
amplificación por la geología de superficie, (T) S0:
respuesta espectral de ordenadas aceleración del
movimiento del suelo en lecho de roca de ingeniería

expuesta, y T: período de un edificio expresado en
segundos en el estado dañado. El factor sísmico de
zona Z evalúa la diferencia relativa en las
intensidades previstas de movimiento de tierra. Dos
niveles de movimiento del suelo se definen; es decir,
(a) terremoto grande: el movimiento más grande en
500 años, y (b) terremoto Intermedio: 10a
movimiento más grande en 500 años. El espectro de
respuesta de aceleración se especifica en el lecho de
roca de ingeniería expuesto.El espectro de diseño S0
(T) en el lecho de roca de ingeniería expuesta está
dada por la figura. 4 para el estado límite de
seguridad de la vida: El espectro de diseño para el
estado límite de daño a la iniciación es que ser
reducido a una quinta parte del espectro para el
estado límite de seguridad humana.
El movimiento sísmico de un terremoto se ve
afectado significativamente por la geología de
superficie. La amplificación no lineal del movimiento
del suelo por la geología de superficie se evalúa
utilizando los datos geológicos en el lugar y un
modelo de cizalla-resorte multi-masa lineal
equivalente. Los factores de reducción del módulo
de corte y los factores de amortiguación se
especifican para suelos cohesivos y arena en los
distintos niveles de tensión de cizalla.
Fig. 4 Diseño espectro de respuesta de aceleración
terremoto del lecho de roca expuesta ingeniería para
el estado límite de seguridad humana.
(3) Espectro de demanda
El espectro de diseño se transforma en " Espectro de
demanda " por el trazado de un diagrama con la
aceleración diseño espectral (T,h) en el eje vertical y
espectral SD de desplazamiento (T, h) en el eje
horizontal (Fig. 5). Cuando un amortiguamiento
viscoso de un sistema lineal es pequeña, el
desplazamiento espectral de respuesta es
aproximada por la siguiente expresión:
… (18)
Espectro de demanda de un coeficiente de
amortiguamiento heq equivalente puede obtenerse
mediante la reducción de las ordenadas de
aceleración y desplazamiento espectrales en 0,05
factor de amortiguamiento por el siguiente factor Fh;
Fig. 5 Formulación del espectro de la demanda de
movimiento de diseño sísmico.
…… (19)
El factor de amortiguación varía en función de la
cantidad de daño en los miembros constitutivos de
una estructura.
(4) Espectro de Capacidad
Una estructura de edificio de varios pisos se reduce
a un sistema equivalente de un solo grado de
libertad (SDF) con los resultados de un análisis
estático no lineal bajo cargas de gravedad de
amplitud constante y monotónicamente fuerzas
horizontales crecientes (a menudo llamado un
"análisis paso a paso") . La forma desviada del
análisis paso a paso se supone que representa la
forma de primer modo de oscilación.
Si una estructura responde en el primer modo al
movimiento del suelo que tiene aceleración
espectral SA (T1, h1) y el desplazamiento SD (T1, h1)
en el periodo de primer modo de T1 y el factor de
amortiguamiento h1. Para el vector forma del modo
normalizado para el desplazamiento de nivel de
techo, el techo de desplazamiento máximo R1max D
y el máximo cortante en la base primero en modo
VB1max se calculan como sigue:
………………. (20)
………………. (21)
donde M1: masa modal efectiva, y Γ1: factor de
participación primer modo.
…………….. (22)
………………. (23)

donde {φ}1: primer modo de forma vectorial, [m]:
piso agrupado matriz de masa (matriz diagonal), y
{1}: vector con elementos de la unidad.
La aceleración espectral SA (T1, h1) y el
desplazamiento SD (T1, h1) requerido para
desarrollar cizallamiento base máxima VBmax, y el
desplazamiento del techo DRMAX de una estructura
pueden ser definidos como sigue:
…………………… (24)
……………………. (25)
Una estructura se supone para responder
elásticamente al movimiento del suelo usando la
rigidez secante y factor de amortiguamiento
equivalente definido en el desplazamiento máximo
cortante en la base y el techo. Para cada punto en el
desplazamiento relación base de cizallamiento-techo
de una estructura bajo monótonamente crecientes
fuerzas horizontales, la aceleración y
desplazamiento correspondiente ordenadas
espectrales SA (T1, h1) y SD (T1, h1) se pueden
representar como se muestra en la Fig. 6. La relación
se llama el "espectro de la capacidad" de la
estructura.
