ESTIMADOS INGENIEROS ME HE DADO CUENTA QUE EN LA PRACTICA ALGUNOS PROFESIONALES NO APLICAN ALGUNAS DISPOSISIONES DEL ACI, ESTO LO REALIZAN CON EL OBJETIVO DE OBTENER ESTRUCTURAS MAS ECONOMICAS Y POR LO MISMO MAS CONVENIENTES PARA LOS PROPIETARIOS. lOS INVITO A MENCIONAR LOS CRITERIOS EN LOS CUALES SE BASAN PARA REALIZAR ESTO.
EN ESPECIAL EL CAPITULO 21 Y LAS CUANTIAS MINIMAS.... ETC
SALUDOS.
Canales de Ingeniería Civil en: *Whatsapp* / *Telegram*
EN CHILE SE APLICAN TODAS LAS DISPOSISIONES DEL ACI?????????
Reglas del Foro
Favor de usar el boton de Dar Gracias
En el mensaje del usuario al que deseas agradecer
En vez de escribir gracias repetidamente
Favor de usar el boton de Dar Gracias
En el mensaje del usuario al que deseas agradecer
En vez de escribir gracias repetidamente
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
realmente depende del nivel de deformacion que estara sujeta tu estrcutura.
Esta bien no aplicar todas las disposiciones.
Ejemplo estructura basada en elementos resistentes sistema dual (muros y columnas)
si los muros toman aprox el 75 % de la resistencia de corte por piso que objeto tiene aplicar diseños especiales a las columnas y vigas
Si tiene diseño especial las vigas de acoplamientos de los muros
Si tienes una estrcutura que la diseñaste con un factor de R=1 ante el espectro de diseño, realmente necesitaras aplicar el capitulo 21.
en este ultimo caso estas diseñando la estrcutura para que comporte en forma elastica, es decir con el corte maximo que se puede desarollar en esta.
ahora lo que hacemos normalmente es trabajar un corte reducido del elastico, para considerar la capacidad de deofrmnacion no lineal de los materiales y es por ello que debemos darle esa capacidad de deformacion con requerimientos en estructuras de marcos como impedir
falla de la columna alñ corte por la capacidad de esta
falla de la viga por la capacidad de esta
falla de la longitud de desarrollo en las seccons de momento maximo especialmente en los nudos
falla de los nudos por corte en este desarrollado por la capacidad de los elementos que llegan a el
condicones de estabilidad de piso blando al hacer que la suma de las capacidades a momento de la columna sea mayor que de las vigas (no impide formacion de menacnismo blando estos ref libro de estrcutura de concreto reforzado park an pauly)
etc.
ahora la escula actual Chilena es utilizar los muros como elemento resistente principal, por lo que es este caso la estructura con estas tremendas rigideces se comporta en forma practicamente elastica y con deofrmaciones casi en el rango lineal, no necesitando capacidad de deofrmacion no lineal de los materiasles y elemrntos estrcuturasles.
Comentarios personal se depside FEC
Esta bien no aplicar todas las disposiciones.
Ejemplo estructura basada en elementos resistentes sistema dual (muros y columnas)
si los muros toman aprox el 75 % de la resistencia de corte por piso que objeto tiene aplicar diseños especiales a las columnas y vigas
Si tiene diseño especial las vigas de acoplamientos de los muros
Si tienes una estrcutura que la diseñaste con un factor de R=1 ante el espectro de diseño, realmente necesitaras aplicar el capitulo 21.
en este ultimo caso estas diseñando la estrcutura para que comporte en forma elastica, es decir con el corte maximo que se puede desarollar en esta.
ahora lo que hacemos normalmente es trabajar un corte reducido del elastico, para considerar la capacidad de deofrmnacion no lineal de los materiales y es por ello que debemos darle esa capacidad de deformacion con requerimientos en estructuras de marcos como impedir
falla de la columna alñ corte por la capacidad de esta
falla de la viga por la capacidad de esta
falla de la longitud de desarrollo en las seccons de momento maximo especialmente en los nudos
falla de los nudos por corte en este desarrollado por la capacidad de los elementos que llegan a el
condicones de estabilidad de piso blando al hacer que la suma de las capacidades a momento de la columna sea mayor que de las vigas (no impide formacion de menacnismo blando estos ref libro de estrcutura de concreto reforzado park an pauly)
etc.
ahora la escula actual Chilena es utilizar los muros como elemento resistente principal, por lo que es este caso la estructura con estas tremendas rigideces se comporta en forma practicamente elastica y con deofrmaciones casi en el rango lineal, no necesitando capacidad de deofrmacion no lineal de los materiasles y elemrntos estrcuturasles.