Fig. 6. Capacidad espectro usando aceleración
espectral SA (T) y desplazamiento SD (T).
(5) coeficiente de amortiguamiento equivalente
Un coeficiente de amortiguamiento viscoso eq h
equivalente a un estado de daño se define igualando
la energía disipada por histéresis de un sistema no
lineal y la energía disipada por un amortiguador
viscoso de un sistema linealmente elástica bajo
resonante de vibración de estado estacionario:
…………………….(26)
Donde ΔW: la energía de histéresis disipada por un
sistema no lineal durante un ciclo de oscilación, y W:
energía de deformación elástica almacenada por un
sistema linealmente elástico en la deformación
máxima (Fig. 7). Para el estado límite de daño de
iniciación, un coeficiente de amortiguamiento
constante de 0,05 se prescribe porque el estado de
una estructura sigue siendo linealmente elástico en
esta etapa. El coeficiente de amortiguamiento
equivalente debe reducirse eficazmente para
correlacionar la respuesta máxima de un sistema
lineal equivalente y un sistema no lineal bajo
terremoto de excitación aleatorio.
Fig. 7 relación viscoso equivalente de amortiguación
para la disipación de la energía de histéresis.
FIG. 8 espectros de demanda y el espectro de
capacidades a la iniciación de daños y estados límite
de seguridad de vida.
(6) El juicio Rendimiento
El rendimiento de una estructura bajo un
movimiento sísmico de diseño dado se examinó
comparando el espectro de la capacidad de la
estructura y los espectros de la demanda de
movimientos sísmicos de diseño evaluado para
factores de amortiguación equivalentes a los dos
estados límite. Aceleración espectral de una
estructura en un estado límite debe ser mayor que la
aceleración correspondiente del espectro de

demanda utilizando el coeficiente de
amortiguamiento equivalente.
8. Lecciones aprendidas de terremotos
Ingeniería sísmica no es una ciencia pura, pero se ha
desarrollado a través de la observación de la
insuficiencia de las estructuras durante sismos. El
único objetivo de la ingeniería sísmica ha sido la de
no repetir los mismos errores en el caso de futuros
terremotos.
Esta sección revisa la observación de los daños de la
construcción hecha por el hombre, con énfasis en el
daño a los edificios de hormigón armado. Esos
defectos encontrados en las construcciones
existentes deben ser identificados mediante la
evaluación de la vulnerabilidad y reequipar para la
seguridad en caso de terremotos futuros.
8.1 El daño estructural asociado a fallas del sistema
Patrones de fallas similares de los edificios se han
observado en varias ocasiones en la investigación de
los daños del terremoto pasado. Los requisitos de
diseño se han modificado o agregado para la
protección de nueva construcción. Sin embargo, las
estructuras más antiguas, diseñadas y construidas
usando tecnología obsoleta, son susceptibles a los
mismos patrones de daños durante los terremotos
futuros.
(1) Estructuras pesadas
Fuerzas de inercia en direcciones horizontal y
vertical se desarrollan con la vibración de una
estructura. Fuerzas de inercia verticales son
desarrolladas por la vibración vertical de una
estructura causada por el movimiento vertical del
suelo y también por la vibración de las losas de piso.
La parte dominante de daño estructural es causado
por fuerzas de inercia horizontales asociados con la
vibración lateral de la estructura. La amplitud de las
fuerzas de inercia es proporcional a la masa de una
parte estructural de la vibración y la aceleración de
respuesta desarrollada en el punto. Estructuras
pesadas, tales como casas de adobe y construcción
de concreto reforzado, atraen a las fuerzas de inercia
más grandes durante un terremoto. La resistencia
mínima debe ser proporcionado para resistir las
fuerzas de inercia horizontales y verticales
correspondientes al peso de una estructura.
(2) Período de vibración
La aceleración es un índice importante en la
ingeniería. Aunque la señal de aceleración de un
movimiento sísmico del suelo parece ser aleatorio, la
señal contiene períodos dominantes especiales de
vibración, que representan las características de la
geología de superficie en el sitio de construcción. La
amplitud de la aceleración del movimiento del suelo
es generalmente grande en un rango de período de
menos de 0,5 a 1,0 s, y que decae con la duración de
los períodos. Por lo tanto, la respuesta de
aceleración, que corresponde a las fuerzas de
inercia, es generalmente grande para cortas
estructuras de época. Para una duración
determinada de un movimiento sísmico, el corto
período de la estructura se somete a más ciclos de
oscilación; es decir, el corto período de estructura es
generalmente más susceptible a los daños a menos
que se proporciona la resistencia más grande.
(3) la capacidad de Resistencia y deformación
Una estructura no siempre fallan inmediatamente
cuando la acción alcanza la fuerza (capacidad
máxima resistencia) de una estructura. Una
estructura colapsa cuandose alcanza la capacidad de
deformación en los miembros sustentador de carga
verticales, tales como columnas y paredes. La
ubicación deldaño puede ser controlado mediante la
selección de regiones débiles de una estructura en la
planificación de diseño. Una gran capacidad de
deformación después de alcanzar la fuerza, conocida
comúnmente como la ductilidad, puede ser
incorporada en los miembros estructurales débiles
de modo que el colapso se puede retrasar incluso
después de que se desarrolló daño estructural
significativo.
Los modos frágiles de fracaso se debe impedir que
en los miembros de carga llevando verticales. Si los
modos de fracaso frágiles no se pueden corregir en
la construcción, a continuación, una mayor
resistencia debe ser proporcionada y también la
masa de la construcción debe ser reducida.
Es probable que sea más pequeño en virtud de
terremotos menores frecuente que la de un edificio
con baja resistencia, independientemente de la
capacidad de deformación El daño estructural de un
edificio con alta resistencia lateral (rigidez y
resistencia). Por lo tanto, una cierta resistencia
mínima es necesaria para la operación continua de
edificios después de terremotos frecuentes.
(4) el colapso progresivo
Cuando un miembro vertical, tal como una columna
o una pared estructural, falla en un modo frágil, la
cizalla llevado por el miembro debe ser resistido por
los otros miembros verticales de la misma historia.
La cizalla adicional suele provocar rotura frágil de
los demás miembros ya los miembros estructurales
suelen diseñados bajo la misma especificación; es
decir, si un miembro no de una manera frágil, los
otros miembros puede fallar en un modo similar.

Derrumbe de un edificio en una historia se produce
por rotura frágil progresiva de elementos verticales.
El fracaso de los miembros vertical no simplemente
resulta en la reducción de la resistencia lateral, pero
también resulta en pérdida de capacidad de carga
vertical. La carga de gravedad soportada por el
miembro no debe ser transferido a los miembros
verticales adyacentes. El fracaso de la transferencia
de carga de gravedad provoca el colapso parcial
alrededor del elemento vertical que falla.
(5) Concentración de daños
La concentración de la deformación estructural y los
daños asociados a las localidades limitadas debe ser
evitada si la capacidad de deformación en
ubicaciones daños esperados es limitada,
especialmente en edificios de hormigón armado.
Derrumbe de un edificio normalmente es causado
por el fracaso de los miembros de carga llevando
verticales de una historia. Con elfin de proteger a los
miembros verticales en una construcción de varios
pisos, que deben contar con una mayor resistencia
que la conexión de elementos horizontales para que
el daño debe ser dirigida a los miembros
horizontales.
(6) las irregularidades verticales
Cuando la rigidez y la resistencia asociada se
reducen bruscamente en una historia a lo largo de la
altura, las deformaciones inducidas por el terremoto
tienden a concentrarse en la historia flexible y / o
débil. La concentración de los daños en una historia
conduce a grandes deformaciones en elementos
verticales. La deformación excesiva en elementos
verticales a menudo conduce al fracaso de estos
miembros y el colapso de la historia.
Suaves/débiles primeras historias son
especialmente comunes en edificios de varios pisos
residenciales en áreas urbanas, donde la primera
historia a menudo se utiliza para espacios abiertos,
instalaciones comerciales o garajes. Por ejemplo, las
paredes estructurales que separan unidades
residenciales en los niveles anteriormente pueden
ser descontinuados en la primera historia para
satisfacer los requisitos de uso flexible. Las
columnas del primer piso durante un fuerte
terremoto sacude deberán resistir una cortante en la
base grande, inevitablemente conduce a la deriva
gran historia concentrada en esa historia.