Comentarios personal se depside FEC
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
en cuanto de las cuantias minimas si se deben respectar en elmentos que estaran sujetos a cargas cilicas por que estas en el caso de las vigas corresponde a que esta sea capaz como minimo desarrollar su capacidad de momento de rotura de manera que no se rompa ante esta (se recomeinda en general utilizar esta, a menos que estes extremadamente seguro de las cargas de diseño)
en cuento a las columnas la minma biene dada por problemas de fliuecnia lenta con el tiempo. se ha comprobado que esta armadura vertical controla los problemas esta deofrmacion ha largo plazo.
la armadura minima de muros en el caso de Chile biene dada por las recomendaciones de la experiencia de nosotros principalmente. Debemos mencinar que el elemento estrcutural de muro es principalmente el sistema estrcutural de diseño de nuestro Chilito, el cual lo han ido incorporando otros paises por su buen desempeño.
creo que con el tema de las cuantias no se puede jugar.
espero que cuando se produzca el sismo esperado (T=50 años aprox) no fallen muchas etsrcuturas
en cuento a las columnas la minma biene dada por problemas de fliuecnia lenta con el tiempo. se ha comprobado que esta armadura vertical controla los problemas esta deofrmacion ha largo plazo.
la armadura minima de muros en el caso de Chile biene dada por las recomendaciones de la experiencia de nosotros principalmente. Debemos mencinar que el elemento estrcutural de muro es principalmente el sistema estrcutural de diseño de nuestro Chilito, el cual lo han ido incorporando otros paises por su buen desempeño.
creo que con el tema de las cuantias no se puede jugar.
espero que cuando se produzca el sismo esperado (T=50 años aprox) no fallen muchas etsrcuturas
Me gustaria preguntar sobre cual ha sido la armadura al corte mas conservadora que has obtenido en un diseño en cuanto a diametro y separacion?
Ademas como consideras las vigas de acoplamiento en la modelacion?
saludos y gracias
Ademas como consideras las vigas de acoplamiento en la modelacion?
saludos y gracias
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
EN GENERAL EN CUANTO A ARMADURA DE CORTE EN MUROS DE HORMIGON SI A ESO TE REFIERES SIEMPRE DOY COMO BASE FI8 S=20 HORIZONTAL Y VERTICAL DOBLE MALLA.jhing escribió:Me gustaria preguntar sobre cual ha sido la armadura al corte mas conservadora que has obtenido en un diseño en cuanto a diametro y separacion?
Ademas como consideras las vigas de acoplamiento en la modelacion?
saludos y gracias
ADEMAS DEBE SER EN AMBAS DIRECIONES ESPECIALMENTE EN MUROS BAJOS DE TRAZON ALTURA LARGO MENOR QUE UNO. DEBIDO A QUE TANTO LA ARMADURA VERTICAL COMO HORIZONTAL ABSORVE EL CORTE
EN LOS CASOS DE VIGAS DEPENDE EXCLUSIVAMENTE DEL TAMAÑO. NORMALMENTE OMITO LA CONSTRIBUCUION A PESAR QUE EL ACI DISE QUE SE PUEDE CONSIDERAR EN ALGUNOS CASOS. ESO SI NUNCA DOY ARMADURAS DE CORTE MAYOR QUE EL MAXIMO PARA EVITAR LA FALLA POR BIELA DE COMPRESION DEL HORMIGON (FALLA EXPLOSIVA).
EN CUANTO A LA MODELACION Y CONSIDERACIONES DE LAS VIGAS DE ACOPLAMIENTO DEJE PUBLICADO UN EJEMPLO DE MI UNIVERSIDAD DE UN SISTEMA DE MUROS CON VIGAS DE ACOPLAMIENTO A SU CAPACIDAD ULTIMA.
AHORA SI ME PREGUNTAS ES NECESARIO APLICAR LOS CONCEPTOS DE DISEÑO POR CAPACIDAD A TODAS LAS VIGAS NO. PERO LA PREGUNTA ES HASTA CUAL SE DEBE APLICAR.
POR EJEMPLO UN CRITERIOR POSIBLE ES REALIZAR EL DISEÑO Y DESPUES HA ESTE APLICAR EL ESPECTRO ELASTICO CON EL ANALISIS LINEAL. DE ESTA FORMA DETERMINAMOS AQUELAS VIGAS QUE EXCEDEN SU CAPACIDAD DE MOMENTO DE FLUENCIA Y DEBEREMOS CONFINAR ESTAS( ESTE ES UN CRITERIOR)
OTRO ES REALIZAR UN ANALISIS NO LINEAL ESTATICO CON LA FORMA DE LAS CARGAS A NIVEL DEL PISO DELÑ ESPECTRO DE DISEÑO Y LLEVAR ESTE MODELO AL NIVEL DE DEOFRMACION MAXIMO QUE SE PRODUCIRIA EN FORMA ELASTICA ES DECIR DEFORMACION AL NIVEL DE TECHO MULTIPLICADA CON R=1 Y DETERMINAR DE ESTA FORMA LOS REQUERIMEINTOS DE DUCTILIDAD INDICIDUAL. DE ESTA MANERA DETERMINAMOS EN FORMA MAS RACIONAL QUE ELEMENTOS VIGAS NECESITAN CONFINARSE PARA PODER DESARROLLAR LA DEMANDA DE ROTACION.