(7) irregularidades horizontales
Si, por ejemplo, muros estructurales se colocan en
un lado de un edificio mientras que el otro lado tiene
marcos abiertos, la excentricidad entre los centros
de masa y la resistencia provoca la vibración
torsional durante un terremoto. Daño más grande se
desarrolla en los miembros de distancia del centro
de la resistencia. La pared estructural es eficaz
reduciendo la deformación lateral y resistir grandes
fuerzas horizontales, sobre todo cuando se
distribuyen en planta.
(8) La contribución de los elementos no
estructurales
Los elementos no estructurales, tales como
mampostería o relleno de hormigón paredes y
escaleras, normalmente se tomarán en cuenta para
el análisis estructural a pesar de que pueden
contribuir significativamente a la rigidez del sistema
de armazón. La existencia de estos elementos no
estructurales de alta rigidez puede causar
distribuciones irregulares de rigidez en el plan o a lo
largo de la altura.
Los elementos no estructurales se descuidan
comúnmente en modelado y análisis en los cálculos
de diseño, pero se colocan con el propósito de la
función de la construcción, por ejemplo, las paredes
de partición. Cuando los elementos no estructurales
rígidas y fuertes se ponen en contacto con los
elementos estructurales, la interacción puede llevar
a los daños en elementos no estructurales y
estructurales. Un ejemplo típico es una columna
cautivo, donde la longitud deformable se acorta por
enjutas unidos directamente a la columna.
(9) de la palpitación de los edificios adyacentes
La palpitación de edificios adyacentes provoca
daños estructurales. Distancia adecuada debe
mantenerse entre los edificios adyacentes. En el caso
de una serie de edificios construidos de lado a lado
en algunas localidades, los edificios de borde son
empujados hacia fuera y a menudo sufren daños
severos mientras que los edificios interiores están
protegidos de la deformación lateral excesiva.
(10) El deterioro con la edad
El deterioro de los materiales estructurales debido
al envejecimiento y las condiciones ambientales
agresivas reduce el potencial de rendimiento
sísmico de un edificio. Daños del terremoto anterior,
a menos que lo reparan adecuadamente y
fortalecerse, tiene el mismo efecto. Es importante ya
sea para mantener la estructura a intervalos
regulares o siga las especificaciones de construcción
rígida para una mayor durabilidad de la estructura.
(11) Fundación
El fracaso de las fundaciones es causada por: (a)
licuefacción y la pérdida de capacidad de carga o
tensión, (b) deslizamientos de tierra, (c) ruptura de
la falla, (d) compactación de los suelos, y (e) el
asentamiento diferencial. Normalmente es difícil
diseñar y construir una base segura para resistir el

movimiento de tierra inmediatamente encima de la
ruptura de la falla. Aunque los fallos de cimentación
normalmente no suponen una amenaza la vida, el
costo de la investigación y el trabajo de reparación
de daños es extremadamente alta. Por lo tanto, es
aconsejable para reducir la posibilidad de fallo de
fundación.
(12) Los elementos no estructurales
El daño de los elementos no estructurales o
arquitectónicos, tales como tabiques, ventanas,
puertas e instalaciones mecánicas, interrumpe el uso
de un edificio. El coste de los trabajos de reparación
en un edificio a menudo se rige por la sustitución de
los elementos no estructurales dañados, en lugar de
los trabajos de reparación en los elementos
estructurales. El daño de los elementos no
estructurales puede crear un peligro de caída para
las personas en, o escapar de la construcción;
Además, los elementos caídos pueden bloquear las
rutas de evacuación en un edificio gravemente
dañado.
8.2 Daños en los elementos estructurales
Tipos de fallo de los miembros pueden ser diferentes
para las columnas, vigas, muros y juntas viga-
columna. Es importante tener en cuenta la
consecuencia delfracaso miembro en el rendimiento
estructural; por ejemplo, el fracaso de elementos
verticales a menudo conduce al colapso de un
edificio. Los modos de falla en la flexión y al corte de
un fracaso miembro y bonos a lo largo de la
armadura longitudinal se revisan.
(1) Resistencia a la flexión de compresión fracaso de
columnas
Un miembro de hormigón armado somete a una
fuerza axial y momentode flexión normalmente falla
en la compresión del hormigón después de la
fluencia del refuerzo longitudinal; este modo de fallo
normalmente se conoce como insuficiencia
compresión flexión. La capacidad de deformación de
una columna está influenciada por el nivel de la
fuerza axial en la columna y la cantidad de refuerzo
lateral previsto en la zona de la deformación
plástica. El nivel de la fuerza axial está limitado en
diseño a un nivel relativamente bajo con la
condición de gravedad. Durante un terremoto, sin
embargo, las columnas exteriores, especialmente las
esquinas, son sometidas a diversas fuerzas axiales
debido al momento de vuelco de una estructura; el
nivel de fuerza axial en estas columnas puede llegar
a ser extremadamente alta en la compresión, lo que
lleva al fracaso de compresión flexión. A menudo es
difícil distinguir fallo por compresión de
cizallamiento y el fracaso de compresión a la flexión,
ya que ambos fallos se lleva a cabo cerca de los
extremos de las columnas e implica la trituración de
hormigón. El refuerzo de confinamiento lateral
puede retrasar el fracaso de aplastamiento del
hormigón bajo altas tensiones de compresión.
(2) el fracaso del esquileo de las columnas
El modo más frágil de fracaso es miembro de
cizallamiento. Fuerza de corte hace que el esfuerzo
de tracción en el hormigón en la dirección diagonal
al eje miembro. Después de las grietas de concreto
bajo el esfuerzo de tracción, la tensión debe ser
transferida al refuerzo lateral. Falla de corte frágil se
produce en el modo de tensión diagonal cuando no
se proporciona la cantidad mínima de refuerzo
lateral (tamaño,espaciado y la fuerza de refuerzo de
corte) en el miembro.
Cuando se proporciona la cantidad mínima de
refuerzo lateral en un miembro, la falla de corte se
desarrolla en forma de falta de compresión diagonal
de concreto después de la fluencia del refuerzo
lateral. Este modo de fallo no es tan frágil como el
fallo de la tensión diagonal, pero la capacidad de
deformación es limitada. Si se proporciona una
cantidad excesiva de refuerzo lateral, insuficiencia
de compresión diagonaldel hormigón se lleva a cabo
antes de la obtención de refuerzo lateral. Por lo
tanto, existe un límite superior en la cantidad de
refuerzo lateral eficaz para la resistencia al
cizallamiento. Tras el fracaso a la compresión del
concreto, la carga vertical la capacidad de carga de la
columna se pierde, lo que lleva al colapso en la
historia.
Debido a que el refuerzo lateral resiste la fuerza de
tracción bajo cizallamiento, los extremos de refuerzo
lateral rectilíneo deben ser anclados en el hormigón
núcleo con curva de 135 grados, o que deben ser
soldadas entre sí. Cuando se dobla una barra de
refuerzo, la deformación plástica permanente se
lleva a cabo en la curva y la región se vuelve menos
dúctil. El acero de refuerzo capaz de desarrollar alta
tenacidad y ductilidad antes de la fractura debe ser
utilizado para el refuerzo lateral.
(3) la falta de cizalla de construcción de placa plana
Un piso de placa plana sin capiteles de columnas es
popular en algunas regiones, ya que no tiene vigas
debajo de un nivel de la losa. La parte crítica del
sistema de losa plana es la transferencia de corte
vertical entre la losa y una columna. la falla de corte
en la conexión conduce a "la caída pan-cake" del
edificio, sin dejar ningún espacio entre los pisos
adyacentes después del colapso. Se observó falta

grave, en el terremoto de 1985 en la Ciudad de
México.
(4) la falta de división de Bonos
Las tensiones de adherencia que actúan en barras
corrugadas causan tensión anillo para el concreto
circundante. Pueden existir altas tensiones de
adherencia a flexión en miembros con momento
empinada gradientes a lo largo de su longitud. Si el
refuerzo longitudinal de una viga o columna no está
soportado por estribos o lazos estrechamente
espaciados, fisuras radiales pueden desarrollar a lo
largo de la armadura longitudinal, sobre todo
cuando la resistencia del hormigón es baja, cuando
se utilizan barras longitudinales de gran diámetro
con alta resistencia, o cuando el recubrimiento de
hormigón sobre las barras corrugadas es delgada.
Estas fisuras radiales resultan en la pérdida de
tensión de adherencia, lo que limita la flexión y / o
resistencia al corte en una pequeña deformación.
(5) la falta de empalme de la armadura longitudinal
Refuerzo longitudinal se empalma en varias
maneras, incluyendo empalmes de vuelta, los
empalmes mecánicos y empalmes soldados. Los
empalmes deben estar situados en una región donde
la tensión de tracción es baja. Los empalmes de los
edificios más antiguos se encuentran en las regiones
de mayores esfuerzos de tracción ya las
implicaciones para el rendimiento terremoto fueron
entendidos inadecuadamente. La insuficiencia de
empalme reduce la resistencia a la flexión del
miembro a menudo antes de ceder.