OTRA FORMA SERIA UN ANALISIS NO LINEAl con registros simicos compatibles con el tipo de suelo, y sismo maximo esperado para la zona, junto con registros artificiales compatibles con el espectro de diseño
estas son las tres alternativas que existen actualmente.
el aci dise en aguna parte para determinar cuales elementos se necesitan confinar (cabezas de los muros), que se pueden determinar el nivel de deformacion maxima considerando r=1 (factor de reduccion del espectro elastico de la actual norma Chilena).
EN CUANTO AL MODELO SE DEBE CONSIDERAR IGUAL QUE UN ELEMENTO NORMA EJEMPLO EN EL SAP CONSIDERADO COMO ELEMENTO FRAME (ES DECIR CON 6 GRADOS DE LIBERTAD).
SOLO TE PUEDO DECIR ALGUNAS RECOMENDACIONES GENERALES POR QUE HE CALCULADO TODAVIA MUY POCAS ESTRCUTURAS.
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
DE TODAS FORMAS ES MEJOR ANTE TODO TENER SIEMPRE EDIFICOS ESTRCUTURADO EN SU DIRECCION CORTA PRINCIPALMENTE POR MUROS POR QUE ES MUY DIFICIL ANALIZAR LAS COLUMNAS DE LOS EXTREMOS PERIMEYTRALES Y ADEMAS SE PRODUCEN GRAVES PROBLEAMS EN GENERAL EN EL LADO CORTO DEPENDIENDO DE LA CARGA DE ESTRCUTURA DE ESTABILIDAD.
ME ACABA DE PASAR QUE TENIA QUE DISEÑAR UNA ESTRCUTURA DE UNA CARGA APROSIMADAMENTE DE 1 TON/M2 DE SOBRECARGA
ESTA ESTRCUTURA ERA DE UN PISO PERO LA QUERIAN ESTRCUTURAR EN BASE MARCOS
TUVE QUE CAMBIEAR EL SISTEMA ESTRCUTURAL DEJANDO UN SISTEMA DE MUROS EN LA DIRECION CORTA Y MARCOS DUCTILES EN LA DIRECION LARGA. ESO SI CALCULADO DE ACUEERDO A LA NORMA INDUSTRIAL QUE IMPONE MAYORES COEFIENTES SISMICOS EN EL ANALISIS ESTATICO QUE LA NCH 433 PARA EDIFICOS
ESPERO QUE ESTA PEQUEÑA CHARLA TE SIRVA.
YO ESTOY COMENZANDO CON EL TEMA, POR AHORA ESO ES LO UNICO QUE TE PUDEDO APORTAR.
EN CUANTO A LA ARMADURA MINIMA DE LOS BORDES DE LOS MUROS TODAVIA EN FORMA IMPLICITA NO HAY NINGUNA RECOMENDACION.
EN GENERAL CREO QUE EN LAS OFICINAS DE CLACULO UTILIZAN EN EXTREMOS QUE NO SE ENCUENTRAN 2 FI 12 Y EN EXTREMOS QUE SE ENCUENTRAN 4 FI 10 SEPARADOS CARA 15 CM
EL ACI RESPECTO HA ESTE TEMA NO DICE NADA.
EN CUANTO A LOS DISEÑO DE MUROS REALIZADOS EN CHILE DE ACUEROD AL PROF PATRICIO BONELLI DE UN ESTUDIO REALIZADO POR EL LOS EDIFICOS DE MUROS. ESTOS ELEMENTOS TRABAJARON PRINCIPALMENTE EN EL RANGO ELASTICO SIN REQUERIMIENTOS DE DUCTILIDAD ANTE EL SISMO DE 1985
POR AHI ESTA SU PUBLICACION
SI LAQUIERES TE LA PUEDO ENVIAR DESPUES
POR SI ACASO A LOS QUE LES INTERESA EN EL INSTITUTO CHILENO DEL HORMIGON SE DICTARA UNA CHARLA DE METODO POR DISEÑO POR RESISTENCIA DE ALBAÑILERIA (MUY INTERESANTES)
AIS QUE QUIEN PUEDA IR LE ROGARE QUE DESPUES ME PUEDA PRESTAR ESTOS VALIOSOS APUENTES E INTERCAMBIAR INFORMACION
(ESTO ES EN JULIO)
SE DESPIDE FEC.