(6) la falta de Anchorage
La fuerza en el refuerzo longitudinal en vigas y
columnas debe ser anclada dentro de una conexión
viga-columna o fundación. Conexiones de la
construcción de edificios más viejos pueden ser sin
armadura transversal conjunta, en cuyo caso el
refuerzo de la columna y la viga está anclado en el
hormigón esencialmente llano. Si la armadura
longitudinal viga noestá anclado plenamente en una
junta viga-columna, la barra puede sacar de la
articulación; por ejemplo, el refuerzo inferior del
haz, en el diseño no sísmica, se incrusta una corta
distancia en la articulación de la viga-columna.
(7) de la viga-columna de fallo de la junta
Cuando una trama momento resistente está
diseñado para el comportamiento fuerte columna
débil de haz, la articulación de la viga-columna
puede ser en gran medida subrayó después de haz
de rendimiento y agrietamiento diagonal puede
estar formado en la conexión.
Anchas grietas de flexión se pueden desarrollar en el
extremo de la viga, en parte atribuible a la tira de
refuerzo de la viga dentro de la conexión. Tal
agrietamiento de cizallamiento puede reducir la
rigidez de un edificio. Si no se observa en las juntas
viga-columna con columnas estrechas y también en
las juntas viga-columna sin refuerzo lateral.
(8) El incumplimiento de las pilas
La fuerza de inercia que actúa en un edificio debe ser
resistida por la estructura de base.Momentos de alta
flexión combinadas con fuerzas axiales que actúan
en la parte superior de una pila pueden causar
aplastamiento del hormigón. Tales daños en la
estructura de base es difícil identificar después de
un terremoto, a menos que se detecta aparente
inclinación de un edificio como un resultado de la
deformación cimientos permanentes.
8.3 Calidad de la mano de obra y materiales
El rendimiento de una construcción se ve afectado
por la calidad del trabajo durante la construcción.
Por ejemplo, la resistencia del material especificado
en los documentos de diseño no puede desarrollarse
durante la construcción. La cantidad de refuerzo no
se coloca como se especifica en el diseño. El final de
refuerzo lateral no se dobla por 135 grados, como
especifica el código de construcción. Recubrimiento
de hormigón de refuerzo no es suficiente y la barra
de refuerzo está oxidado con grietas en el concreto
superficie. Educación de trabajadores de la
construcción y la inspección de las obras que sean
necesarias para mantener la calidad de mano de
obra.
La calidad de los materiales también se deteriora
con la edad. El mantenimiento adecuado de las
estructuras es esencial. Los cambios en el uso y la
ocupación a menudo implican modificaciones
estructurales sin la debida investigación de las
consecuencias en caso de un terremoto.
9. Requisitos de diseño de hormigón armado en
Japón
En esta parte, vamos a revisar el diseño de
elementos de hormigón armado en Japón. Los
requisitos de diseño se han mejorado basados en las
lecciones aprendidas de terremotos pasados.
Reglamento de aplicación de la Ley Edificios
Urbanos de 1919 especifican la calidad de los
materiales, las tensiones admisibles de materiales,
conexiones, al armado, las cargas vivas y muertas, y
el método de cálculo de las tensiones. El 1923
Terremoto de Kanto (M 7,9) causó importantes
daños en edificios de hormigón armado
proporcionadas con (a) tabiques de ladrillo, (b) las
paredes poco de corte, o construido con (c) pobre al

armado, (d) a corto regazo longitud de empalme, ( e)
las conexiones viga-columna pobres, (f) pobre
construcción, o diseñados con (g) de configuración
irregular, y (h) pobre fundación. El Reglamento de
ejecución requerida (a) la longitud de empalme
mínimo de 25 veces el diámetro de la barra de
empalme regazo, (b) el uso de refuerzo superior e
inferior de las vigas, (c) dimensiones mínimas de
1/15 veces la altura libre de columnas, y (d )
relación de refuerzo longitudinal mínimo de 1/80
para las columnas.