ME ACABA DE PASAR QUE TENIA QUE DISEÑAR UNA ESTRCUTURA DE UNA CARGA APROSIMADAMENTE DE 1 TON/M2 DE SOBRECARGA
ESTA ESTRCUTURA ERA DE UN PISO PERO LA QUERIAN ESTRCUTURAR EN BASE MARCOS
TUVE QUE CAMBIEAR EL SISTEMA ESTRCUTURAL DEJANDO UN SISTEMA DE MUROS EN LA DIRECION CORTA Y MARCOS DUCTILES EN LA DIRECION LARGA. ESO SI CALCULADO DE ACUEERDO A LA NORMA INDUSTRIAL QUE IMPONE MAYORES COEFIENTES SISMICOS EN EL ANALISIS ESTATICO QUE LA NCH 433 PARA EDIFICOS
ESPERO QUE ESTA PEQUEÑA CHARLA TE SIRVA.
YO ESTOY COMENZANDO CON EL TEMA, POR AHORA ESO ES LO UNICO QUE TE PUDEDO APORTAR.
EN CUANTO A LA ARMADURA MINIMA DE LOS BORDES DE LOS MUROS TODAVIA EN FORMA IMPLICITA NO HAY NINGUNA RECOMENDACION.
EN GENERAL CREO QUE EN LAS OFICINAS DE CLACULO UTILIZAN EN EXTREMOS QUE NO SE ENCUENTRAN 2 FI 12 Y EN EXTREMOS QUE SE ENCUENTRAN 4 FI 10 SEPARADOS CARA 15 CM
EL ACI RESPECTO HA ESTE TEMA NO DICE NADA.
EN CUANTO A LOS DISEÑO DE MUROS REALIZADOS EN CHILE DE ACUEROD AL PROF PATRICIO BONELLI DE UN ESTUDIO REALIZADO POR EL LOS EDIFICOS DE MUROS. ESTOS ELEMENTOS TRABAJARON PRINCIPALMENTE EN EL RANGO ELASTICO SIN REQUERIMIENTOS DE DUCTILIDAD ANTE EL SISMO DE 1985
POR AHI ESTA SU PUBLICACION
SI LAQUIERES TE LA PUEDO ENVIAR DESPUES
POR SI ACASO A LOS QUE LES INTERESA EN EL INSTITUTO CHILENO DEL HORMIGON SE DICTARA UNA CHARLA DE METODO POR DISEÑO POR RESISTENCIA DE ALBAÑILERIA (MUY INTERESANTES)
AIS QUE QUIEN PUEDA IR LE ROGARE QUE DESPUES ME PUEDA PRESTAR ESTOS VALIOSOS APUENTES E INTERCAMBIAR INFORMACION
(ESTO ES EN JULIO)
SE DESPIDE FEC.
Pregunta1: Cuando diseñas los muros a flexocompresion consideras en algun porcentaje el aporte de la armadura vertical a corte????
Pregunta2: Como descriminas entre las combinaciones de cargas, de tal forma de obtener los esfuerzos mas desfaborables para realizar el diseño a corte.
Pregunta2: Como descriminas entre las combinaciones de cargas, de tal forma de obtener los esfuerzos mas desfaborables para realizar el diseño a corte.
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
SE DEBEN REVIZAR TODAS LAS COMBINACIONES DE CARGA PRA DETERMINAR EL PEOR CASO DE TODOS ESTOS.jhing escribió:Pregunta1: Cuando diseñas los muros a flexocompresion consideras en algun porcentaje el aporte de la armadura vertical a corte????
EN GENERAL SOLO CONSIDERO EL APORTE DE LA ARMADURA DE CORTE HORIZONTAL, PERO DE TODAS FORMAS VERIFICO CON LA FORMA QUE SE TIENE PARA EL CASO DE VIGAS ALTAS. EN ESTE CASO CONSIDERA LA INTERACION DE LAS DOS ARMADURAS
POR EL MOMENTO ES LA UNICA FORMA DE CUANTIFICARLA.
ACUERDATE QUE ENTRE MAS CAHTO EL MURO LA ARMADURA VERTICAL EMPIZA A CONSTRIBUIR EN EL CORTE
NO CONSIDERO EL EFECTO DE LA ARMADURA VERTICAL DE LOS EXTREMOS EN LA ARMADURA DE CORTE
Pregunta2: Como descriminas entre las combinaciones de cargas, de tal forma de obtener los esfuerzos mas desfaborables para realizar el diseño a corte.
NORMALMENTE EL PEOR CASO SE DAN CON LAS OMBINACIONES 0.9PP+-1.4 S
HAY QUE REVISAR EN AMBAS DIRECIONES.
¿COMO CUANTIFICAS HASTA QUE ELEMENTOS NECESITAS CONFINAR DE MANERA DE DARLE CAPACIDAD DE ROTACION?
¿COMO DETERMINAS EL NIVEL MAXIMO DE DESEMPEÑO DE TU ESTRCUTURA?
¿COMO COMIENZAS CON EL TEMA DE LA ESTRCUCTURACION?
TE PREGUNTO ESTO QUE YA ME PASO POR LA POCA EXPERIENCIA QUE EMPECE CON UNA ESTRCUTURA Y TERMINE CON OTRA TOTALMENTE DISTINTA
Me encantaria responder a tus interrogantes pero lamentablemente mi experiencia es muy reducida, por lo cual invito a los ingenieros de mas experiencia a dar solucion a estas preguntas.
desde ya gracias.
desde ya gracias.
Hola, jhing
Mis comentarios son los siguientes:
1- Cuantía mínima al corte en vigas y muros (ACI): 0.25%. Por ejemplo:
MHA e=20 cm: DMØ 8@20
MHA e=25 cm: DMØ 8@16
MHA e=30 cm: DMØ10@20
etc.
Esta cuantía mínima le permite al muro tener un mínimo de ductilidad y suficiente armadura de retracción.
2- ¿Es posible bajar esta cuantía mínima en muros? R: Si, pero con un criterio adecuado. Te recomiendo que la cuantía nunca sea menor a 0.20% (similar a la cuantía de malla vertical), esto permite controlar las posibles fisuraciones por retracción. Además este rebaje en la cuantía lo puedes realizar solo en muros poco solicitados (con tensiones de corte bajas). ¿y que tan bajas? tan bajas como para que los cm2 que me dan con esta tensión multiplicada por 1.33 todavía sea mínima.
3- En cuanto a los dinteles de acoplamiento, DEBEN ser diseñado por capacidad de acuerdo al capítulo 21 del ACI. Muchas veces la cantidad de enfierradura que dan en estos dinteles es tan grande que se pasan de las cuantías máximas y simplemante no caben en la viga. En ese caso se pueden usar 2 alternativas de diseño:
3.1- Reducir las dimensiones del dintel: Esto hace más flexible a la estructura, ya que se disminuye la inercia del dintel, por lo tanto toman menos esfuerzos sísmicos.
3.2- Diseñar el dintel con la inercia reducida, es decir aceptar que el dintel se fisure, haciendo más flexible a la estructura, al igual que el caso anterior.
En ambos casos, el dintel se DEBE diseñar por capacidad.
En ambos casos, en esfuerzo que no es tomado por el dintel debido a que su inercia se redujo, es tomado por el resto de la estructura.
4- Hay estudios y ensayos que disen que los muros con relación largo y alto sercano a 1, las mallas verticales tambien trabajan al corte, debido a que los puntales de compresión-tracción por donde viaja este esfuerzo son diagonales. Sin embargo, no he encontrado en ningún texto o norma que diga que se reparta la cuantía al corte en las mallas verticales y horizontales. Por lo tanto, hay que enfierrar al 100% del corte con la malla horizontal. Pero, por lo dicho anteriormente, se recomienda que la malla vertical que se disponga sea de un calibre similar a la horizontal.
Espero haberte aclarado un poco este tema, y espero que más foristas se sumen con más comentarios.
Saludos, Javier.
Mis comentarios son los siguientes:
1- Cuantía mínima al corte en vigas y muros (ACI): 0.25%. Por ejemplo:
MHA e=20 cm: DMØ 8@20
MHA e=25 cm: DMØ 8@16
MHA e=30 cm: DMØ10@20
etc.
Esta cuantía mínima le permite al muro tener un mínimo de ductilidad y suficiente armadura de retracción.
2- ¿Es posible bajar esta cuantía mínima en muros? R: Si, pero con un criterio adecuado. Te recomiendo que la cuantía nunca sea menor a 0.20% (similar a la cuantía de malla vertical), esto permite controlar las posibles fisuraciones por retracción. Además este rebaje en la cuantía lo puedes realizar solo en muros poco solicitados (con tensiones de corte bajas). ¿y que tan bajas? tan bajas como para que los cm2 que me dan con esta tensión multiplicada por 1.33 todavía sea mínima.
3- En cuanto a los dinteles de acoplamiento, DEBEN ser diseñado por capacidad de acuerdo al capítulo 21 del ACI. Muchas veces la cantidad de enfierradura que dan en estos dinteles es tan grande que se pasan de las cuantías máximas y simplemante no caben en la viga. En ese caso se pueden usar 2 alternativas de diseño:
3.1- Reducir las dimensiones del dintel: Esto hace más flexible a la estructura, ya que se disminuye la inercia del dintel, por lo tanto toman menos esfuerzos sísmicos.