El título ejecutivo del 1950 la Ley de Normas de
Construcción especifica lo siguiente para
construcción en hormigón armado: (a) los extremos
de las barras de refuerzo longitudinales deben ser
enganchados; (B) especificada resistencia a la
compresión del hormigón debe ser no menos de 90
kgf / cm2; (C) las columnas deben ser reforzados
por al menos cuatro barras longitudinales
firmemente sujetados por refuerzo empate a
intervalos no superiores a 30 cm y 15 veces el
diámetro más pequeño de refuerzo longitudinal; (D)
una dimensión mínima de sección de la columna
debe ser mayor que 1/15 de la altura libre; la
relación de refuerzo de una columna era de no
menos de 0,8 por ciento; (E) Las vigas deben ser
reforzadas por el refuerzo superior e inferior;
espaciamiento de los estribos debe ser no más de
3/4 de la profundidad de la viga y 30 cm; y (f) de
espesor de un muroestructural deberá ser inferior a
12 cm; la separación de la armadura horizontal y
vertical debe ser de 30 cm o menos; una abertura
debe ser reforzada con barras de 12 mm de
diámetro o más. Dos niveles de tensión admisible se
especificaron para el largo plazo y corto plazo
cargas. Las tensiones admisibles para la carga a
largo plazo eran dos tercios de la resistencia
especificada para el refuerzo de la tensión y un
tercio de la resistencia a la compresión especificada
del hormigón en compresión.
Cálculo de estructuras para construcción en
hormigón armado no se ha especificado en la Ley de
Normas de Construcción y regulaciones asociadas,
pero se dejó para el ingeniero individuo a resolver
como un problema de ingeniería. El Instituto de
Arquitectura de Japón (AIJ) estándar proporciona la
base de la ingeniería. El estándar AIJ 1947 requiere
que (a) si el esfuerzo cortante de diseño de
hormigón por largo plazo o una carga a corto plazo
excede la tensión admisible de hormigón para el
corto plazo la carga, todo esfuerzo de corte de
diseño tuvo que ser llevado por el refuerzo de
cortante, (b) si el esfuerzo cortante diseño superó F
/ 12 (F: especifica la resistencia del hormigón) bajo
carga a largo plazo o F / 8 bajo una carga a corto
plazo, la sección de miembros tuvo que ser
aumentado. Se recomienda generalmente que las
dimensiones miembros deben seleccionarse lo
suficientemente grande para que el concreto para
llevar la mayor parte del esfuerzo de corte de diseño
y que la cantidad mínima de refuerzo lateral deben
colocarse para facilitar el trabajo concreto.
El 1968 Terremoto de Tokachi-oki (M 7,9) causó
daños significativos a las columnas de hormigón
armado cortas en los edificios escolares. El daño
planteó dudas sobre la resistencia a los terremotos
de construcción de concreto reforzado. Las causas
de los daños se resumieron como (a) pobre de
hormigón y el refuerzo del trabajo, (b) la liquidación
irregular de fundación, (c) la resistencia al corte y la
ductilidad de las columnas, (d) columnas de ángulo
bajo respuesta bidireccional, y (e) respuesta de
torsión de los edificios. La AIJ recomienda que (a) el
nivel de estrés de cizalla en las columnas se
mantiene baja mediante el uso de paredes
estructurales y el uso de secciones más grandes, (b)
de la pared monolítica no estructural ser incluido en
el análisis estructural, (c) la cantidad de refuerzo de
corte sea usarse aumentó y se coloca de manera
efectiva, y (d) de los extremos de los lazos y aros ser
doblada más de 135 grados, o soldadas aros-forma
cerrada y refuerzo espiral. Tenga en cuenta que el
mecanismo de corte de resistencia de un miembro
de hormigón armado no se entendía en el momento.
Fig. 9 Cálculo de la cizalladura del diseño de la
columna en 1971 AIJ RC Standard.
El título ejecutivo ley fue revisada en 1971 como
medidas de emergencia para evitar la rotura a
cortante de columnas; es decir, (a) diámetro de aros
se fijó en 6 mm o más grande, y (b) separación tenía
que ser 15 cm o menos (10 cm o menos dentrode un
rango de dos veces la dimensión más pequeña de la
sección de la columna por encima y por debajo de la
cara horizontal de miembros) y 15 veces o menos
del diámetro de la barra longitudinal más pequeña.
La AIJ revisó la Norma RC 05 1971 hasta su forma
actual. La resistencia al esfuerzo cortante permisible
de vigas y columnas se deriva sobre la base de
análisis estadístico de los datos experimentales

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