3.2- Diseñar el dintel con la inercia reducida, es decir aceptar que el dintel se fisure, haciendo más flexible a la estructura, al igual que el caso anterior.
En ambos casos, el dintel se DEBE diseñar por capacidad.
En ambos casos, en esfuerzo que no es tomado por el dintel debido a que su inercia se redujo, es tomado por el resto de la estructura.
4- Hay estudios y ensayos que disen que los muros con relación largo y alto sercano a 1, las mallas verticales tambien trabajan al corte, debido a que los puntales de compresión-tracción por donde viaja este esfuerzo son diagonales. Sin embargo, no he encontrado en ningún texto o norma que diga que se reparta la cuantía al corte en las mallas verticales y horizontales. Por lo tanto, hay que enfierrar al 100% del corte con la malla horizontal. Pero, por lo dicho anteriormente, se recomienda que la malla vertical que se disponga sea de un calibre similar a la horizontal.
Espero haberte aclarado un poco este tema, y espero que más foristas se sumen con más comentarios.
Saludos, Javier.
-
gatogalaxi
- Moderador
- Mensajes: 440
- Registrado: Mar Feb 14, 2006 12:37 pm
- Ubicación: Rancagua
me parece un poco sobredimensionado el considerar a todas las vigas de acoplamiento diseñadas por capacidad, si tenemos extructuras muy alta los ultimos pisos tambien aplicas diseño por capacidad
es decir supones que se forman en todos los pisos rotulas plasticas
es eso verdad
que fin tien hacer que la estrcutura en sus ultimos pisos esten diseñadas por capacidad si nunca tendran incursiones que hagasn que estos tengas grandes deofrmaciones
parece poco racional la forma. Si estoy de acuerod en las consideraciones del codigo del ACI, pero al igual que las normas oficiales son guias para establecer estandares minimos.
ademas no dise que todas las vigas de acoplamiento tengan que diseñarse por capacidad. solo aquellas donde uno estime que tendran gran rotacion.
Quiera que discutiermos mas ese tema
Se depide FEC
Es su forma de diseñar si usted tien una estrcutura alta que se diseño para un espectro elastico debido a que no se produce gran diferencia con el reducido ante peridos altos (dependiendo de la zona y suelo)
diseñaria igual por capacidad (me parece extraño)
debido ha esto de manera de recionalizar los diseños se estan utilizando cada vez mas los analisis estatiso no lineal junto con el dinamico.
ademas las nuevas recomendaciones de la VISION 2000 habla de estados de desempeño en funcion de la deformaciones con espectros de seudo aceleracion que corresponden a eventos simicos definidos en funcion del periodo de retorno y probabilidad de excedencia
este ultimop metodo por ahora es el mas racional, y la manera de detrminar los puntos de desempeño es atraves de una analisis incremental estatico no lineal
actualmente ese metodo esta cada vez siendo mas utilizados para obtener los verdaderos puntos donde se necesita darle ductilidad a la estrcutura.
Creo que le Prof guendelman (si me disculpan por que no conoszco la form exacta de escrivir su apellido), esta realizando grandes exfuerzos en esta area. El ya posee un metodo racional donde en funcion de una estrcutura elastica base determina y junto con un esquema de fuerzas laterales determina los puentos donde se necesitan dotar a la estructura de ductilidad y ademas corrigueinmediatamente esta para optimizar su funcionamiento en cuento a la reparticiones de esto puntos de manera de evitar concentraciones de deofrmacion excesiva en siertos elementos.
no olvidemos que estos puntos que disponemos de gran capacidad de rotacion no lienal son los fusibles de nuestra estructura.
En la ACHISINA del 2005 se trato este tema
Para los ineterezados cundo este un poco mas olgado de tiempo, les desjare algunos de las publicaciones presentadas en este congreso
Yo creo que en el tema de los muros estoy de acuero
No se define de manera apropiada en el aci la interacion de la armadura de reparticion vertical en el corte para muros chatos de razon altura largo baja.
No define tampoco el tema de la armadura minima de flexion en los borde de los muros.
No considera la degradacion por incrsion no lineal de los muros de la resistencia aportada por el hormigon
No considera que la armadura horizontal de corte no es 100% efectiva, no fluye por completo solo algunas barras, disminuyendo su eficioencia de un 1 0,7 aproximadamente cosa que hable en el metodo de diseño de los muros (Cosa que ampliamnete estudio Don Gilberto Leiva Prof UTFSM, y que invito a los amigos del foro a infomarse al respecto)
Falta todavia mucha investigacion con respecto al tema de los muros.
Yo creo que las recomendaciones de diseño por ductilidad van orientadas especialmente a diseños de elementos resistentes basados en un sistema de estrcuturacion tipo marcos ductilies
debemos mencionar que para cumplir que es EXTREMADAMENTE CARO Y DIFICIL satisfacer la condicion de columna fuerte y viga debil especialmente para las columnas de las esquinas de los edificios donde estaran sometidas a flexion biaxial a tension estas, por lo tanto recomeindo por lo que he leido siempre utilizar muros combinados con sistemas de marcos de manera de disminuir los requerimientos de deformacion en el marcos es decir sistema dual (es una recomendacion muy particular basada en mis lecturas, y poca experiencia)
si no me equivoco nuestra traduccion del ACI 318 en sus comentarios dice que debemos considerar un valor mayor a 2 0 2,5 para el caso de columna fuerte y viga debil de manera de asegurar ese comportamiento.
Espero que sigamos en el camino de esta discucion.
SE depide FEC
es decir supones que se forman en todos los pisos rotulas plasticas
es eso verdad
que fin tien hacer que la estrcutura en sus ultimos pisos esten diseñadas por capacidad si nunca tendran incursiones que hagasn que estos tengas grandes deofrmaciones
parece poco racional la forma. Si estoy de acuerod en las consideraciones del codigo del ACI, pero al igual que las normas oficiales son guias para establecer estandares minimos.
ademas no dise que todas las vigas de acoplamiento tengan que diseñarse por capacidad. solo aquellas donde uno estime que tendran gran rotacion.
Quiera que discutiermos mas ese tema
Se depide FEC
Es su forma de diseñar si usted tien una estrcutura alta que se diseño para un espectro elastico debido a que no se produce gran diferencia con el reducido ante peridos altos (dependiendo de la zona y suelo)
diseñaria igual por capacidad (me parece extraño)
debido ha esto de manera de recionalizar los diseños se estan utilizando cada vez mas los analisis estatiso no lineal junto con el dinamico.
ademas las nuevas recomendaciones de la VISION 2000 habla de estados de desempeño en funcion de la deformaciones con espectros de seudo aceleracion que corresponden a eventos simicos definidos en funcion del periodo de retorno y probabilidad de excedencia
este ultimop metodo por ahora es el mas racional, y la manera de detrminar los puntos de desempeño es atraves de una analisis incremental estatico no lineal
actualmente ese metodo esta cada vez siendo mas utilizados para obtener los verdaderos puntos donde se necesita darle ductilidad a la estrcutura.
Creo que le Prof guendelman (si me disculpan por que no conoszco la form exacta de escrivir su apellido), esta realizando grandes exfuerzos en esta area. El ya posee un metodo racional donde en funcion de una estrcutura elastica base determina y junto con un esquema de fuerzas laterales determina los puentos donde se necesitan dotar a la estructura de ductilidad y ademas corrigueinmediatamente esta para optimizar su funcionamiento en cuento a la reparticiones de esto puntos de manera de evitar concentraciones de deofrmacion excesiva en siertos elementos.
no olvidemos que estos puntos que disponemos de gran capacidad de rotacion no lienal son los fusibles de nuestra estructura.
En la ACHISINA del 2005 se trato este tema
Para los ineterezados cundo este un poco mas olgado de tiempo, les desjare algunos de las publicaciones presentadas en este congreso
Yo creo que en el tema de los muros estoy de acuero
No se define de manera apropiada en el aci la interacion de la armadura de reparticion vertical en el corte para muros chatos de razon altura largo baja.
No define tampoco el tema de la armadura minima de flexion en los borde de los muros.
No considera la degradacion por incrsion no lineal de los muros de la resistencia aportada por el hormigon
No considera que la armadura horizontal de corte no es 100% efectiva, no fluye por completo solo algunas barras, disminuyendo su eficioencia de un 1 0,7 aproximadamente cosa que hable en el metodo de diseño de los muros (Cosa que ampliamnete estudio Don Gilberto Leiva Prof UTFSM, y que invito a los amigos del foro a infomarse al respecto)
Falta todavia mucha investigacion con respecto al tema de los muros.
Yo creo que las recomendaciones de diseño por ductilidad van orientadas especialmente a diseños de elementos resistentes basados en un sistema de estrcuturacion tipo marcos ductilies
debemos mencionar que para cumplir que es EXTREMADAMENTE CARO Y DIFICIL satisfacer la condicion de columna fuerte y viga debil especialmente para las columnas de las esquinas de los edificios donde estaran sometidas a flexion biaxial a tension estas, por lo tanto recomeindo por lo que he leido siempre utilizar muros combinados con sistemas de marcos de manera de disminuir los requerimientos de deformacion en el marcos es decir sistema dual (es una recomendacion muy particular basada en mis lecturas, y poca experiencia)
si no me equivoco nuestra traduccion del ACI 318 en sus comentarios dice que debemos considerar un valor mayor a 2 0 2,5 para el caso de columna fuerte y viga debil de manera de asegurar ese comportamiento.
Espero que sigamos en el camino de esta discucion.
SE depide FEC
En el primer parráfo de los comentarios del capítilo 21.6.7 del ACI se sita textualmente: "Las vigas de acoplamiento que conectan muros estructurales, pueden proporcioner rígidez y disipación de energía", o dicho de otra manera, las vigas de acoplamiento son los fusibles de una estructura como bien lo digiste Gatogalaxi.
Independiente si estás ubicado en el último piso, igual debes aplicar el diseño por capacidad. Si estás ocupando estos "fusiles" en la estructura, tu diseño tiene que asegurar que si fallan, la falla no sea fragil, es decir, que la falla sea por flexión y no por corte. Este es el espíritu del diseño por capacidad.
Toma en cuenta que muchas estructuraciones de edificios altos considera elementos rigidisantes para controlar deformaciones y acortar lo periodos principalmente, colocando un gran dintel en los últimos pisos.
En el caso contrario, si los esfuerzos disminuye en altura, los dinteles te darán con menos enfierradura y posiblemente no te controle el diseño por capacidad.
Por otro lado, la experiencia dice que los dinteles cortos con relación largo/altura menor que 4 trabajan principalmente a corte, por lo que generalmente el diseño por capacidad no controla. Lo contrario ocurre con los dinteles largos, que trabajan más a flexión que a corte, en donde generalmente si controla el diseño por capacidad.
Ahora mi recomendación es no sobre-diseñar a flexión los dinteles, ya que esto le entrega mayor capacidad de flexión a la viga, por lo que sería necesario reforzar más al corte de acuerdo al diseño por capacidad.
El tema de marcos rígidos es un tema diferente, pero con el mismo espíritu que los dinteles de acoplamientos. En este caso tambien existe un diseño por capacidad, pero a flexión. Este dice que las columnas deben tener a lo menos 6/5 más de capacidad que las vigas que llegan a ella, esto de acuerdo al ACI. Otros autores recomiendan que las columnas tengan 2.5 veces más capacidad que las vigas. Principio columna fuerte - viga debil.
Como bien mencionas, existen situaciones en que no es posible cumplir con el 6/5, como en las columnas esquina o en las columnas de coronamiento. En este caso, la recomendación es rutular las columnas en estos puntos (aceptar que se formen rótulas) distribuyendo en esfuerzo en el resto de los elementos.
Saludos, Javier.
Independiente si estás ubicado en el último piso, igual debes aplicar el diseño por capacidad. Si estás ocupando estos "fusiles" en la estructura, tu diseño tiene que asegurar que si fallan, la falla no sea fragil, es decir, que la falla sea por flexión y no por corte. Este es el espíritu del diseño por capacidad.
Toma en cuenta que muchas estructuraciones de edificios altos considera elementos rigidisantes para controlar deformaciones y acortar lo periodos principalmente, colocando un gran dintel en los últimos pisos.
En el caso contrario, si los esfuerzos disminuye en altura, los dinteles te darán con menos enfierradura y posiblemente no te controle el diseño por capacidad.
Por otro lado, la experiencia dice que los dinteles cortos con relación largo/altura menor que 4 trabajan principalmente a corte, por lo que generalmente el diseño por capacidad no controla. Lo contrario ocurre con los dinteles largos, que trabajan más a flexión que a corte, en donde generalmente si controla el diseño por capacidad.
Ahora mi recomendación es no sobre-diseñar a flexión los dinteles, ya que esto le entrega mayor capacidad de flexión a la viga, por lo que sería necesario reforzar más al corte de acuerdo al diseño por capacidad.
El tema de marcos rígidos es un tema diferente, pero con el mismo espíritu que los dinteles de acoplamientos. En este caso tambien existe un diseño por capacidad, pero a flexión. Este dice que las columnas deben tener a lo menos 6/5 más de capacidad que las vigas que llegan a ella, esto de acuerdo al ACI. Otros autores recomiendan que las columnas tengan 2.5 veces más capacidad que las vigas. Principio columna fuerte - viga debil.
Como bien mencionas, existen situaciones en que no es posible cumplir con el 6/5, como en las columnas esquina o en las columnas de coronamiento. En este caso, la recomendación es rutular las columnas en estos puntos (aceptar que se formen rótulas) distribuyendo en esfuerzo en el resto de los elementos.
Saludos, Javier.
-
- Información
-
¿Quién está conectado?
Usuarios navegando por este Foro: No hay usuarios registrados visitando el Foro y 6 invitados